Manual Geotecnia SMMS Tomo II

9 Inclusiones Juan Félix Rodríguez Rebolledo Gabriel Auvinet Guichard

Introducción El control de los hundimientos que se presentan en suelos blandos por efecto del peso de las construcciones y de los abatimientos piezométricos reviste una gran importancia. Entre las técnicas que se han propuesto para este fin, se encuentra la inserción de inclusiones de diferentes tipos en los estratos que más contribuyen a los asentamientos, con objeto de reducir su compresibilidad. Una función secundaria, y en ocasiones primaria, de las inclusiones puede ser también mejorar la capacidad de carga del suelo. Las inclusiones son elementos de forma cilíndrica, no conectados con la estructura, que pueden incluirse en el suelo recurriendo a diferentes técnicas como el hincado de elementos de concreto prefabricados o de tubos de acero, la inyección a baja presión, el jet grouting y la perforación previa con relleno de materiales granulares (columnas balastadas) o de una mezcla de suelo con un material estabilizante formado de cal y cemento (columnas de calcemento). Los pilotes convencionales de fricción o de punta son casos particulares de inclusiones. Las ventajas de éstas sobre aquellos radican precisamente en su mayor versatilidad, que permite: •

Usar con mayor eficiencia el material de refuerzo, lo que conduce a economías apreciables.

•

En caso de recimentar una estructura existente para el control de asentamientos diferenciales futuros, no modificar estructuralmente el cimiento, ya que las inclusiones no inducen cargas puntuales importantes en el mismo.

•

Recimentar con facilidad en condiciones de acceso restringido y con un equipo pequeño.

Los métodos existentes para el diseño de cimentaciones con pilotes, basados en análisis en condiciones límites, pueden ser aplicados al caso de las inclusiones. Sin embargo, generalmente, estos métodos simplifican drásticamente la interacción elemento-suelo y por tanto generan dudas sobre su aplicabilidad en diversas condiciones prácticas. En este capítulo se presenta un modelo numérico, basado en el Método de los Elementos Finitos (MEF) axisimétrico (Rodríguez, 2001), que permite evaluar la interacción inclusiónsuelo en un medio en proceso de consolidación debido a la presencia de una carga externa y/o al abatimiento de las presiones intersticiales. Asimismo, se presenta un modelo analítico

403

Manual de Construcción Geotécnica

simplificado del efecto de inclusiones sobre la consolidación de estratos blandos, basado en las soluciones de Mindlin (1936) y de Geddes (1966). Además, después de revisar algunos métodos que se han usado previamente tanto para cimentaciones piloteadas como para aplicar la técnica de las inclusiones rígidas (estas técnicas se comentan con detalle en los capítulos 10, 11, 12 y 16), se presentan las bases teóricas en las que se basan los métodos antes mencionados y que pueden ser utilizadas para el diseño de este tipo de cimentación. Finalmente, se presentan dos aplicaciones del uso de inclusiones a casos reales: 1) Control de asentamientos debidos a una carga superficial y a la consolidación regional en un edificio diseñado con pilotes de fricción negativa en la zona lacustre del Valle de México (Correa, 1961). 2) Uso de inclusiones de acero para reforzar el suelo bajo las zapatas de 90 m de diámetro de un puente de grandes dimensiones (Pecker, A. & Salençon, J., 1998; Auvinet, 1998). 9.1

Tipos de inclusiones

A continuación se presenta una breve revisión de los principales tipos de inclusiones. Algunas de las técnicas mencionadas se describen con mayor detalle en el capítulo 10. 9.1.1 Pilotes usados como inclusiones Una de las contribuciones a la ingeniería de cimentaciones en la zona lacustre del lago de la cuenca de México ha sido el concepto de pilote de fricción negativa (Correa, 1961). Este pilote es una inclusión cuya punta inferior se recarga en la capa dura, mientras su punta superior se deja penetrar libremente a través de la losa de cimentación, Fig. 9.1. Cajón de cimentación

Pilotes de fricción negativa

Arcilla compresible

Estrato duro

Fig. 9.1, Pilotes de fricción negativa 404

Inclusiones

Estas inclusiones reciben la carga, ya sea del peso de la estructura o la producida por la consolidación regional, por medio de la fricción negativa que se desarrolla en su fuste y la transmiten por medio de su punta inferior a la capa dura. Existen otros sistemas de cimentación más elaborados que utilizan este tipo de inclusiones, como es el caso de los pilotes entrelazados (Girault, 1964, 1980), Fig. 9.2. Este sistema consta de pilotes de fricción convencionales ligados a la subestructura, más un conjunto de inclusiones apoyadas en la capa dura, pero con la diferencia de que su punta superior se coloca a cierta distancia de la losa de cimentación. Esta disposición disminuye la magnitud de los esfuerzos inducidos en el suelo por el peso de la estructura, además de que el colchón de suelo entre la punta de los pilotes de fricción convencionales y la capa dura y entre la cabeza de las inclusiones y la losa de cimentación absorbe los enjutamientos de la formación arcillosa superior. Cajón de cimentación

Pilotes de fricción unidos al cajón

Arcilla compresible

Pilotes de fricción negativa Estrato duro

Fig. 9.2, Pilotes entrelazados

9.1.2 Inclusiones de acero En un proyecto reciente, se han hincado inclusiones constituidas por tubos de acero de 2 m de diámetro y 25 m de longitud, de acuerdo con una retícula con separación típica de 7 m. La punta superior de las inclusiones queda ahogada en un colchón de grava y arena. El objetivo fue reforzar el suelo bajo las zapatas de 90 m de diámetro de un puente de grandes dimensiones (véase inciso 9.5.2), Fig. 9.3. 9.1.3 Columnas balastadas El uso de columnas balastadas para reforzar suelos arcillosos blandos, ha tenido gran aceptación en las últimas décadas. El método consiste en reemplazar del 10 al 35 % del suelo débil con grava o arena en forma de inclusiones (Munfakh et al., 1987).

405


Nivel del mar

Colchón de material tratado Protección contra el oleaje

Zapata de 90m de diámetro Colchón de grava y arena (sin tratamiento)

Inclusiones de acero @ 7m de 2m de diámetro y 25m de longitud

Fig. 9.3, Inclusiones de acero en el suelo de cimentación de una zapata de un puente de grandes dimensiones (Pecker, A. & Salençon, J., 1998; Auvinet, 1998)

El método constructivo para la realización de columnas balastadas, se describe en la Fig. 9.4. Se realiza primero una perforación hasta una profundidad que puede variar de 15 hasta 20 m, con un diámetro de 0.6 a 1 m, con la ayuda de una punta vibrante. Esta punta es un cuerpo cilíndrico de 0.30 a 0.40 m de diámetro y de 2 a 5 m de largo que contiene un vibrador horizontal constituido por un conjunto rotativo de masas excéntricas movidas por un motor. La punta penetra en el suelo bajo la acción de su peso propio, de la vibración y de un chorro de agua que permite recuperar los azolves. A continuación, se rellena la perforación con materiales granulares con alto ángulo de fricción (por ejemplo grava para balasto), la columna así constituida se compacta bajo el efecto del vibrador. El diámetro final de la columna dependerá de la consistencia del terreno y será mayor para suelos de consistencia más blanda. La inclusión de estas masas cilíndricas compactas y rígidas permite reducir la compresibilidad del suelo original e incrementar su resistencia al esfuerzo cortante. 9.1.4 Columnas de cal-cemento mezcladas in situ Las columnas de cal-cemento mezcladas in situ se han usado para la estabilización de suelos blandos en Japón y Suecia desde los años setenta (Holm, 1997). Esta técnica consiste en realizar una mezcla in situ del suelo blando con un material estabilizante formado de cal, cemento y aire a presión, creándose una columna cuyo diámetro puede variar de 0.5 a 1.2 m y con profundidades desde 15 hasta 25 m, Fig. 9.5.

406

Inclusiones

Inclusión de suelo granular

Agua

Fig. 9.4, Principio de ejecución de columnas balastadas

Esta técnica se utiliza principalmente para la reducción de asentamientos y para el mejoramiento de la estabilidad en proyectos de infraestructura tales como caminos y carreteras sobre depósitos de suelo blando. También se ha utilizado en la cimentación de edificios pequeños y puentes así como en la estabilización de excavaciones y laderas. Su principal aplicación es en arcillas blandas, pero también se ha llegado a emplear en arcillas orgánicas y limos arcillosos.

Fig. 9.5, Columnas de cal-cemento mezcladas in situ

9.1.5 Micropilotes Las inclusiones inyectadas de pequeño diámetro reciben generalmente el nombre de micropilotes. Estos fueron empleados inicialmente en Italia en los años cincuenta para la

407


recimentación de monumentos y edificios históricos. En los años setenta esta nueva técnica se introdujo en los Estados Unidos. No fue sino hasta los ochenta cuando el método fue aceptado con la finalidad de recimentar estructuras existentes. Los micropilotes pueden utilizarse en condiciones de acceso restringido, proporcionan un excelente soporte estructural y minimizan los asentamientos. Además, esta técnica puede aplicarse en prácticamente cualquier suelo con una mínima perturbación de la estructura recimentada. La característica principal de los micropilotes es su pequeño diámetro de perforación que permite su colocación en prácticamente cualquier condición con un equipo pequeño en comparación con el utilizado para la colocación de pilotes tradicionales. El uso de la inyección para la colocación de micropilotes permite incrementar el diámetro del elemento y la resistencia al esfuerzo cortante del material que lo rodea, pero también redunda en una mayor perturbación del suelo. Los pasos básicos para la construcción de un micropilote inyectado se presentan en forma esquemática en la Fig. 9.6 (Bruce, 1989).

Entrada de flujo

Cabeza rotatoria

Presión de inyección

Tubo Tremie

Salida de flujo

Salida de agua

Ademe de perforación

En ocasiones se deja el ademe como refuerzo Retiro del ademe

Ademe de perforación

ESTRATO COMPRESIBLE

Barra de refuerzo ESTRATO INYECTADO

1. PERFORACIÓN

2. INYECCIÓN CON TUBO TREMIE

3. COLOCACIÓN DE REFUERZO

4. INYECCIÓN Y RETIRO DE ADEME

5. MICROPILOTE TERMINADO

Fig. 9.6, Pasos básicos para la construcción de micropilotes inyectados

Se utiliza comúnmente inyecciones compuestas de una lechada de agua y cemento (a/c) con una relación de 0.40 y 0.55. En ciertos países se agrega en ocasiones arena para disminuir el costo de la mezcla. En la Tabla 9.1 se presentan las dimensiones y las presiones de inyección típicas publicadas por varios autores en la construcción de micropilotes (Finno y Orozco, 1997).

408

Inclusiones Tabla 9.1 Dimensiones y presiones de inyección típicas en la construcción de micropilotes Diámetro de la perforación, m

Longitud, m

Máx. presión de inyección, MPa

Carga de servicio, kN

0.100 a 0.250

20 a 30

***

300 a 1000

0.080 a 0.250

***

***

***

0.075 a 0.225

10 a 20

***

100 a 300

0.076 a 0.280

***

***

***

0.067 a 0.089

4 a 4.9

Más de 9

***

***

***

1a2

100 a 1000

9.1.6 Inclusiones de mortero envueltas en geotextil Para la estabilización de minas y cavernas se han utilizado inclusiones de mortero inyectado envueltos en geotextil (Koerner, 1985). Los tramos correspondientes a zonas huecas o deformables dentro del medio adoptan un diámetro mayor que en zonas más rígidas, quedando una configuración como la mostrada en la Fig. 9.7.

Fig. 9.7, Inclusiones de mortero envueltas en geotextil usadas para estabilizar minas y cavernas

Para la conservación del patrimonio de la Ciudad de México, ante los asentamientos considerables inducidos por el bombeo profundo y el abatimiento del nivel freático, se ha propuesto asimismo el uso de inclusiones consistentes en pilotes inyectados envueltos en geotextil en determinados tramos de una perforación dentro del subsuelo, combinados con 409


láminas de mortero inyectado por fracturamiento hidráulico del subsuelo arcilloso (Santoyo y Ovando, 2000), Fig. 9.8. El objeto es reducir la compresibilidad de la arcilla aplicando el método en zonas de alta compresibilidad y en las profundidades en donde el tratamiento resulte más efectivo, minimizando la magnitud de los asentamientos superficiales.

1. PERFORACIÓN

2. COLOCACIÓN DE TUBERÍA Y FUNDA GEOTEXTIL

3. FORMACIÓN DEL NÚCLEO E INFLADO DEL GEOTEXTIL

Losa

4. RETIRO DEL ADEME Y RETAQUE DE VAINA

5. INYECCIÓN ASCENDENTE POR ETAPAS

Pedraplén

Tramo de vaina

Rellenos Tubo de manguito

Perforación con broca tricónica y ademe metálico recuperable Perforación con broca ampliadora y de batido

Costra superficial

Tubo de inflado

Mortero

Formación arcillosa superior Geotextil Lodo de perforación

Capa dura Inyección 17 a 25cm

30cm aprox.

Fig. 9.8, Principio de ejecución de inclusiones de mortero envueltas en geotextil usadas para el control de asentamientos en la Ciudad de México

9.1.7 Jet grouting El jet grouting es una técnica relativamente nueva, inventada en los años sesenta (Henn, 1996). Esta consiste en inyecciones de mortero mediante chorros a alta presión dirigidos lateralmente a las paredes de un pozo. Este chorro excava y mezcla simultáneamente el suelo. Para mejorar la acción de corte se añade aire a presión. Esta inyección a alta presión permite mejorar las características geotécnicas del suelo, teniendo como resultado una inclusión de suelo-mortero con una mayor resistencia que el suelo original. Uno de los métodos comunes de aplicación del jet grouting consiste básicamente de dos etapas, la etapa de perforación y la de retracción con inyección simultánea, Fig. 9.9. El radio final logrado de la inclusión de jet grouting se denomina radio de acción y depende de varios factores: 410

Inclusiones

Inclusión de suelo-mortero

Radio de acción

Etapa de perforación

Inicio de la etapa de retracción con inyección simultánea

Terminación de la etapa de retracción con inyección simultánea

Fig. 9.9, Etapas básicas para el jet grouting

9.2

•

Presión de trabajo, que se genera mediante una bomba especial con capacidad de 100 a 82,000 kPa.

•

Tiempo de inyección, que se determina por medio de la velocidad a la que se extrae y rota la barra de perforación.

•

Esfuerzo cortante del suelo antes del tratamiento.

•

Tamaño de los orificios de la barra de perforación.

•

Peso específico del mortero de inyección. Conceptos básicos 9.2.1 Esfuerzos en una inclusión y en la interfaz inclusión-suelo

El análisis de los esfuerzos un una inclusión y en la interfaz inclusión-suelo puede realizarse recurriendo a un enfoque similar al usado en la interpretación de las mediciones realizadas en pilotes instrumentados por Vesic (1970). Se considera una inclusión de diámetro D, colocada en un medio sometido a algún proceso de consolidación, entre las profundidades ZS y ZP . La función Q(z) representa la carga axial transmitida a lo largo del elemento Fig. 9.10. QS y QP representan la carga en las puntas de la inclusión a una profundidad ZS y ZP respectivamente. La pendiente de la función Q(z) dividida por el perímetro de la inclusión (PP) representa la distribución de los esfuerzos de cortante sobre el fuste τ(z):

411


τ(z ) = −

1 dQ ( z ) PP dz

(ec. 9.1)

En la parte superior de la inclusión, Q(z) aumenta con la profundidad mientras que τ(z) disminuye y permanece negativo hasta la elevación ZO, conocida como nivel neutro: el suelo se cuelga del fuste de la inclusión generando la fricción negativa. Debajo de esta elevación, Q(z) disminuye y τ(z) aumenta y cambia de signo: el suelo en el fuste se opone a la penetración del elemento, desarrollándose la fricción positiva.

ZS

QS

QS

(-)

ZO

τ(z)ZP

τ(z)+ (+)

QP

QP Q(z)

τ(z)

Fig. 9.10, Cargas transmitidas por una inclusión

9.2.2

Esfuerzos y deformaciones inducidas por la presencia de inclusiones en un medio continuo

Los cambios de esfuerzos inducidos dentro de un medio por elementos extraños como las inclusiones, pueden calcularse en forma aproximada recurriendo a la teoría clásica de la elasticidad. El esfuerzo vertical inducido en cualquier punto de un medio semi-infinito elástico por una carga vertical puntual P, localizada a una profundidad c, puede calcularse a partir de la ec. 9.2 (Mindlin, 1936). La notación es la de la Fig. 9.11. Los esfuerzos verticales inducidos por una carga repartida a lo largo de una línea vertical fueron obtenidos por Geddes, 1966, por integración de la ec. 9.2. Esta solución es aplicable a inclusiones trabajando por fricción supuesta uniforme a lo largo del fuste. A partir de esta solución integrada (ec. 9.3) es posible obtener los esfuerzos inducidos por tramos de inclusiones con diferentes adherencias, por diferencia entre dos inclusiones completas, aplicando el principio de superposición (Fig. 9.12).

412

Inclusiones

(0,0,-c) Plano z=0 c x c (0,0,c) R

Z P

R2

y

1

r

(x,y,z)

z

Fig. 9.11, Problema de Mindlin

⎧ − 3(z − c )3 (1 − 2 ν )(z − c ) (1 − 2 ν )(z − c ) ⎫ − + + ⎪ ⎪ 5 3 3 R1 R1 R2 ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ 3 2 ⎪ − 3(3 − 4 ν )(z + c ) + 12c (2 − ν )(z + c ) − 18c 2 (z + c ) ⎪ P −⎬ σZ = ⎨+ 8 π(1 − ν ) ⎪ R 25 ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ 3 ⎪ 30cz (z + c ) ⎪ ⎪− ⎪ 7 R2 ⎩ ⎭

(ec. 9.2)

L1 z

L2 σZ

L

r

Fig. 9.12, Cargas distribuidas a lo largo de líneas verticales

413


σZ =

f KZ L

(ec. 9.3)

donde carga por unidad de longitud longitud donde la carga está distribuida se define como:

f L KZ

KZ

2 ⎧ ⎫ ⎡ m ⎛ m 1 ⎞⎤ ⎛m⎞ − + − + 2 ( 2 ) 2 ( 1 2 ) ν ν ⎜ ⎟ ( ) + ν 2 1 2 ⎜ ⎟ ⎪ ⎪ ⎥ ⎢ n ⎝ n n ⎠⎦ n⎠ ⎝ ⎪ − 2(2 − ν ) + ⎣ − + ⎪ ⎪ ⎪ A1 A2 A3 ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ 2 2 ⎡ ⎛m ⎞ 2⎤ 2 ⎪ ⎪ m 1 ⎞ ⎛ ⎢4m − 4(1 + ν )⎜ ⎟ m ⎥ [4m (1 + ν )(m + 1)]⎜ + ⎟ ⎪ ⎪ 2 n ⎝ ⎠ ⎢⎣ ⎥⎦ 1 ⎪ n ⎝ n n ⎠ +⎪ + = ⎨+ 3 + ⎬ 3 3 8π (1 − ν ) ⎪ A1 A2 A3 ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ ⎪ 4 4 ⎪ ⎪ 1 ⎡ ⎤ 5 2 ⎡m − n ⎤ 2 ⎪ 6m ⎢ n 2 ⎥ 6m ⎢mn − 2 (m + 1) ⎥ ⎪ n ⎣ ⎦+ ⎣ ⎦ ⎪+ ⎪ ⎪ ⎪ A35 A25 ⎪ ⎪ ⎪⎩ ⎪⎭

donde

z L r n= L m=

A12 = n 2 + (m − 1)

2

A22 = n 2 + (m + 1)

2

A32 = n 2 + m 2

Si se quieren incluir además en el cálculo el efecto de cargas repartidas sobre superficies circulares localizadas en la superficie o a cierta profundidad (Fig. 9.13), es posible recurrir a la integración realizada por Auvinet y Díaz, 1981 (ec. 9.4).

σZ =

q (I + II + III + IV + V 4(1 − ν )

)

donde q carga uniformemente repartida I, II, II, IV y V se definen como:

414

(ec. 9.4)

Inclusiones

I = (Z − D F

)

3

⎧⎪ 1 ⎨ 2 ⎪⎩ R + (Z − D F

[

)

]

2 3/2

⎧⎪ 1 II = (1 − 2ν ) ⋅ (Z − D F ) ⋅ ⎨ 2 ⎪⎩ R + (Z − D F

[

⎫⎪ 3 ⎬ Z − D F ⎪⎭ 1

−

)

]

⎧⎪ 1 III = − (1 − 2ν ) ⋅ (Z − D F ) ⋅ ⎨ 2 ⎪⎩ R + (Z + D F

)

2 1/2

[

[

IV = (3 − 4ν ) ⋅ (Z + D F ⎧⎪ 1 ⎨ 2 ⎪⎩ R + (Z + D F

[

)

)

3

]

2 3/2

V = 6ZDF ⋅ (Z − D F

⎫⎪ ⎬ (Z + D F )3 / 2 ⎪⎭

)

⎧⎪ 1 ⋅⎨ 2 ⎪⎩ R + (Z + D F

3

]

2 1/2

− 4(2 − 2ν ) ⋅ D F (Z + D F

−

−

1 Z − DF

−

⎫⎪ ⎬ ⎪⎭

1 (Z + D F

⎫⎪ )⎬⎪⎭

]

)

+ 6D F (Z + D F ) ⋅

−

1 (Z + D F

2

2

1

[

)

]

2 5/2

⎫⎪ ⎬ )5 / 2 ⎪⎭

Superficie del terreno

c = Df q

a

z

σZ

Fig. 9.13, Carga uniformemente repartidas en una superficie circular a una profundidad Df

9.2.3 Cálculo de los asentamientos El cálculo de los asentamientos por consolidación inducidos por las variaciones de esfuerzos efectivos dentro del medio, incluyendo las debidas a la presencia de fuerzas internas a lo largo de inclusiones, puede realizarse por el método tradicional de mecánica de suelos, ec. 9.5; estimando las deformaciones verticales a partir de curvas de compresibilidad (relación

415


de vacíos vs. presión efectiva) determinadas en el laboratorio mediante pruebas de consolidación unidimensional.

∆H = H

∆e 1 + eo

(ec. 9.5)

donde

∆H eo

∆e

H

asentamiento relación de vacíos inicial decremento de la relación de vacíos espesor del estrato 9.2.4

Análisis en condiciones límite

En un estudio relativo a pilotes de fricción colocados en un medio sometido a un proceso de consolidación regional por abatimiento piezométrico (Reséndiz y Auvinet, 1973), se plantearon ecuaciones que resultan aplicables al análisis de inclusiones colocadas en suelos blandos y que se encuentran en condiciones límite (fluencia de ambas puntas) bajo el efecto de cargas superficiales y/o en presencia de consolidación regional. En este caso, por equilibrio estático; la capacidad de carga de la punta inferior de la inclusión mas la fricción positiva desarrollada debe ser igual a la capacidad de carga de la punta superior más la fricción negativa, es decir:

C P + FP = C S + FN

(ec. 9.6)

donde CS CP FP FN

capacidad por punta superior capacidad por punta inferior fricción positiva fricción negativa

Las condiciones prevalecientes en el caso de un medio homogéneo en el cual la resistencia al corte del suelo aumenta linealmente con la profundidad se ilustran en la Fig. 9.14. Reséndiz y Auvinet, 1973, consideran que la inclusión está en equilibrio bajo las cargas FN, FP, CS y CP, y que se comete poco error si se admite que la fricción máxima se desarrolla por completo en todo el fuste de la inclusión (∆Z = 0, Fig. 9.14) ya que la fricción positiva se compensa con la negativa. Por tanto, la profundidad del nivel neutro puede determinase por aproximaciones sucesivas hasta lograr que se cumpla la siguiente ecuación: C S − C P = FP

416

ZS ZO

− FN

ZO ZP

(ec. 9.7)

Inclusiones

Si |FN| > 0, entre z = ZO y z = ZP el suelo se mueve hacia arriba respecto a la inclusión, mientras que entre z = ZS y z = ZO , el suelo se desplaza hacia abajo. A la elevación del nivel neutro, no existe desplazamiento relativo entre el elemento y el suelo. La capacidad por punta y la fricción lateral máxima que se logra desarrollar a lo largo del fuste de una inclusión se pueden obtener recurriendo a las expresiones usadas comúnmente para el diseño de pilotes. CS z = ZS FN

∆z z = Zo

∆z

FP

z = ZP CP FN = fricción negativa FP = fricción positiva CS = capacidad de la punta superior CP = capacidad de la punta inferior ZS = profundidad de la punta superior ZO = profundidad del nivel neutro ZP = profundidad de la punta inferior

Fig. 9.14, Sistema de cargas actuantes en una inclusión

9.2.5 Resistencia estructural

Para el diseño estructural de inclusiones es necesario revisar la resistencia a la compresión y al pandeo en el caso de elementos de poco diámetro. De acuerdo con lo indicado en la Fig. 9.10 la carga axial máxima que se desarrolla dentro de una inclusión se presenta a la profundidad del nivel neutro (ZO). En cualquier momento durante el proceso de consolidación la carga axial a la profundidad ZO vale: ZO

ZP

ZS

ZO

Q Z = Q S + PP ⋅ ∫ τ (z ) ⋅ dz = Q P + PP ⋅ ∫ τ (z ) ⋅ dz O

(ec. 9.8)

y en condiciones límites (ec. 9.7) la carga axial máxima que puede desarrollarse en el interior de una inclusión en un medio homogéneo es:

417


QZ

O

= C S + FN

máx

ZO ZS

= C P + FP

ZP ZO

(ec. 9.9)

Por tanto, la resistencia a la compresión simple (RC) de una inclusión, para cualquiera de los casos antes mencionados, debe ser mayor que:

RC > Q Z

O

(ec. 9.10)

máx

Por otra parte, para evitar la falla por pandeo en inclusiones de diámetro pequeño es necesario revisar que la fuerza axial máxima a la que se someta el elemento sea menor que (Gouvenot, 1975):

QZ

O

máx

<

N 2 ⋅ π 2 ⋅ E ⋅ I 4 ⋅ K ⋅ D ⋅ L2 + N 2 ⋅π 2 4 ⋅ L2

(ec. 9.11)

donde

K D E I N L 9.3

coeficiente de reacción horizontal del suelo diámetro transversal de la inclusión módulo de elasticidad de la inclusión momento de inercia de la inclusión número entero determinado por tanteos longitud de la inclusión Modelado numérico y analítico de inclusiones

9.3.1

Modelado numérico

Planteamiento. El análisis de los esfuerzos y deformaciones alrededor de una inclusión durante el proceso de consolidación, ya sea por una carga externa o por el abatimiento de las presiones intersticiales, dentro de un medio homogéneo saturado, puede realizarse en forma aproximada recurriendo al Método de los Elementos Finitos (MEF).

Como una alternativa, en el Instituto de Ingeniería de la UNAM (Rodríguez y Auvinet, 2002), se ha desarrollado un algoritmo basado en el MEF que, además de lo anterior, permite: a) simular por etapas, en forma desacoplada, el proceso de consolidación del medio bajo una carga externa por el método del elemento finito y simultáneamente, en su caso, el proceso de consolidación atribuible al abatimiento de las presiones intersticiales, por el método de las diferencias finitas. b) incrementar progresivamente la resistencia al esfuerzo cortante del suelo al disminuir las presiones intersticiales, c) simular la redistribución de esfuerzos que ocurre a lo largo del fuste de la inclusión cuando los esfuerzos cortantes rebasan la adherencia. 418

Inclusiones

Se considera un grupo de inclusiones dispuestas según una retícula como se muestra en la Fig. 9.15. El área tributaria o celda de influencia de cada inclusión interna es de forma hexagonal pero, para fines prácticos, se puede considerar como circular. El problema se vuelve entonces axisimétrico. El radio R de esta área corresponde al radio de la malla axisimétrica de elementos finitos y es aproximadamente igual a la mitad de la separación S entre inclusiones (S ≈ 2R). Para inclusiones de la periferia, las condiciones dejan de ser axisimétricas por lo que los resultados arrojados por un modelo de este tipo son menos representativos. Sin embargo, se considera que para grupos numerosos de inclusiones, en los que las condiciones de frontera pierden importancia, el modelo de la celda de influencia permite reproducir lo esencial del fenómeno (Schlosser et al., 1984).

S

Inclusiones

Axisimetría ≈

R S ≈ 2R

Fig. 9.15, Área tributaria de una inclusión

En la Fig. 9.16 se presenta el diagrama de flujo simplificado del algoritmo. Análisis paramétrico. Empleando el algoritmo antes mencionado, se realizó un análisis paramétrico que permitió conocer el estado de esfuerzos, deformaciones y desplazamientos en el interior de una inclusión y en el medio que la contiene, al variar la separación entre inclusiones, la magnitud de la carga externa, de los abatimientos piezométricos y el efecto combinado; considerando los siguientes casos, Fig. 9.17:

Caso 1. Inclusión colocada en un medio homogéneo formado por un suelo de alta compresibilidad. Caso 2. Inclusión colocada en un suelo de alta compresibilidad, cuya punta superior está en contacto con un estrato duro, como puede ser el caso de pilotes de fricción si se supone que el estrato duro funciona como losa de cimentación.

419


Caso 3. Inclusión colocada en un suelo de alta compresibilidad cuya punta inferior se apoya en un estrato duro, como puede ser el caso de pilotes de fricción negativa. INICIO CAPTURA DE DATOS DE LA GEOMETRÍA DE LA MALLA -Número de elementos -Número de nodos -Nodos que conforman a cada elemento -Coordenadas de los nodos -Condiciones de frontera para cada nodo CAPTURA DE DATOS DE LOS INCREMENTOS -Número de incrementos -Valor del incremento para cada elemento CAPTURA DE DATOS DE LOS MATERIALES -Número de materiales -E, ν, SU y φa para cada material -Número de material para cada elemento

DETERMINACIÓN DE LOS ESFUERZOS INICIALES EN EL MEDIO INICIO DEL ANÁLISIS PARA CADA INCREMENTO SOLUCIÓN DE LA MATRIZ DE RIGIDEZ, OBTENCIÓN DE LOS ESFUERZOS Y DEFORMACIONES PARA CADA ELEMENTO Y DE LOS DESPLAZAMIENTOS PARA CADA NODO

Número de iteraciones

DISMINUCIÓN DEL MÓDULO DE ELASTICIDAD DE LOS ELEMENTOS

SI

Número de incrementos

¿SE EXCEDE LA RESISTENCIA SU EN ALGÚN ELEMENTO? NO OBTENCIÓN DEL INCREMENTO DE LA RESISTENCIA SU PARA CADA ELEMENTO

ALMACENAMIENTO DE LOS ESFUERZOS, DEFORMACIONES Y DESPLAZAMIENTOS PARA CADA INCREMENTO

FIN

Fig. 9.16, Diagrama de flujo del algoritmo

Las propiedades mecánicas de los materiales utilizados se presentan en la Tabla 9.2. El suelo compresible está conformado por una arcilla saturada característica de la formación arcillosa superior de la zona lacustre de la ciudad de México. Para fines prácticos, los materiales de la inclusión y de la capa dura se consideraron elásticos, ya que su resistencia es considerablemente mayor que la del suelo reforzado. El módulo de elasticidad de la inclusión corresponde a un concreto reforzado con un f C' del orden de 15,000 kPa. 420

Inclusiones

Capa dura

5m

Estrato compresible

Estrato compresible

Inclusión

Inclusión

20m

5m Capa dura Capa dura

Capa dura

CASO 1

CASO 2

CASO 3

Figura 9.17 Casos considerados Tabla 9.2 Características de los materiales

E’, ν φa SU γ’

Material

E´ kPa

ν´

φa º

SU kPa

γ´ kN/m3

Arcilla

1300

0.33

17

19

2

Capa dura

4000

0.33

-----

-----

10

Inclusión

18x106

0.20

-----

-----

14

parámetros de compresibilidad drenados ángulo de fricción aparente resistencia al corte no consolidada no drenada peso volumétrico efectivo

Se utilizó una malla de 1792 elementos prismáticos de revolución de sección triangular y 958 nodos, como la que se muestra en la Fig. 9.18. En todos los casos de estratigrafía analizados, el modelo pone en evidencia el desarrollo de fricción negativa en la parte superior y fricción positiva en la parte inferior de la inclusión, Fig. 9.19. Sin embargo, para los casos en los que la punta superior o inferior se recarga en un estrato duro, la magnitud de la fricción negativa o positiva, respectivamente desarrollada, es poco significativa y depende del módulo de rigidez de la capa dura considerado. Para inclusiones cercanas entre sí (Fig. 9.20.a), la mayor parte de la carga aplicada se transmite al suelo a través de las puntas de la inclusión y la contribución del fuste es prácticamente nula. Por otro lado, para inclusiones alejadas entre sí (Fig. 9.20.b), el suelo que rodea la inclusión transmite prácticamente íntegra la carga aplicada, ya que tanto las

421


puntas como el fuste del elemento se encuentran en estado límite de fluencia y por tanto, a cierta distancia del fuste, no se produce una disminución de los esfuerzos verticales en el medio. LOSA DE CIMENTACIÓN S 0.4m

1m

5m

INCLUSIÓN 30m

20m

SUELO

5m

1792 Elementos 958 Nodos

R

Fig. 9.18, Características de la malla

En el caso de inclusiones colocadas en un medio homogéneo que se consolida debido a una carga externa, es posible hacer la hipótesis de que se presentan condiciones límites tanto en las puntas como en el fuste del elemento, ya que la profundidad del nivel neutro se mantiene prácticamente constante durante el proceso de consolidación y al variar la separación entre inclusiones, Fig. 9.19 (Caso 1). Además, el estado límite de fluencia tanto en las puntas como en el fuste de la inclusión se presenta para cargas y separaciones relativamente pequeñas. Sin embargo, fue posible demostrar que, de los tres casos de estratigrafía analizados, este caso es el que presenta la menor eficiencia para el control de asentamientos, ya que esta configuración solamente proporciona una reducción apreciable del asentamiento cuando la carga transmitida a cada inclusión es pequeña.

422

Inclusiones

-0.5

0.0

τXY/SU

q

τXY/SU -1.0

0.5

-1.0

1.0

-0.5

0.0

0.5

1.0

0

0

q = 60 kPa

S=3m 5

5

Inclusión 10 Profundidad, m

CASO 1

Profundidad, m

10

15

15

20

20

25 q = 10 kPa q = 20 kPa q = 30 kPa q = 40 kPa 30

25 S=1m S=2m S=3m S=4m 30

q = 50 kPa q = 60 kPa q = 70 kPa q = 80 kPa

S=5m S=6m S=7m S=8m

S q

τXY/SU -1.0

-0.5

0.0

0.5

τXY/SU -1.0

1.0

-0.5

0.0

0.5

1.0

0

0

q = 60 kPa

S=3m 5

5


Profundidad, m

CASO 2

10

15

15

20

20


25 S=1m S=2m S=3m S=4m 30


S q

τXY/SU -1.0

-0.5

0.0

0.5

S=5m S=6m S=7m S=8m

τXY/SU

1.0

-1.0

0

-0.5

0.0

0.5

1.0

0 S=3m

q = 60 kPa

5

5


CASO 3

Profundidad, m

10

15

20


15

20

25 S=1m S=2m S=3m S=4m 30


S=5m S=6m S=7m S=8m

S

Fig. 9.19, Relación de esfuerzos cortantes al variar la carga externa y la separación entre inclusiones

423


CASO 2 S = 2m

S = 8m

1 0 -1

4

0

0

5

5

2

0

-2

-4

0

0

5

5

Inclusión 170 kPa 160 kPa 150 kPa

Inclusión

140 kPa 10

10

130 kPa

10

10

15

15

20

20

25

25

120 kPa 110 kPa

15

90 kPa 80 kPa

Z, m

Z, m

100 kPa 15

70 kPa 60 kPa 50 kPa 20

20

40 kPa 30 kPa 20 kPa 10 kPa

25

25

30

0 kPa

30 1 0 -1

30

800 kPa 760 kPa 720 kPa 680 kPa 640 kPa 600 kPa 560 kPa 520 kPa 480 kPa 440 kPa 400 kPa 360 kPa 320 kPa 280 kPa 240 kPa 200 kPa 160 kPa 120 kPa 80 kPa 40 kPa 0 kPa

30 4

2

0

X, m

X, m

(a)

(b)

-2

-4

Fig. 9.20, Esfuerzos verticales desarrollados en el suelo que rodea la inclusión para una carga externa de 60 kPa y separaciones de 2 m (a) y 8 m (b)

En los demás casos analizados se demuestra que, si se hace la hipótesis de que se presentan condiciones límites tanto en las puntas como en el fuste de la inclusión, se sobrestima la fricción negativa ya que esta nunca alcanza su valor límite. Esto sucede también para la fricción positiva, pero en menor grado, ya que su estado límite se comienza a presentar para separaciones relativamente pequeñas. Sin embargo, es posible definir factores de reducción de estas fricciones que permitan modificar las ecuaciones y algoritmos que utilicen la hipótesis de comportamiento límite (ec. 9.6) y obtener resultados más precisos utilizando este criterio. La igualdad así modificada es:

C S − C P = F R− ⋅ F P

ZS ZO

− F R+ ⋅ F N

ZO ZP

donde F R+ F

− R

424

factor de reducción de la fricción positiva factor de reducción de la fricción negativa

(ec. 9.12)

Inclusiones

Estos factores pueden obtenerse como la relación entre el área bajo la curva de la variación del esfuerzo cortante en el fuste con la profundidad y el área bajo la curva de la variación de la resistencia con la profundidad, es decir: Z =Z P

F

+ R

=

∫τ

máx

⋅ dz

Z = Zo Z =Z P

∫S

, para la fricción positiva

(ec. 9.13)

, para la fricción negativa

(ec. 9.14)

⋅ dz

U

Z = Zo

Z = Zo

F

− R

=

∫τ

máx

⋅ dz

Z =Z S

Z = Zo

∫ SU ⋅ dz

Z =Z S

Los factores así calculados, para las condiciones antes descritas se presentan en Rodríguez, (2001). La eficiencia calculada para el control de asentamientos, ya sea por una carga externa o por el efecto combinado, en los casos en los que la punta superior o inferior de la inclusión se recargan en un estrato duro, es prácticamente la misma. Sin embargo, el caso de una inclusión que recarga su punta inferior en un estrato duro, resulta ser el más eficiente para la recimentación de estructuras en las que se puedan presentar abatimientos piezométricos importantes a futuro (Fig. 9.21). 1.00

1-(δYcon/δYsin)

0.90 0.80

CASO 2

0.70

CASO 3

0.60 0.50 0.40 0.30 0.20 0.10 0.00 0.0

1.0

2.0

3.0

4.0

5.0

6.0

7.0

8.0

9.0

10.0

11.0

S, m

Fig. 9.21, Variación de la relación de asentamientos para los casos 2 y 3, para un abatimiento piezométrico de 100 kPa a una profundidad de 30 m (δYCON = asentamiento con inclusiones, δYSIN = asentamiento sin inclusiones)

425


La relación de asentamientos que se muestra en la Fig. 9.21 representa en realidad la emersión aparente. Cuando el valor de la relación es unitario las inclusiones se comportan como pilotes de punta evitando que la cimentación se desplace junto con el asentamiento regional; por el contrario, cuando el valor de la relación es nulo la cimentación sigue el hundimiento regional. En un medio que se consolida bajo una carga externa y por el abatimiento piezométrico, el modelo permite conocer la separación óptima entre inclusiones que permita eliminar los asentamientos debidos a la carga externa aplicada y dejar que la cimentación siga el hundimiento regional.

9.3.2

Modelado analítico simplificado

Planteamiento. Para estimar los incrementos de esfuerzos inducidos por la presencia de inclusiones con base en las expresiones indicadas en el Inciso 9.3, es posible utilizar un algoritmo desarrollado por Auvinet y Díaz (1981), para el estudio de cimentaciones con pilotes de fricción. Este algoritmo realiza la integración numérica de la solución de Mindlin para cargas repartidas en áreas horizontales o verticales localizadas a cierta profundidad y en la superficie lateral de pilotes.

Para ilustrar los resultados que pueden obtenerse con el algoritmo desarrollado, se presenta en la Fig. 9.22a el estado de esfuerzos verticales alrededor de una inclusión aislada constituida por un tramo de pilote. En este caso, se consideró solamente la adherencia límite entre fuste del pilote y suelo y se despreció la capacidad de las puntas. Se observa la descompresión inducida en el suelo al nivel del centro de la inclusión, pero se aprecian también las compresiones inducidas localmente en los estratos superiores e inferiores. Distancia en m 35

30

25

Distancia en m 20

15 0

35 0

10

15

Sin capacidad por punta (a)

25

20

5

Profundidad en m

5

30

10

15

20

20

25

25

Con capacidad por punta (b)

Fig. 9.22, Estado de esfuerzos verticales alrededor de una inclusión 426

15

Inclusiones

Se repitió el análisis de la Fig. 9.22.a incluyendo la capacidad de punta tanto en la parte superior de la inclusión como en la parte inferior, Fig. 9.22.b. Se observa que la descompresión a la altura del centro de la inclusión aumenta, pero solamente un poco. En inclusiones de pequeño diámetro, el efecto de la capacidad de punta resulta por tanto poco significativo a menos que los estratos superiores e inferiores presenten una gran rigidez. En la Fig. 9.23 se presentan resultados similares para dos inclusiones separadas de 5 m (Fig. 9.23.a) y 10 m (Fig. 9.23.b) respectivamente. Distancia en m 30

25

20

Distancia en m 15 0

35 0

A 5m de separación (a)

Profundidad en m

15

25

20

15

5

5

10

30

10

15

20

20

25

25

A 10m de separación (b)

Fig. 9.23, Distribución de esfuerzos verticales alrededor de dos inclusiones

En la Fig. 9.24 se presenta el efecto simultáneo de un grupo de inclusiones dispuestas a cada 5 m. Análisis cuantitativo. La presencia de las inclusiones conduce a una gran heterogeneidad en el campo de esfuerzos. Para tomar en cuenta en forma aproximada el efecto medio de las fuerzas externas, fuerzas de punta, de la fricción positiva y de la fricción negativa, éstas se pueden sustituir por cargas equivalentes uniformemente repartidas en áreas horizontales localizadas a determinadas profundidades, como se muestra en la Fig. 9.25.

Los esfuerzos inducidos por una carga q, uniformemente repartida sobre una superficie horizontal a una profundidad Df, pueden calcularse empleando el método de los sectores (Poulos y Davis, 1974), generalizado para las ecuaciones de Mindlin (Fig. 9.26). La influencia de un sector de ángulo α y radio R en un punto localizado bajo el centro del mismo, puede calcularse como:

σZ =

α 2⋅ π R ⋅ dσ Z (q, ρ , θ ) 2 ⋅ π ∫0 ∫0

(ec. 9.15)

427


CABEZA

CENTRO

PUNTA

Fig. 9.24, Esfuerzos inducidos en el suelo al nivel de la cabeza, centro y punta de un grupo de inclusiones q

qPS ZS

LT

fP Áreas con cargas repartidas

ZO S

fN

ZI qPI Grupo de inclusiones

Fig. 9.25, Cargas equivalentes repartidas para un grupo de inclusiones 428

Inclusiones

donde dσZ es el esfuerzo dado por la ec. 9.2 para Q = qρdρdθ. La integración da:

σZ =

α q ⋅ ⋅ (I + II + III + IV +V 2 ⋅ π 4 ⋅ (1 − ν )

)

(ec. 9.16)

donde los términos representados por los números romanos son los mismos que se definen para la ec. 9.4.

q

c =Df

Z r2

σZ

α

r1

Fig. 9.26, Método de los sectores generalizado

La carga por punta equivalente repartida (qP) para un grupo de inclusiones en el que alguna de sus puntas esté en contacto con un estrato puramente cohesivo y saturado (Skempton, 1953) es:

qP =

N C′ ⋅ S U ⋅ A ⋅ N I AG

(ec. 9.17)

donde número de inclusiones área ocupada por el grupo de inclusiones

NI AG

La carga equivalente a la fricción lateral, ya sea positiva o negativa en suelos arcillosos (Kerisel, 1965) tomando en cuenta los factores de reducción mencionados en el inciso anterior, se puede calcular como:

f =

α ⋅ S UZ ⋅ PP ⋅ LT ⋅ N I ⋅ FR AG

(ec. 9.18)

donde

429


SUZ PP LT

resistencia no drenada a la profundidad z perímetro de cada inclusión longitud tributaria para cada área

Una vez obtenidas las magnitudes de las cargas equivalentes es posible calcular los asentamientos con la ec. 9.5, como se mencionó anteriormente. Para ilustrar los resultados que se pueden obtener con este método, se consideró un caso hipotético de un campo de 60 x 120 m. Se admitió que el NAF se encontraba en la superficie y que el subsuelo estaba constituido por dos estratos: de 0 a 25 m de profundidad un suelo altamente compresible con γ = 12 kN/m3 y adherencia suelo-inclusión τMÁX = 19 kPa y, de 25 a 30 m, un suelo incompresible con γ = 20 kN/m3 y resistencia no drenada SU = 150 kPa. Se supuso que, en este campo, se iba a producir un abatimiento de la hidrostática de 100 kPa a una profundidad de 30 m. Estos abatimientos inducen el incremento de esfuerzos efectivos en el medio indicado en la Fig. 9.27 (condición sin inclusiones). Para las características estratigráficas supuestas, el hundimiento de la superficie calculado resulta de 2.1 m (Fig. 9.28). Se estudió a continuación el efecto de la presencia de inclusiones entre 5 y 25 m de profundidad con un diámetro de 0.40 m. En la Fig. 9.27 se muestra cómo la descompresión inducida por la presencia de las inclusiones contrarresta los esfuerzos efectivos generados por el abatimiento de niveles piezométricos y por tanto reduce los asentamientos (Fig. 9.28). Obviamente, la eficiencia aumenta al crecer el número de inclusiones. Esfuerzo, kPa 0

20

40

60

80

100

120

0

5

Profundidad, m

10

0 Inclusiones 100 Inclusiones 200 Inclusiones 400 Inclusiones 800 Inclusiones 1600 Inclusiones 3200 Inclusiones

15

Incremento de los esfuerzos efectivos 20

25

30

Fig. 9.27, Esfuerzos inducidos por abatimientos piezométricos y por inclusiones

430

Inclusiones

Asentamiento, m 0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

0

5

Profundidad, m

10

15

20

25

0 Inclusiones 100 Inclusiones 200 Inclusiones 400 Inclusiones 800 Inclusiones 1600 Inclusiones 3200 Inclusiones

30

Fig. 9.28, Perfil de asentamientos

En el caso hipotético presentado, el número de inclusiones requerido para anular totalmente el hundimiento en la superficie es muy elevado. Sin embargo, este resultado puede ser muy diferente para otras condiciones geométricas, estratigráficas y de abatimientos piezométricos. Por otra parte, el número de inclusiones requeridas puede ser considerablemente menor si, en vez de anular el asentamiento total, se busca solamente evitar los movimientos diferenciales. 9.4

Aplicaciones

9.4.1 Pilotes de fricción negativa Antecedentes. Se presenta a continuación un análisis para determinar el número de inclusiones apoyadas en un estrato resistente (pilotes de fricción negativa, Correa, 1961) necesarias para contrarrestar el asentamiento debido al peso de la estructura, en presencia de consolidación regional, para un edificio de 12 niveles ubicado en la zona lacustre de la Ciudad de México.

La carga total transmitida por el edificio es de 53,000 kN en un área de 422 m2, es decir una presión de 125.6 kN/m2. Cuando la estructura fue construida en 1952, esta carga era tomada por 113 pilotes de punta de 0.25 m de diámetro apoyados en un estrato duro a una profundidad de 20 m respecto al nivel de calle.

431


Cuando se observó que muchos edificios cimentados mediante pilotes de punta sufrían de emersión aparente debida al asentamiento regional, se decidió modificar el diseño del edificio y emplear un tipo especial de cimentación. Esta consiste en un sistema combinado de 76 pilotes de fricción negativa (pilotes desligados de la cimentación) y de 37 pilotes de control como se muestra en la Fig. 9.29. La carga total transmitida a los pilotes de control (QPC) es del orden de los 9,900 kN. 16

5 7

6

6

7

6 6

4

4

7

6 8

6

6

8

6

6

113 pilotes, φ = 0.25 m

• 37 pilotes de control, Q PC = 9900 kN

o 76 pilotes de fricción negativa, Q R = 43100 kN

2.0 m

18.0 m

Estrato duro

Fig. 9.29, Planta y sección vertical de la cimentación 432

Inclusiones

A continuación, independientemente de las condiciones de cimentación reales existentes en este edificio, se presenta un análisis realizado mediante el modelo basado en el MEF presentado en el Inciso 9.4.1, que permite determinar el número de pilotes de fricción negativa teóricamente necesarios para eliminar los asentamientos debidos a la carga trasmitida por la estructura y permitir que la cimentación siga el hundimiento regional. Información recopilada. La información disponible para la realización del análisis, es la siguiente (Correa, 1961):

a) Estratigrafía. En la Fig. 9.30 se presenta un resumen de la estratigrafía típica de la zona en estudio. El sitio se localiza en un área ocupada por depósitos lacustres. El contenido de agua y la compresibilidad de los materiales finos son menores que los típicos de la zona. El espesor de los depósitos compresibles es del orden de los 20 m. 0 Nivel de desplante Suelo arcillo-limoso. Contenido de agua medio del 50% y resistencia a la compresión simple media de 67 kPa 5

PROFUNDIDAD, m

Suelo arenoso

10 Suelo arcilloso con arenas y limos. Contenido de agua medio de 160 % y resistencia a la compresión simple media de 100 kPa

15

20

Suelo limoso con arenas. Contenido de agua medio de 120 % y resistencia a la compresión simple media de 162 kPa

Suelo con gravas, arenas y con finos limosos

25

Fig. 9.30, Estratigrafía típica de la zona de estudio

433


b) Características de compresibilidad del suelo. Las características medias de compresibilidad de los estratos se obtuvieron de las curvas que se muestran en la Fig. 9.31. c) Abatimientos piezométricos. En la Fig. 9.32 se presenta las variaciones de los niveles piezométricos con la profundidad. Puede observarse que la profundidad del nivel freático es del orden de 2 m y que en el momento en el que se realizó la recimentación (septiembre de 1952) se tenía un abatimiento piezométrico en el estrato granular (a 20 m de profundidad) del orden de los 37 kPa. Se cuenta también con mediciones cuatro años después de la recimentación (junio de 1956), estas mediciones muestran que el abatimiento piezométrico a la profundidad del estrato granular es alto, del orden de los 123 kPa. 3.3 3.2 3.1 3.0

Profundidad = 19.55 m

Relación de vacios, e

2.9 2.8 2.7 2.6 2.5 2.4 2.3

Profundidad = 9.52 m

2.2 2.1 2.0 1.9 10

100

1000

Presión en kPa

Fig. 9.31, Curvas de compresibilidad

Desarrollo y resultados del análisis. En la Fig. 9.33 se muestra la malla de elementos finitos utilizada y en la Tabla 9.3 se presentan las propiedades de los materiales considerados. Los módulos de elasticidad drenados (E´) se obtuvieron a partir de las curvas de compresibilidad que se muestran en la Fig. 9.31.

En la primera etapa del análisis, se simuló la consolidación debida al peso de la estructura, aplicando una carga externa uniforme de 102 kN/m2 en 10 incrementos iguales. Esta carga se obtuvo restando la fuerza transmitida por los pilotes de control (9,900 kN) del peso total de la estructura (53,000 kN) y dividiéndola por el área total de contacto del edificio (422 m2).

434

Inclusiones

En la segunda etapa se introdujo el abatimiento de las presiones intersticiales considerando dos hipótesis en 10 decrementos (isócronas), como se indica en la Fig. 9.32. u , kPa 0

50

100

150

200

0

5

Profundidad, m

Isócronas 10

Hidrostática

15

Abat. Sept. de 1952 2da. Hipótesis de Abat. 20

1er. Hipótesis de Abat.

Fig. 9.32, Variación de la presión de poro con la profundidad

En las Figs. 9.34 y 9.35 se presenta la variación del desplazamiento vertical de la losa de cimentación respecto a la superficie perimetral que no es afectada por la carga del edificio (δYREG - δYTOT), para distintas separaciones y número de pilotes, respectivamente; δYREG representa el asentamiento regional calculado con el mismo modelo en ausencia de pilotes y δYTOT es el desplazamiento vertical total calculado. Según los resultados mostrados en estas gráficas, en este caso particular, la separación ideal de los pilotes, para la primera y segunda hipótesis de abatimiento piezométrico, es de 2.6 m (78 pilotes) y 2.8 m (66 pilotes), respectivamente, ya que, para esta condición, no se presentan asentamientos debidos a la carga externa y la cimentación sigue la consolidación regional y no se presentan emersiones aparentes. Puede observarse que si existe incertidumbre en la predicción de los abatimientos piezométricos futuros, es decir, si se colocan 66 pilotes para la segunda hipótesis de abatimientos, en lugar de 78, o viceversa, el desplazamiento vertical (δYREG - δYTOT) puede variar de -0.04 m (emersión) a 0.06 m (asentamiento).

435


S 0.4m

0.1m

Material #4 (Losa)

6m

Material #3

Material #5 (Pilote)

12m

Material #2

4m

Material #1

1616 Elementos

871 Nodos

Fig. 9.33, Características de la malla

Tabla 9.3 Características de los materiales

436

Material

E´, kpa

ν´

φa, º

Su, kpa

γ´,kn/m3

1

40000

0.33

-----

-----

10

2

2500

0.33

17

56

2

3

4000

0.33

17

33

5

4

18x106

0.20

-----

-----

-----

5

18x106

0.20

-----

-----

14

Inclusiones

0.40

Emersión

1er. Hipótesis de Abat.

0.30

2da. Hipótesis de Abat.

0.10 0.00 0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

3.0

3.5

4.0

4.5

5.0

5.5

-0.10 -0.20 -0.30

Asentamiento

δYREG - δYTOT, m

0.20

-0.40 S, m

Fig. 9.34, Variación del desplazamiento vertical con la separación 0.35

0.30

|δYREG - δYTOT|, m

0.25

Emersión

0.20

0.15 1ra. Hipótesis de Abat.

0.10

2da. Hipótesis de Abat. 0.05

Asentamiento 0.00 10

100

1000

10000

Número de pilotes

Fig. 9.35, Variación del desplazamiento vertical con el número de pilotes

En la Fig. 9.36 se presenta la relación entre los esfuerzos cortantes máximos (τMÁX) y la resistencia al corte (SU) en los elementos contiguos al pilote, para una separación constante de 2.8 m, en la primera y segunda etapa del análisis y para las dos hipótesis de abatimiento piezométrico consideradas. De acuerdo con los resultados obtenidos, puede observarse que la condición límite, en la punta y en gran parte del fuste del pilote, se alcanza rápidamente durante la aplicación de la carga externa, mientras que en la segunda etapa y para las dos hipótesis de abatimiento, el estado límite se desarrolla en prácticamente todo el fuste del elemento y la profundidad del nivel neutro no presenta variaciones importantes.

437


Primer abatimiento

τXY/SU

τXY/SU

-0.50

0.00 0

0.50

1.00

-1.00

-0.50

0.00 0

q = 20.42 kPa 2

2

4

q = 102.10 kPa

-1.00

-0.50

0.00 0

8

10

0.50

1.00

U = 20% 2

U = 40%

U = 40% U = 60%

U = 80%

4

U = 100%

6

Profundidad, m

Profundidad, m

6

10

1.00

U = 60%

q = 81.68 kPa

8

τXY/SU 0.50

U = 20%

q = 40.84 kPa q = 61.26 kPa

4

Segundo abatimiento

U = 80% U = 100%

6

Profundidad, m

-1.00

Carga externa

8

10

12

12

12

14

14

14

16

16

16

18

18

18

Fig. 9.36, Relación de esfuerzos cortantes en el fuste del pilote para una separación de 2.8 m

Es posible concluir que, para el caso analizado, el número de pilotes de fricción negativa necesarios para contrarrestar el asentamiento debido a la carga superficial y permitir que la estructura se desplace con el hundimiento regional, es razonable. Además, la hipótesis de abatimiento piezométrico que se considere no afecta significativamente los resultados, ya que el estado límite de fluencia, en la punta y en el fuste del pilote, se presenta durante la aplicación de la carga externa y la magnitud de la fricción negativa desarrollada durante la segunda etapa para ambas hipótesis es prácticamente la misma. 9.4.2 Cimentación del puente Rion-Antirion (Grecia) Antecedentes (Pecker & Salencon, 1998). Este puente se localiza en Grecia y está actualmente en construcción: establece una conexión entre la parte norte de Grecia y la Península del Peloponesio. La ubicación del sitio corresponde a la parte más estrecha del Golfo de Corinto, ligeramente al norte de la ciudad de Patrás. Desde el punto de vista de la topografía y de la geología, el sitio se encuentra en una parte poco profunda del golfo, donde existe un tirante de 60 m de agua.

La zona es muy activa desde el punto de vista tectónico. En efecto, esta parte del golfo poco profunda está delimitada por dos semi-grabens que corresponden a fallas activas que se desplazan de hasta un centímetro al año. Las características del subsuelo son complejas: se trata de sedimentos marinos combinados con aportes aluviales de las diferentes corrientes que desembocan en esta zona y con depósitos de pie de talud.

438

Inclusiones

El puente, de tipo atirantado (Fig. 9.37), está dividido en tres tramos centrales de 500m, y cuenta con tramos adicionales de acceso en ambos extremos.

Fig. 9.37, Puente Rion-Antirion

El puente descansa en cuatro pilas, denominadas M1 a M4, que se apoyan sobre zapatas desplantadas directamente sobre el fondo marino. El sistema de cimentación se inspira de las técnicas que se han usado para las plataformas petroleras en el Mar del Norte. Las zapatas (Fig. 9.38) se construyen cerca del sitio, en un dique seco delimitado por tablestacas. Dentro del recinto así formado, se abate el nivel del mar, y ahí se construyen las zapatas; posteriormente, el dique seco se llena de agua y las zapatas pueden llevarse por flotación hasta el sitio que les corresponde. Después de su colocación, cada elemento se llena de agua hasta cierta altura arriba del nivel del mar con objeto de generar una precompresión en el suelo e inducir asentamientos previamente a la construcción del resto del puente; cualquier asentamiento diferencial o total se puede compensar al construirse la superestructura. El diámetro de la zapata es de 90 m para las pilas M1 a M3, y de 80 m para la M4, que recibe una carga menor; su peralte es de 9m. Son elementos extremadamente rígidos, lo que se tomó muy en cuenta en el cálculo de asentamientos. Cada una de las zapatas descansa sobre el fondo del mar, pero el subsuelo se mejora previamente. Antes de colocar las zapatas, se hincan unas inclusiones constituidas por tubos de acero de 2 m de diámetro y 5 mm de espesor. Las inclusiones se colocan no sólo directamente debajo de las zapatas, sino en una zona más amplia. Las inclusiones están separadas 8 m en la pila M1, 7 m en la M2 y la M3; la M4 no tiene inclusiones. La longitud de las inclusiones de las zapatas M1 a M3 es respectivamente de 25, 30 y 25 m. Estratigrafía. En cada pila se realizó una detallada exploración geotécnica. Se efectuaron varias campañas de reconocimiento en diferentes épocas. Debido a que la localización de las pilas cambió ligeramente durante el proyecto, el sembrado de sondeos resultó un poco aleatorio. Se trata básicamente de sondeos con muestreo continuo, de algunos sondeos de cono estático de alta capacidad (500kN) y de cono sísmico, además de ensayes de presiómetro y dilatómetro. A pesar del número elevado de sondeos, el conocimiento de la estratigrafía no resulta muy satisfactorio. El perfil estratigráfico muestra variaciones

439


importantes verticalmente y de un sondeo a otro que reflejan un proceso de sedimentación complejo. Las gravas y arenas alternan con suelos blandos con diferentes grados de preconsolidación. Los resultados de los ensayes de cono pusieron en evidencia la estructura lenticular del subsuelo; la resistencia varía verticalmente en forma aleatoria, aunque existen tramos donde la resistencia es consistentemente baja, lo que indica la presencia de espesores apreciables de suelos compresibles.

Fig. 9.38, Zapata típica

Se desarrolló un modelo descriptivo geoestadístico de las propiedades del subsuelo (Auvinet, 1998). El estudio estadístico se aplicó principalmente al contenido de agua y a la resistencia de cono, debido a que se contaba con abundantes mediciones de estas propiedades. Se evaluaron las variaciones de estas características mediante parámetros estadísticos usuales como la media, la desviación estándar, etc., con objeto de cuantificar la heterogeneidad del terreno. Fue posible mostrar que, a pesar de las numerosas heterogeneidades locales, el medio es globalmente estadísticamente homogéneo. Además, se desarrolló un modelo descriptivo de la variabilidad basado en la teoría de los campos aleatorios. La función de autocorrelación vertical presenta una distancia de influencia corta, menor de 10 m, mientras que la distancia de influencia horizontal resulta del orden de 60 o 70 m. Existe por tanto un claro proceso de estratificación y cierta continuidad horizontal a pesar de la falta de concordancia entre sondeos. Con base en el modelo geoestadístico, se pudieron hacer estimaciones de las propiedades del suelo en puntos donde no se habían realizado sondeos, usando técnicas estadísticas como la de estimación condicional, también conocida como kriging. Asimismo, se pudieron trazar cortes virtuales para representar las variaciones de propiedades como la resistencia de cono, qc, en el espacio y poner en evidencia los estratos más resistentes. El modelo geoestadístico proporciona además una evaluación de la incertidumbre asociada a la estimación. Conforme aumenta la distancia a determinado sondeo, también aumenta la desviación estándar de la estimación que se realiza de la propiedad de interés. Sistema de cimentación. En cuanto al sistema de cimentación en sí (Fig. 9.39), como ya se indicó, previamente a la instalación de las zapatas, se hincan en el suelo unos tubos de 440

Inclusiones

acero. La parte superior del suelo se sustituye por materiales granulares colocados en dos capas: una de material granular tipo caliza sin granulometría especial (de tamaño grueso, tipo enrocamiento), y una capa de material seleccionado con objeto de poder controlar en cierta medida su resistencia al cortante. Las inclusiones no están conectadas con la zapata, la cual se apoya simplemente sobre los materiales granulares. Constructivamente, esto constituye un reto por el importante tirante de agua que existe en el sitio. Estos materiales se colocan después de hincar las inclusiones; según los constructores, la precisión con la que se van colocando los materiales granulares es de más o menos 5 cm a pesar de que se está trabajando en el fondo marino. La capa de enrocamiento se extiende hacia el exterior como protección contra la socavación, junto con las inclusiones externas (aún cuando en el Golfo de Corinto las corrientes no sean especialmente fuertes).

Fig. 9.39, Sistema de cimentación

Revisión de la capacidad de carga. El objetivo principal de recurrir a las inclusiones fue mejorar la capacidad de carga del terreno, especialmente bajo solicitaciones sísmicas. En efecto, en el diseño sísmico se tuvo que considerar una aceleración horizontal máxima de 1.2 g.

Se realizó un estudio teórico de la capacidad de carga (Pecker & Salençon, 1998). Recurriendo a la teoría del flujo plástico, se buscaron los mecanismos cinemáticamente admisibles más desfavorables, es decir los que minimizan el trabajo resistente de las fuerzas en el suelo. Una conclusión de este estudio es que, si se considera una zapata como las del puente, con una fuerza vertical normal N y una fuerza tangencial de cortante T, es posible definir un dominio en el espacio de las variables de diseño, dentro del cual el comportamiento de la zapata será satisfactorio. Este dominio se define en términos de la excentricidad en relación con el ancho de la zapata y de la magnitud de la fuerza cortante en relación con la cohesión C y el ancho de la zapata B. Si el punto representativo de las

441


solicitaciones cae dentro del dominio mencionado, la zapata es estable; si se encuentra fuera, existen problemas de inestabilidad. La Fig. 9.40 representa los dominios de estabilidad definidos para una de las zapatas del puente, en ausencia y en presencia de inclusiones. En las abscisas se encuentra la fuerza de cortante y en las ordenadas el momento de volteo. Si se toma en cuenta en el análisis la presencia de las inclusiones, es decir de los tubos metálicos, el dominio se extiende considerablemente como lo muestra la figura.

Fig. 9.40, Dominios de estabilidad con y sin inclusiones

La zapata sobre el suelo reforzado resulta por tanto estable aún en presencia de momentos de volteo y fuerzas de cortante significativamente mayores. Debido a que se coloca una cama de material granular debajo de cada zapata, existen en realidad dos mecanismos de falla: uno de falla por cortante en la masa del suelo y otro de falla por cortante horizontal al nivel de la cara inferior de la zapata (correspondiente al tramo recto vertical del extremo derecho del dominio de falla de la Fig. 9.40). El hecho de que se encuentren desconectadas las inclusiones de las zapatas del puente favorece este último mecanismo en presencia de una fuerza de cortante importante. Obviamente, el mecanismo de desplazamiento horizontal es menos crítico en cuanto a sus consecuencias que él de volteo. Las inclusiones permiten precisamente que, en condiciones sísmicas extremas, se presente preferentemente el primer mecanismo. Congruentemente, en el diseño estructural, se acepta que la cimentación podrá eventualmente desplazarse horizontalmente hasta 1.5 m. Se hicieron numerosos estudios para verificar estos planteamientos teóricos, incluyendo pruebas sobre modelos físicos en una centrifugadora. Se realizaron asimismo estudios numéricos de interacción suelo-estructura en condiciones estáticas y dinámicas. 442

Inclusiones

Cálculo de los asentamientos. Se calcularon los asentamientos bajo carga estática en presencia de las inclusiones (Auvinet 1998). En la Fig. 9.41 se muestra la distribución de los esfuerzos verticales en presencia de inclusiones y tomando en cuenta la rigidez de la zapata, calculados a la vertical de diferentes puntos, desde la orilla de la zapata hasta el centro por medio del método del elemento finito tridimensional. En la figura, las abscisas corresponden a la profundidad debajo de la zapata.

Se observa que el principal efecto de las inclusiones en los puntos del suelo localizados a poca profundidad debajo de la zapata es una reducción de esfuerzos debida a que las cargas se transfieren a las inclusiones. Por el contrario, más abajo de la punta de las inclusiones, el esfuerzo vertical se incrementa y, progresivamente, a mayores profundidades, se va disipando y tiende hacia cero. Se observa por otra parte la concentración de esfuerzos existente en el perímetro de la zapata, por la rigidez de la misma. Para el cálculo de asentamientos se contaba solamente con los resultados obtenidos por el método del elemento finito hasta 45.7 m y se tuvo que evaluar esta distribución a mayor profundidad. Lo anterior se logró usando el principio de Saint Venant, es decir tomando en cuenta que los esfuerzos verticales se vuelven independientes de la repartición de las cargas aplicadas conforme aumenta la profundidad. Se ajustaron distribuciones de tipo Boussinesq a cada una de las curvas de esfuerzos disponibles para los diferentes puntos en planta, con lo que se obtuvieron los perfiles de esfuerzos completos (Fig. 9.41). S tre s s d is trib u tio n fro m 3 D fin ite e le m e n t a n a lys is (rig id fo o tin g , in c lu s io n s ) 0.2

r= 1.768

0.19

r= 3.953 r= 6.374

0.18

r= 8.839 0.17 r= 11.319 0.16

r= 13.807

0.15

r= 16.298

0.14

r= 18.792 r= 21.287

Stress increment, MPa

0.13

E xte nd e d va lue s fo r the stre ss d istrib utio n b e lo w 4 5 .7 m

0.12

r= 23.783 r= 26.28

0.11

r= 28.777

0.1

r= 31.275

0.09

r= 33.773 r= 36.272

0.08

r= 38.77 0.07

r= 41.269

0.06

r= 43.776

0.05

r= 46.786 r= 50.28

0.04

r= 53.77

0.03

r= 57.27 0.02

r= 60.25

0.01

r= 0, B ous s ines q r= 45,B ous s ines q

0 0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

55

60

65

70

75

80

85

90

95

100

105

110

115

120

D e p th, m

Fig. 9.41, Distribución de esfuerzos verticales

Con estos esfuerzos, tomando principalmente como base las correlaciones bien conocidas entre resistencia de punta en ensayes de cono y parámetros de compresibilidad, se realizó 443


un cálculo clásico de asentamientos en diferentes puntos de cada zapata. Posteriormente, se ajustó un plano a los asentamientos calculados en los diferentes puntos de la zapata, para tomar en cuenta la alta rigidez de la misma y el efecto de escala geométrico. En la Fig. 9.42 se muestra una configuración posible de una zapata en cuanto a asentamientos diferenciales. Para cada una de las pilas M1 a M3, se obtuvieron asentamientos diferenciales pequeños, del orden de una milésima. Estos resultaron un poco más grandes en la pila M4 que se encuentra más cerca de la orilla del golfo y se apoya en depósitos más heterogéneos constituidos por sedimentos marinos interestratificados con materiales de pie de monte, correspondientes a las laderas de la costa. Cabe hacer notar que al realizar los cálculos anteriores no se encontró que la presencia de las inclusiones redujera significativamente los asentamientos. En efecto, los esfuerzos que se eliminan a la mitad de la altura de las inclusiones se vuelven a encontrar al nivel de la punta, donde también existen materiales compresibles. No es suficiente por tanto con colocar inclusiones en el suelo para obtener automáticamente una reducción importante de asentamientos. Cabe subrayar nuevamente que, en la aplicación descrita, el objetivo central del uso de inclusiones fue aumentar la capacidad de carga.

-0.11 -0.12 -0.13 -0.15 -0.16 -0.18 -0.19 -0.20 -0.22 -0.23 -0.25 -0.26 -0.27 -0.29 -0.30 -0.32 -0.33 -0.34 -0.36 -0.37 -0.39 -0.40

Figura 9.42 Configuración final estimada de una zapata

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446

10 Vibrosustitución Roberto López Zaldaña Axel Ramírez Ramírez

Para mejorar arenas limosas o limos licuables, o depósitos de arena con capas de arcilla intercaladas, se utiliza grava como material de relleno y se forman columnas de grava por el método de vibrosustitución o columnas de grava. La vibrosustitución constituye un método de mejora de terreno, mediante la rigidización que produce la introducción de columnas de grava en los orificios creados por el vibrador. La grava proporciona una mejor transmisión de la fuerza vibratoria al suelo circundante, y por lo tanto incrementa el efecto de densificación. Otros beneficios son el control de la presión de poro por medio de la columna de grava, que actúa como dren, y la reducción de esfuerzos cortantes cíclicos en el suelo, debido a una concentración de esfuerzos en la columna, ya que posee mayor rigidez que el suelo que la rodea, ademas de tener un efecto de deformación limitada (Priebe 1989, 1991). Todo esto reduce la tendencia al incremento de la presión de poro, por lo que se obtiene una relación de presión de poro (ru) baja. Los suelos que no son granulares limpios no responden a la vibración como con el método de vibrocompactación, debido a que la cohesión del terreno no permite el reordenamiento de las partículas en conFiguraciones más compactas fuera de los puntos de aplicación del tratamiento, por lo que no se obtiene mejoramiento alguno fuera de ellos. Keller en 1957 introdujo, por primera vez, el concepto de construir columnas de grava para reforzar y mejorar materiales de relleno, suelos cohesivos blandos y mixtos. 10.1 Fundamento teórico Este tratamiento se basa en la introducción de un relleno granular en el terreno para formar columnas densas de grava, que con el terreno natural crean un sistema integrado de cimentación, Fig. 10.1. En este sistema, la diferencia de rigidez entre las columnas y el suelo original provoca una redistribución de los esfuerzos aplicados y una concentración de éstos sobre las columnas. Así, se aumenta la resistencia del conjunto disminuyendo los asentamientos y haciéndose más uniformes. Las columnas al no ser totalmente rígidas, tienden a tener una cierta deformación lateral cuando se aplican cargas, transmitiendo presiones laterales al suelo que las envuelve, que resiste movilizando su resistencia al corte. Además de la reducción de asentamientos, las columnas de grava constituyen excelentes drenes verticales que aceleran la consolidación del suelo bajo la sobrecarga, al favorecer la disipación del exceso de presión intersticial creado en el terreno cohesivo tratado.

447


Fig. 10.1, Redistribución de los esfuerzos aplicados sobre las columnas de grava por la diferencia de rigidez entre las columnas y el suelo original.

10.2 Modelos de cálculo A partir de la sección admitida de la columna y conocida la carga que transmite la estructura, pueden aplicarse métodos de cálculo, más o menos aproximados, que permiten estimar la relación de asentamientos antes y después de la mejora, y también calcular la capacidad de carga de las columnas. Los métodos de diseño de columnas de grava son más complejos que los de mejora de suelos puramente granulares, en los que los criterios son simplemente empíricos. No se trata de densificar un terreno más o menos homogéneo, sino de estudiar el comportamiento de un suelo compuesto por dos materiales netamente distintos. Las teorías de cálculo para las columnas de grava varían desde simples reglas experimentales hasta complicados modelos matemáticos. Es difícil modelar la interacción columnas-suelo, y ciertamente no se ha conseguido aún una metodología de cálculo adecuada para explicar el comportamiento de ambos materiales. Así, se hace necesario realizar una serie de hipótesis que permitan abordar el diseño de forma sencilla. A continuación se presentan tres diferentes métodos de cálculo de la separación entre puntos de mejoramiento. Método de Pruebe. Este método, aunque contiene algunas limitaciones teóricas por las hipótesis que realiza, ha sido ampliamente utilizado con bastante éxito en numerosas ocasiones y comprende los criterios de diseño para los casos más frecuentes de aplicación. Su utilidad fundamental es la de estimar la reducción de asentamientos que puede lograrse con las columnas de grava, requiriendo conocer tan solo el ángulo de ficción interna del

448

Vibrosustitución

material de aporte (φc), siendo un método relativamente sencillo de reconocer y adaptar a diferentes condiciones. Como hipótesis para el cálculo, Priebe considera que: • • • • •

El material de la columna es rígido-plástico e incompresible, siendo las presiones verticales uniformes en toda la altura de la columna. El material de la columna carga desde el principio, mientras que el suelo circundante reacciona elásticamente. La columna y el suelo circundante tienen el mismo asentamiento. La columna se apoya sobre un estrato duro El suelo natural es desplazado durante la instalación de la columna, lo que implica que su resistencia inicial corresponde a una ley hidrostática, con coeficiente de presión de tierras de empuje al reposo K=1.

Por lo tanto, la columna no se rompe y cualquier asentamiento de área cargada se refleja en un abarrilamiento de la columna, el cual se considera constante en toda su longitud. Debe ser recordado que este método de diseño se refiere al efecto de mejora de las columnas de grava en un terreno el cual no es, de alguna manera, modificado en comparación a su estado inicial, es decir, el grado de mejora resulta solamente de la existencia de estas columnas, sin ninguna densificación del suelo que las envuelve (Priebe, 1995). En un primer paso, se establece un factor por el cual las columnas de grava mejoran el comportamiento del subsuelo en comparación con el estado sin columnas. De acuerdo con este factor de mejora el módulo de deformación del sistema compuesto columnas-suelo aumenta y, en la misma proporción, los asentamientos se reducen. Los pasos sucesivos del diseño se refieren a este valor básico. La vibrosustitución, permite una evaluación más o menos precisa solamente para el caso definido por un área de carga ilimitada sobre una malla de columnas ilimitada (Priebe, 1995). En este caso se considera una celda unitaria de área A con una única columna aislada de sección Ac y el suelo circundante correspondiente, es decir, A es el área de influencia de la columna y Ac el área de la sección transversal de ésta. El resultado del cálculo se expresa como factor básico de mejora n0, que expresa la relación entre el asentamiento que se tendría en el terreno original sin mejorar y el que se produce después de la mejora:

Ac ⎛ ⎞ Ac ⎜ 1 / 2 + f ( µ s , A) ⎟ asentamiento⋅ sin⋅ mejora n= = 1+ − 1⎟ ⎜ asentamiento ⋅ con ⋅ mejora A ⎜ K ⋅ f ( µ , Ac ) ⎟ s A ⎝ aC ⎠

(ec. 10.1)

Porción de área tratada = Ac/A = Área columna/Área de influencia de la columna

449


f ( µ s , Ac / A) =

(1 − µ s )⎛⎜1 − Ac A ⎞⎟ ⎝

1 − 2µ s +

⎠

AC

(ec. 10.2)

A

Tomando una relación de Poisson del suelo natural de µs=1/3, adecuado en muchos casos para el estado del asentamiento final, y sustituyendo, se llega a la expresión:

⎡ ⎤ Ac 5 − ⎢ ⎥ A A n = 1+ c ⎢ − 1⎥ A ⎢ 4 K ⎛1 − AC ⎞ ⎥ ⎜ A ⎟⎠ ⎥⎦ ⎢⎣ aC ⎝

(ec. 10.3)

donde KaC φc

coeficiente de empuje activo del material de la columnas, KaC=tan2(45º-φc/2) ángulo de fricción interna del mismo material.

La relación entre el factor de mejora, n, el índice de área recíproca A/Ac y el ángulo de fricción interna del material de relleno φc, se refleja en la gráfica de Priebe, que muestra el grado de mejora en cuanto a asentamientos para aplicaciones normales de la vibrosustitución, Fig. 10.2.

Fig. 10.2, Gráfica para el diseño de columnas de grava (Priebe, 1995)

Método de Van Impe et al., (1983). Estos autores propusieron un método parecido al de Priebe, considerando dos casos distintos: 1. Columnas rígido-plásticas incompresibles (se deforman a volumen constante), sustituyendo las filas de columnas por paredes de grava con sección equivalente.

450

Vibrosustitución

2. Columnas elásticas lineales. En ambas situaciones, el suelo se considera elástico. Para el caso 1, más común, la Fig. 10.3 representa la presión que llega a cada columna, σc, en función de la que se aplica sobre el suelo σs (n=factor de concentración de esfuerzos σχ/σs). También, en la Fig. 10.4 se muestra el asentamiento del suelo reforzado como un porcentaje del asiento sin refuerzo. En ambas Figuras se compara este método de Van Impe et al con otros métodos.

n=σc/σs

Fig. 10.3, Presión sobre las columnas referida a la media aplicada

451

Manual de Construcción Geotécnica Fig. 10.4, Asentamiento del terreno tratado referido al del terreno sin tratar

Método resumen de Greenwood y Kirsch. Estos autores reúnen varias teorías que permiten calcular la eficiencia del tratamiento o factor de mejora n0, reflejadas en la Fig. 10.5.

Fig. 10.5, Teorías usadas para predicción de asentamientos en columnas de grava (Greenwood y Kirsch, 1984).

Asimismo, para el estudio del comportamiento de las columnas de grava, además de estimar el asentamiento general del terreno, es importante también la capacidad de carga de las columnas, debido a la escasa resistencia lateral que suelen presentar. En la Fig. 10.6 se pueden apreciar diferentes formas de rotura que se pueden dar en las columnas de grava.

Fig. 10.6, Posibles formas de fallas en columnas de grava: expansión lateral, corte asimétrico, corte simétrico; Oteo (1997).

452

Vibrosustitución

Generalmente se suele considerar la capacidad de carga de una sola columna e ignorar el posible efecto de grupo. El cálculo de la presión admisible σv se puede realizar con la expresión: σv=NSC(cu/F)

(ec. 10.4)

donde Cu F Nsc

resistencia al corte sin drenaje del suelo factor de seguridad, entre 2.5 y 3 coeficiente de capacidad de carga, 25 para columnas con vibrosustitución, según Mitchell (1985); y de 18 a 22 según la rigidez del suelo, por Barksdale y Bachus (1983)

En la Fig. 10.7 se comparan los resultados de diversos autores y de algunos casos reales, referidos a la capacidad de carga de columna de grava instaladas en arcilla.

Fig. 10.7, Capacidad de carga de columnas de grava ( Greenwood y Kirsch, 1984)

453


10.3 Rango de suelos La vibrosustitución se aplica en suelos de relleno, cohesivos y mixtos. En la tabla 10.3, se muestran resultados en función del tipo de terreno, utilizando vibrosustitución. Tabla 10.1 Efectividad relativa de vibrosustitución, en distintos materiales Tipo de terreno Arena Arena limosa Limo Arcilla Residuos mineros Rellenos sin control Basura

Efectividad relativa Excelente Excelente Buena Buena Excelente (dependiendo de la graduación) Buena No aplicable

El método de vibrosustitución mejora suelos potencialmente licuables y suelos arcillosos con problemas de compresibilidad, esto se observa en la siguiente figura.

Fig. 10.8, Distribución granulométrica en la que se aplica vibrosustitución y vibrocompactación (Hayward Baker, Inc.)

10.4 Diseño La disposición en planta y el espaciamiento de las columnas depende de la estructura que se vaya a apoyar sobre el terreno (la disposición de las cargas), del tipo de suelo y de los asentamientos admisibles.

454

Vibrosustitución

En general, para cargas repartidas (losas, terraplenes, depósitos), la distribución más apropiada es la triangular, Fig. 10.9, con espaciamiento entre columnas (D) de 1.0 a 3.0 m.

Fig. 10.9, Distribución triangular de los puntos de aplicación del tratamiento

El diámetro de la columna (d) oscila normalmente entre 0.6 a 1.2 m. Área de influencia: A= ⎛⎜ 3

⎝

⎞D2 2 ⎟⎠

Diámetro de influencia: De =

Zona de influencia correspondiente a cada columna

2 3

π

D ≅ 1.05D

Diámetro equivalente del área de influencia

En el caso de cargas concentradas (zapatas corridas o aisladas). La malla de columnas se adapta a la superficie de apoyo de éstas, con espaciamientos menores que los indicados para cargas repartidas, Fig. 10.10. Este intervalo va de 1.2 a 2.3 m bajo las cimentaciones de las cargas principales y hasta 3 m bajo losas. En general, las columnas de grava se han instalado a una profundidad máxima de 30 m. Esta técnica permite utilizar zapatas aisladas con una capacidad de carga de 300 kPa hasta de 1000 kPa, con un asentamiento total y diferencial dentro de lo límites.

455


Fig. 10.10, Distribución de las columnas de grava bajo una zapata

10.5 Predicción de la densificación Para determinar la densidad relativa de suelos granulares, generalmente en la práctica se realizan pruebas basadas en la resistencia a la penetración (SPT o CPT). Báez (1995) evaluó 18 casos, en donde fueron realizadas pruebas tipo SPT y CPT antes y después de la vibrosustitución, con lo cual desarrolló una expresión empírica, que predice el mejoramiento del terreno en función del número de golpes (N1)60. Cerca de 400 pruebas sirvieron para establecer la función empírica-matemática con la que se determina el valor de (N1)60 después del tratamiento como función del valor de (N1)60 antes del tratamiento, para distintas relaciones de área Ar=Ac/A, Fig. 10.11. Cabe mencionar que estas pruebas se realizaron después de 48 horas del tratamiento en arenas finas y limpias.

Fig.10.11, Predicción de (N1)60 después del mejoramiento, para arenas finas y limpias, Báez (1995)

Las gráficas realizadas por Barksdale y Bachus (1983), Fig 16.1, fueron obtenidas de las observaciones de vibrocompactación pero se pueden utilizar en la vibrosustitución suponiendo un diámetro de la columna de grava igual que 0.76 m (2.5 pies). Sin embargo, con este procedimiento no se toma en cuenta el estado inicial de compacidad y de la fracción fina que contenga un determinado suelo; entre otros parámetros que intervienen en el grado de mejoramiento. 10.6 Descripción de la técnica Los dos métodos de instalación más comunes son: vibrosustitución por vía húmeda y vibrosustitución por vía seca. A éste último también se le llama vibrodesplazamiento. 456

Vibrosustitución

El método de vibrosustitución por vía seca, se utiliza para mejorar suelos finos blandos, creando perforaciones mediante el desplazamiento del terreno producido por las fuerzas horizontales impartidas por el vibrador, ayudado por aire comprimido en cada punto del tratamiento. Los procesos de vibrosustitución vía húmeda y vibrodesplazamiento implican la realización de la perforación por medio de agua y aire a presión, respectivamente, hasta una profundidad específica, alimentando la perforación con grava, a partir de esta profundidad se empieza a introducir y extraer el vibrador con una vibración de 30 Hz, por lo que la grava se empieza a densificar y adherir en el suelo circundante. 10.6.1 Vibrosustitución por vía húmeda 1) Penetración: Asistido por la inyección de agua, el vibrador oscilante penetra por peso propio hasta la profundidad deseada, según las características del terreno. El agua provoca un flujo hacia el exterior, removiendo y arrastrando las partículas de arcilla y creando un espacio anular alrededor del vibrador y del tubo de suspensión. 2) Sustitución: Una vez alcanzada la profundidad a mejorar, se procede al relleno de grava por tramos de unos 50 cm, siendo compactada y penetrada, por la vibración, en las paredes del terreno natural. El movimiento del vibrador en ascenso y descenso, aunado a las fuerzas horizontales de la propia vibración y el flujo de agua a presión por las boquillas superiores, no permiten que se desarrolle el efecto de arqueo entre las paredes de la perforación, el relleno y el vibrador, este efecto aumentaría la resistencia a la penetración del vibrador. 3) Terminado: El fin de cada escalón de ascenso y relleno, es indicado por la resistencia al bajar el vibrador, ésta es medida por el consumo de corriente eléctrica (amperes). Este proceso de ascenso y relleno se repite hasta alcanzar la superficie del terreno, obteniéndose una columna de grava compactada, Fig. 10.12.

457

Manual de Construcción Geotécnica Fig.10.12, Proceso de construcción de las columnas de grava

Fig. 10.13, a) Vista en planta y b) sección de una columna de grava ejecutada por vibrosustitución (Keller Group PLC)

Si las paredes del suelo son inestables, el flujo de agua y el movimiento de la grava remueven el material fino y permiten a la grava expandirse hasta alcanzar el equilibrio. Es por ello que el diámetro de las columnas varía en su altura, coincidiendo en los estratos más blandos con los diámetros mayores. Los diámetros normales de las columnas de grava obtenidas mediante esta técnica son de 0.8 a 1.1m, Fig. 10.13. 10.6.2 Vibrosustitución por vía seca o vibrodesplazamiento 1) Penetración: En esta técnica el vibrador penetra en el terreno por el efecto de la vibración y del peso propio del vibrador así como de los tubos de extensión. El terreno es desplazado lateralmente y se va creando una perforación de paredes estables, necesario para la extracción del vibrador, ayudado por la inyección de aire comprimido por la punta del vibrador. El aire comprimido sirve para mantener las paredes de la perforación estables y ayuda a la penetración, si el caudal y presión de aire son considerables pueden causar daños a la estructura de las arcillas normalmente consolidadas. 2) Relleno: Cuando se alcanza la profundidad requerida, se extrae el vibrador y se realiza el primer relleno de grava, siendo de unos 50 cm cuando se compacta. Para compactar el relleno el vibrador es introducido de nuevo, como si se tratara de una masa vibratoria, desplazándose la grava hacia abajo y lateralmente. Durante la extracción del vibrador, la succión creada por el peso del aparato en sus ascensos puede crear inestabilidades en las paredes de los tramos inferiores de la perforación. El aire comprimido compensa la succión y ayuda al izado del vibrador.

458

Vibrosustitución

3) Terminado: El proceso de relleno se repite hasta completar la columna. El diámetro común de columna de grava obtenido con el método seco es de 60 a 75 cm. Así, con un mismo vibrador el diámetro de la columna resultante es menor en esta técnica que por la vía húmeda.

Fig. 10.14, Esquema del equipo y proceso de vibrosustitución por vía seca (Hayward Baker, Inc.)

Fig. 10.15, Alimentación y salida de grava, con la técnica de vibrodesplazamiento

10.7 Material de relleno El tipo de grava a emplear depende de la técnica de ejecución utilizada, ya que es función del tipo de terreno y de la posición del nivel de aguas freáticas.

459


Técnica por vía húmeda (vibrosustitución). Ya que el relleno se deja caer desde la superficie, se puede utilizar tamaños de grava desde ¾” hasta 4”, tanto canto rodado como grava triturada. Es mejor utilizar una grava bien graduada en lugar de una uniforme, para lograr una columna con menos vacíos y por lo tanto más rígida. Técnica por vía seca (vibrodesplazamiento). Debe de ser grava bien graduada, con tamaños entre ¼” y ¾”. La grava puede ser de origen natural o procedente de trituración, debe ser dura y limpia (sin arenas ni finos). Al igual que en el caso anterior, se logra un íntimo contacto entre la grava compactada y el suelo natural que la rodea, debido al desplazamiento. 10.8 Verificación del mejoramiento En este tipo de tratamiento con columnas de grava, es importante extremar el control durante la ejecución, puesto que el área de la sección transversal de la columna tiene una importancia crítica en relación con la capacidad de carga. Los ensayos de penetración son muy útiles antes y después de la mejora con vibrosustitución. Se pueden utilizar otro tipo de control, como por ejemplo, mediciones de velocidad de ondas superficiales Rayleigh, las cuales afectan a importantes volúmenes de suelo. 10.9 Comparación entre vibrocompactación y vibrosustitución Ambos métodos se basan en el vibrador de fondo descrito en el capítulo 16. La diferencia radica en el material de relleno y en los efectos debido a éste. Los beneficios de cada método se muestran en la siguiente tabla. Tabla 10.2, Beneficios de los métodos vibro Vibrocompactación Densificación (vibración)

Vibrosustitución Densificación (vibración y desplazamiento) Drenaje Refuerzo

Aunque cada beneficio que proporciona la vibrosustitución varían entre depósitos, combinados forman una técnica muy eficiente para mitigar el fenómeno de licuación. Densificación. Como ya se dijo, la densificación se debe a las vibraciones, las cuales generan exceso de presión de poro, hasta que se licúa el suelo de una manera controlada, entonces, la disipación de presión de poro conduce a un arreglo más compacto del suelo. Para que se repita este mecanismo se requiere una aceleración mayor que al inicio, ya que el suelo está más compacto. En el caso de vibrosustitución, el mecanismo anterior se desarrolla hasta el momento en que se introduce el relleno (grava), ya que éste proporciona suficiente drenaje para que el exceso de presión de poro sea insignificante, por lo que un segundo mecanismo de compactación se

460

Vibrosustitución

debe a la incrustación de la grava en el suelo por el desplazamiento de ésta, ayudada por las fuerzas horizontales generadas por el vibrador. Como resultado de la instalación de un grupo de columnas de grava, se tiene un confinamiento del suelo. Drenaje. Este tema se trató en los drenes de grava. Para que el drenaje de las columnas de grava sea eficiente, estas deben de tener un espaciamiento tal que las presiones de poro generadas en un sismo se disipen de manera casi instantánea. De esta manera es posible controlar la presión de poro y consecuentemente minimizar los posibles asentamientos. Refuerzo. El refuerzo se debe a la alta rigidez del relleno en comparación a la del suelo por mejorar. La proporción de carga transferida a la columna depende de las características de carga, rigidez relativa entre suelo y columna, el diámetro y espaciamiento entre columnas. La solución más utilizada para estimar la carga concentrada en columnas fue presentada por Priebe 1976. Este mismo autor presenta un método simplificado para analizar los efectos del refuerzo durante un evento sísmico. En un sistema de columnas y suelo, el punto que tiene mayor potencial de licuación es el que se encuentra más alejado de las columnas, ya que es el que tiene menor influencia de los efectos de éstas. El esfuerzo cortante cíclico producido en el sistema mencionado debido a un sismo, es tomado en una proporción mayor por las columnas de grava que por el suelo circundante. Por esta razón se hace una reducción en la relación de esfuerzos cíclicos (CSR= τav/σ´vo) aplicado en el suelo, para calcular el potencial de licuación después del mejoramiento por vibrosustitución. Esta reducción consiste en el cálculo de un factor, Kg, el cual es multiplicado posteriormente por CSR. Con un mejoramiento mayor se tiene un factor de reducción, Kg, menor y por lo tanto un menor CSR en el suelo que está más alejado de las columnas de grava; al reducir la CSR se requiere de un (N1)60 menor para caer en la zona de no licuación de la gráfica de Seed e Idriss (1982). Lo anterior es sólo por efecto del refuerzo debido a las columnas de grava, por otro lado, se tiene el efecto de la densificación, ya mencionada, la cual influye en el aumento de (N1)60 en el suelo que está más alejado de las columnas de grava. El factor de reducción, Kg, fue propuesto por Báez y Martín, 1993, basado en relación de áreas, Ar, y relación de módulos de rigidez, Gr, de columna y suelo; donde Ar= Ac/A y Gr= Gc/Gs. Este factor de reducción se ilustra en la Fig. 10.17. Como se puede observar en la Fig. 10.16, a medida en que sea mayor el mejoramiento del suelo se obtendrá un factor de reducción, Kg, menor; este factor se multiplica por la relación de esfuerzos cíclicos, CSR. Los tipos de suelo más susceptibles a licuarse son: arenas limpias, arena limosa y limos sin plasticidad. Los factores de mejoramiento del método de vibrosustitución son, densificación, drenaje y redistribución de esfuerzos; su contribución de éstos depende del tipo de suelo a mejorar. La siguiente tabla muestra de forma cualitativa lo antes indicado (Báez, 1995).

461


Fig. 10.16, Factor de reducción de CRS, Kg (Báez y Martín, 1993)

Tabla 10.3 Contribución de los factores de mejoramiento para diferentes tipos de suelo Tipo de suelo Factor de mejora Densificación Drenaje Redistribución de esfuerzos

Arenas limpias

Arenas limosas CF ≥ 15% X X

Limos sin plasticidad

XX X

Arenas limosas CF<15% X X

X

X

XX

XX

XX indica una mayor contribución que X CF, contenido de finos 10.10 Aplicación Manzanillo, Colima (1998). En 1998 la empresa Transportación Marítima Mexicana, incrementó el área de almacenamiento de contenedores y la longitud del muelle, ya que moviliza grandes cantidades de mercancía a través de contenedores. La ampliación de los patios de almacenamiento se realizó hacia el Sur de la primera Terminal, Fig. 10.17, con una altura promedio de 3 m con respecto al nivel medio del mar; en esta misma figura se observa el área que se rellenó y el área de tierra firme. Con los sondeos realizados en la zona se concluyó que la estratigrafía típica es la mostrada en la Fig. 10.18. A raíz de conocer la susceptibilidad de los rellenos a sufrir licuación bajo sismos similares al que ocurrió en 1995, se observó que en varias edificaciones de Manzanillo, era necesario

462

Vibrosustitución

aplicar métodos para mejorar las condiciones del subsuelo; se optó por el método de vibrosustitución (columnas de grava) que se realiza con vibradores de fondo, hasta una profundidad determinada, buscando con ello optimizar las propiedades geotécnicas de los suelos para que sean capaces de soportar cargas, con asentamientos tolerables y se eviten fallas como las presentadas en 1995.

Fig. 10.17, Localización de sondeos en la terminal especializada de contenedores

Fig. 10.18, Estratigrafía de la ampliación de la Terminal de Contenedores

463


Trabajos de vibrosustitución desarrollados en la ampliación. El mejoramiento del suelo se realizó en toda el área de ampliación de la Terminal de Contenedores. En total se construyeron 4,400 columnas de grava a 10 m de profundidad, con un diámetro promedio de 90 cm cada una, Fig. 10.19. El vibrador de fondo que se utilizó fue tipo “S”, Fig. 10.20. El volumen de grava utilizado para formar las columnas fue del orden de 29,000 m3 con granulometría de 1 a 3” de diámetro. Los trabajos de vibrosustitución duraron aproximadamente seis meses y se fueron aplicando conforme estaban disponibles los frentes de trabajo, ya que algunas áreas estaban ocupadas por contenedores vacíos; además, se diseñó un programa especial para no interferir con las maniobras propias de los patios (Martínez et al., 2000). La separación entre cada columna de grava fue de 3 x 3 m en el área de tierra firme y de 2.7 x 2.7 m en la superficie ganada al mar, ya que se tenía una compacidad menor. En el área ganada al mar se observaron asentamientos del orden de 50 cm al estar construyendo las columnas de grava, lo cual es una medición de la compactación del terreno. Fig. 10.19, Columnas de grava de 90 cm diámetro

Fig. 10.20, Vibrador de fondo tipo “S” en Terminal de Contenedores, Manzanillo, 1998

464

Vibrosustitución

El agua que se utilizó para la vibrosustitución fue tomada del mar. Para ello se utilizaron bombas con 10 kg/cm2 de presión. Asimismo, se construyeron canales para desalojar el agua de los patios hacia el mar. Sondeos posteriores del mejoramiento. Durante el proceso de vibrosustitución se efectuaron pruebas de penetración estándar cercanas a las previas, para verificar el mejoramiento alcanzado. Las comparaciones entre los sondeos previos y los posteriores al tratamiento, se hicieron hasta una profundidad de 10 m, ya que fue la máxima profundidad que se mejoró. En el área de terreno firme se compararon los valores promedio de las pruebas de penetración estándar, antes y después del mejoramiento, Fig. 10.21. En el estrato de 2 a 6.8 m se localizaron varios lentes arcillosos, razón por la que se tuvo un menor grado de mejoramiento (Martínez et al., 2000).

S o n d e o s p o s te r io r e s

S o n d e o s p r e v io s

Fig. 10.21, Comparación en tierra firme de sondeos previos y posteriores a la vibrosustitución en la ampliación de la Terminal de Contenedores (Martínez et al., 2000)

En la superficie ganada al mar los suelos granulares se mejoraron bastante bien, ya que antes de la vibrosustitución dichos suelos presentaban una resistencia baja, después del mejoramiento los sondeos registraron 36 golpes en promedio en toda la profundidad de 10 m. A continuación se presentan los resultados de un análisis de licuación, con los datos antes expuestos, y con una aceleración máxima en superficie de 0.39 g, correspondiente al sismo de 1995 con una magnitud de M= 7.5, que causó licuación (Ramírez, 2002).

465


0.70 CRR 7.5 0.60

CSR,

av/ vo´

0.50

0.40

LICUACIÓN

0.30

NO LICUACIÓN

0.20

0.10

0.00 0.00

10.00

20.00

30.00

40.00

50.00

Número de golpes corregido, (N1) 60

Fig. 10.22, Análisis de licuación previo y posterior al mejoramiento del suelo en la zona de tierra firme (Ramírez, 2002)

Como se puede observar, antes del mejoramiento todo el estrato analizado era susceptible a licuarse (círculos); después del mejoramiento se tienen resultados satisfactorios, sin presentar problemas de licuación (triángulos). Referencias Baez, J. l., y Martín, G. R. (1993) "Advances in the design of vibro systems for the improvement of liquefaction resistance” Symposium of Ground Improvement, Vancouver Geotechnlcal Society, Vancouver, B.C. Greenwood, D.A. y Kirsch, K. (1984) "Specialist Ground Treatment by Vibratory and Dynamic Methods," State-of-the-Art Report, Piling and Ground Treatment, Thomas Telford Ltd., London, pp 17-45.

466

Vibrosustitución

Martínez, C., Pimentel J. y Bringas L. (2000) “ Mejoramiento del subsuelo con el método de vobrosustitución (columnas de grava) en la Terminal de Contenedores de TMM en Manzanillo, Colima” Memorias XX Reunión Nacional de Mecánica de Suelos, Oaxaca, Oax., Vol. 2; pp.153-160. Oteo, C. (1997) “Columnas de grava” Técnicas generales de refuerzo del terreno y sus aplicaciones , CEDES Priebe, H. J. (1989) “The prevention of liquefaction by vibro-replacement." Proceedings from Earthquake Resistance Construction and Design, Berlin, Germany, Savidis (ed.). Priebe, H. J. (1991) "Vibro Replacement - design criteria and quality control." Deep Foundation Improvements: Design, Construction, and Testing, ASTM STP 1089, M. 1. Esrig and R. C. Bachus (eds.), ATSM, Philadelphia, pp, 62-72. Priebe, H. J. (1995) “The Design of vibro replacement”. Keller Grunbau GmbH. Ramírez, A. (2002) “Métodos de mejoramiento vibratorios para mitigar los efectos de licuación” Tesis para obtener el grado de maestro en ingenieria. UNAM, México. Seed H. B., Idriss I. M., (1982) “Evaluation of liquefaction potential using field performance data”, Journal of the Geotechnical Engineering Division, ASCE, 109, No. 3, 458-487. Van Impe y De Beer, E. (1983) “Improvemnent of settlement behaviour of softy layers by means of stone columns “. Proc., 8th Int. Conf. On Soil Mechanics and Found. Eng., Helsinki. Pp. 309-312.

467

11 Deep mixing Axel Ramírez Ramírez Roberto López Zaldaña Juan I. Baez

Es una técnica que consiste en mezclar mecánicamente el suelo in situ con un agente cementante en forma de lechada o polvo, con el objetivo de mejorar las propiedades geomecánicas del suelo. El resultado de la mezcla son columnas o muros solidificados con alta resistencia al corte, baja compresibilidad y una permeabilidad muy baja; en la Fig. 11.1 se muestran columnas solidificadas.

Fig. 11.1, Columnas creadas con la técnica deep mixing (cortesia Hayward Baker Inc.)

11.1 Agentes cementantes Los agentes cementantes que se emplean se pueden clasificar en agentes hidratados y no hidratados. Los primeros necesitan del contacto del agua para reaccionar químicamente y así fraguar, los no hidratados necesitan de algún otro material para cumplir el mismo objetivo. Se puede realizar una mezcla de estos dos tipos de agentes para producir un nuevo producto reactivo. El agente hidratado se emplea para estabilizar casi cualquier tipo de suelo, pero se debe mezclar muy bien con éste para obtener un producto (columna solidificada) homogéneo. Los agentes no hidratados generalmente reaccionan con los minerales de la arcilla, obteniéndose un mejoramiento de las propiedades geotécnicas de la mezcla suelo cemento, lo cual se ve reflejado en la estabilización. Los agentes que se emplean comúnmente para el mezclado con el suelo in situ son:

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Cal Cemento (Tipo 1-V) Escoria de horno de acero Cal-Cemento

Cal-Yeso Yeso-Cemento Aditivos

Cal. La cal se encuentra disponible en ambas formas. Como cal viva CaO o como Ca(OH)2 cal hidratada. En esta última la experiencia es bastante limitada. La estabilización con cal se basa en la reacción con minerales del suelo o con minerales que se le adhieren. La reacción produce: gel C-S-H calcio-silicato-hidratado (sin indicar composición específica), C-A-S-H calcio-aluminio-silicato-hidratado. La cal viva reacciona con el agua contenida en el suelo como si fuera cal hidratada. La reacción química de la cal con el agua genera calor lo cual contribuye a la reducción del contenido del agua del suelo y a una reacción más rápida. CaO + H2O => Ca(OH)2 + calor A continuación se mencionan las reacciones de la cal y sus efectos: • • • •

Hidratación de cal, secado del suelo; Intercambio de ion, efecto en la estructura del suelo; Incremento de pH, incrementa la solubilidad de Si y Al; Reacción puzolana, reacción a largo plazo

Cemento. Es un agente hidráulico que aglutina y solidifica al suelo pero no cambia su estructura. También consume agua contenida en el suelo. Hay diferentes tipos de cemento lo cual puede variar en el mejoramiento del suelo; un cemento con partículas mas finas es más reactivo. Varios aditivos (escoria, ceniza, yeso, etc.) se pueden agregar a los diferentes tipos de cemento. El producto de la reacción del cemento con el agua produce CSH y Ca(OH)2 y además acelera el fraguado. Escoria de horno de acero. La escoria de horno de acero necesita ser granular para que reaccione químicamente. Este producto es enfriado rápidamente para que obtenga una estructura cristalina, lo cual es fundamental para reaccionar. Este producto granular es molido con lo que se incrementa el potencial de reacción. La escoria es mezclada con la cal o cemento para acelerar la reacción. La calidad y reactividad de las escorias varían dependiendo de los hornos de donde provienen. Yeso. El yeso al disolverse produce Ca y SO4-iones, lo cual activa a la escoria de horno de acero. El yeso se puede combinar con la cal o con el cemento y así obtener otros agentes cementantes. El uso de yeso debe utilizarse con precaución; ya que puede contribuir al ataque de sulfatos a largo plazo. En general, para cualquier agente cementante los suelos no tienen una reacción favorable con pH < 5 contenido orgánico > 4%

470

Deep mixing

11.2 Procedimiento constructivo La mezcla del agente cementante con el suelo se realiza con una herramienta diseñada específicamente para tal objetivo. Para hacer girar dicha herramienta se puede utilizar una perforadora montada sobre una grúa o una perforadora hidráulica como la que se muestra en la Fig. 11.2. En esta misma figura se ilustra una plataforma construida para el soporte de la perforadora.

Fig. 11.2, Mezclado del suelo con cemento en forma de lechada para formar una columna solidificada (Hayward Baker Inc.)

El agente cementante se puede agregar en forma de polvo, método seco o en lechada, método húmedo. Método seco. El proceso constructivo del método seco consiste en la penetración de la herramienta mezcladora en el terreno, Fig. 11.3, solamente girando sin adicionarle el agente cementante. Al llegar a la profundidad de diseño se inicia la introducción del agente cementante y la extracción de la herramienta, este proceso se ilustra en la Fig. 11.4. Las herramientas mezcladoras escandinavas de este proceso producen columnas de un diámetro de 50 a 80 cm; las japonesas de 1.00 a 1.50 m.

agente cementante

Fig. 11.3, Herramienta mezcladora para el método seco (EuroSoilStab, 1997)

471


Fig. 11.4, Proceso constructivo del método seco (cortesía LCM) Método Húmedo. En el método húmedo a medida que la herramienta penetra en el terreno, se introduce la lechada a través de la barra hueca de perforación, inyectándose al terreno a través de orificios que se pueden encontrar en las aspas inferiores o en la punta de la herramienta. Las aletas de la herramienta, cumplen la función de mezclar el agente cementante con el suelo, Fig. 11.5. Estas herramientas en este proceso pueden producir columnas de hasta 2.4 m de diámetro.

aletas

Inyección de la lechada

Fig. 11.5, Herramienta mezcladora en el método húmedo (cortesía Hayward Baker Inc.)

472

Deep mixing

La herramienta construye columnas individuales, las cuales se pueden construir tangencialmente para formar pantallas, paneles o bloques, Fig. 11.6. Una vez que se alcanza la profundidad de diseño, la herramienta se extrae y el proceso de mezclado se repite hasta llegar a la superficie.

bloques

columnas

pantallas

paneles

Fig. 11.6, Formas de instalación de las columnas (EuroSoilStab 1997)

Cuando se trata de construir pantallas se pueden emplear herramientas mezcladoras diseñadas especialmente para tal objetivo, este tipo de herramientas se muestra en la siguiente Figura 11.7.

Fig. 11.7 Herramienta mezcladora de tres ejes para construir pantallas (Center for Geotechnical Practice and Research, Virginia Tech)

473


11.3 Equipo Método Seco. El equipo típico para deep mixing en seco consta de silos para el almacenamiento del agente cementante, un deshidratador de aire y un compresor. Estos dos últimos tienen la función de generar aire comprimido con el propósito de transportar el polvo cementante a la herramienta mezcladora. En las Figs. 11.8 y 11.9 se ilustran dos plantas diferentes. El peso de la planta es aproximadamente de 50 a 80 t, y tienen un mástil aproximadamente de 20 m. El torque típico de la herramienta es de 6 a 50 kNm con una rotación de 50 a 150 rpm. Se pueden alcanzar profundidades de 30 a 40 m. Los valores de la rotación en la práctica escandinava son de 120 a 200 rpm. La velocidad de extracción de la herramienta en arcillas marinas sensitivas es de 15 a 30 mm por revolución. Por lo tanto, una longitud de 10 m es construida en aproximadamente 4 minutos.

Fig. 11.8, Planta de deep mixing en seco con todo el equipo integrado (EuroSoilStab 1997)

Fig. 11.9, Planta de deep mixing en seco con el silo, deshidratador de aire y compresor aislados del chasis (EuroSoilStab 1997)

474

Deep mixing

La cantidad del agente cementante en arcillas marinas es de 80 a 120 kg por metro cúbico de suelo por mejorar, obteniendo una resistencia cu de 40 a 60 kPa. Para suelos orgánicos se requiere una dosificación de 250 a 350 kg por metro cúbico de suelo por mejorar, obteniéndose una resistencia cu de 100 a 150 kPa. Método Húmedo. El equipo para deep mixing en húmedo consta de tanques de almacenamiento, mezcladores y bomba, la cual es conectada a la herramienta mezcladora, Fig. 11.10. Este equipo tiene dimensiones semejantes al equipo que se emplea en el proceso seco. El torque típico es de 150 a 200 kNm con una rotación de 15 a 20 rpm y una velocidad de penetración de 50 a 90 cm/min. En suelos orgánicos la cantidad del agente cementante varía entre 250 y 400 kg por metro cúbico de suelo, con lo cual se obtiene una resistencia cu de 100 a 150 kPa.

Fig. 11.10 Planta para el proceso húmedo (a) Maquinaria que penetra a la herramienta mezcladora en el subsuelo (cortesía Hayward Baker Inc.)

Fig. 11.10 (b) Tanques de almacenamiento, mezcladores y bombas (cortesía Hayward Baker Inc.)

11.4 Limitaciones El método seco debe aplicarse en suelos con un contenido de agua mayor a 25 %, y una resistencia Su mayor a 10 kPa. La práctica escandinava limita la resistencia al corte a 150 kPa.

475


En el método húmedo se dificulta la mezcla con suelos CL con una Su > 70 kPa y en suelos CH con una Su > 50 kPa. Como producto del método se tienen lodos residuales entre 10 y 40%, dependiendo del suelo que se este mejorando. 11.5 Aplicaciones La técnica deep mixing se puede aplicar en los siguientes casos: • • • • • • • •

Reducción de asentamientos (estructuras y terraplenes); Incrementar la estabilidad (estructuras y terraplenes); Soporte de taludes y excavaciones; Incremento de capacidad de carga, mitigación de asentamientos y desplazamientos laterales debido a cargas dinámicas y cíclicas (regiones sísmicas); Inmovilización y/o confinamiento de depósitos de residuos o de suelos contaminados; Construcción de estructuras de contención; Reducción de vibraciones y sus efectos a estructuras; Soporte de túneles.

La aplicación depende en gran medida de la creatividad del ingeniero geotécnico; a continuación se presentan algunos ejemplos. La estabilización de suelos blandos con esta técnica con la finalidad de soportar terraplenes carreteros es muy común. En la Fig. 11.11 se ilustra un ejemplo en Suecia, mostrando la distribución del tratamiento.

Fig. 11.11, Estabilización del suelo mediante deep mixing para el soporte de un terraplén (cortesía LCM)

Otra aplicación clásica de esta técnica es para la estabilización de taludes. En la Fig. 11.12 se muestra la estabilización de un talud carretero en Suecia.

476

Deep mixing

Fig. 11.12, Estabilización de un talud carretero en Suecia (cortesía LCM)

Otro ejemplo de deep mixing es el control de desplazamientos en excavaciones, en la siguiente fotografía, Fig. 11.13 se puede observar lo antes mencionado.

Fig. 11.13, Muro de retención utilizando la técnica deep mixing sin la utilización de anclas (ENR, 1998)

11.6 Factores que influyen en las propiedades de las columnas suelo cemento Los factores que influyen en las propiedades de la mezcla suelo-cemento se pueden clasificar en tres categorías: • • •

Propiedades del suelo in situ; Cementante; Proceso constructivo (instalación)

En el siguiente esquema se pueden observar los elementos que constituyen cada categoría.

477


Influyentes Suelo

Cementante

Instalación

Tipo

Límites Atterberg

Tipo

Dosificación

Rotación

Penetración

Contenido de agua

Contenido Orgánico

Tiempo de Curado

Temperatura

Extracción

Volumen de Inyección

pH

Preconsolidación

Peso Específico

Duración de Mezcla

Geometría de Herramienta

Presión de Confinamiento

Composición Química

Consistencia de Producto

"Seco" vs "Húmedo"

Resistencia al Corte

Fig. 11.14, Factores que influyen en las propiedades de las columnas suelo-cemento

Este método requiere una excelente exploración del sitio y un buen programa de pruebas de laboratorio, con el propósito de detectar las posibles dificultades que se puedan presentar en campo y para tener un diseño correcto. Hay diferentes tipos de pruebas de laboratorio para obtener las propiedades ingenieriles, propiedades químicas y ambientales de interés: Propiedades ingenieriles. Estas propiedades son básicas para el diseño; dentro de estas propiedades se pueden mencionar las siguientes: índice de liquidez (IL), límite plástico (LP), índice plástico (IP), contenido de agua (w %), peso volumétrico (γ), resistencia al cortante (Su), compresibilidad y permeabilidad. Propiedades químicas. Ayudan para seleccionar la cantidad y tipo de agente cementante. Los siguientes parámetros son necesarios: contenido de sulfato, carbonato y cloruro, capacidad para intercambio de cationes y el pH del nivel de aguas freáticas. Propiedades ambientales. Para determinar el potencial de impacto ambiental, se requiere determinar: pH, intercambio de cationes, contenido de sulfato, contenido de carbonato, tipo y concentración de iones y metales. 11.7 Propiedades de suelos estabilizados Las propiedades de la mezcla no pueden ser pronosticadas confiablemente sólo basándose en las propiedades de los suelos obtenidas en la exploración del sitio, por lo que es necesario realizar pruebas de laboratorio y de campo de la mezcla suelo-cementante, que son la clave para obtener el diseño óptimo, lo cual se ve reflejado económicamente. Las pruebas realizadas en las muestras constituidas en laboratorio sirven para determinar el tipo y cantidad de agente cementante en un diseño preliminar, lo cual se verifica con pruebas de muestras extraídas de columnas construidas en el área de prueba. La siguiente tabla muestra la importancia del tipo de cementante para el comportamiento de la columna suelo-cementante.

478

Deep mixing

Tabla 11.1 Efectividad de materiales cementantes en diversos tipos de suelos, con base en pruebas de compresión simple en suelos escandinavos (EuroSoilStab) Limo

Arcilla

Cementante

Suelos orgánicos

Turba

Contenido orgánico 0-2 %

0-2 %

Cemento xx x Cemento + yeso x x Cemento + escoria horno xx xx de acero Cal + cemento xx xx Cal + yeso xx xx Cal + escoria x x Cal + yeso + escoria xx xx Cal + yeso + cemento xx xx Cal xx xxx muy buen cementante en muchos casos xx bueno en muchos casos x bueno en algunos casos no aplica

2-30 %

50-100 %

x xx

xx xx

xx

xxx

x xx x xx xx -

-

Hay numerosos factores que influyen en la resistencia de la mezcla suelo-cementante. Algunos son: •

Propiedades físico-químicas del suelo en términos de granulometría, mineralogía, contenido de agua, capacidad de reacción, contenido de materia orgánica, pH y los límites de Atterbeg.

•

Calidad y cantidad de cementantes y aditivos.

•

Condiciones de curado y mezcla en términos de relación agua cementante, tiempo de mezcla y período de curado.

•

Métodos de muestreo y de pruebas, alteración al muestrear, tipo de pruebas, relación de esfuerzos, métodos de medición de esfuerzos, etc.

Cantidad de cemento. En las Figs. 11.15 y 11.16 se puede observar que la cantidad del cementante y el tipo de suelo influyen en la resistencia a la compresión simple de la mezcla. En la Fig. 11.15 se tienen varias gráficas que muestran el comportamiento de la mezcla de diferentes suelos finos ante la prueba de compresión simple y con diferentes períodos de curado. La proporción del cementante es de 25 % cal y 75 % cemento. La Fig. 11.16 ilustra la influencia que tiene la granulometría en la resistencia de una muestra. A mayor tamaño de las partículas, mayor es la resistencia que se tiene. Por lo que si se tiene una arcilla se tendrá un porcentaje de cemento mayor. En suelos con un alto

479


contenido orgánico o con un excesivo contenido de sal, especialmente sulfatos, se puede retardar la hidratación del cemento; en estos casos se incrementa el porcentaje de cemento.

Fig. 11.15, Esfuerzo cortante para mezclas con distintos suelos finos y con diferentes días de curado, la mezclas se realizaron con un contenido de cementante de 100 kg/m3 y con 150 kg/m3 (Hartlen y Holm, 1995)

Fig. 11.16, Resistencia a la compresión simple variando el contenido de cemento para diferentes tipos de suelo (Taki y Yang, 1991).

480

Deep mixing

Evolución de resistencia con el tiempo. Es lógico que la resistencia de la mezcla suelo cementante se incremente conforme transcurre el tiempo, similar que al comportamiento del concreto. La Fig. 11.17 muestra dicho efecto en un período de 2 a 200 días, en una mezcla de una arcilla marina y con distintos porcentajes de cemento Pórtland. Las siguientes correlaciones son recomendadas por la Asociación de Deep Mixing de Japón, 1994: qu28 = (1.49 a 1.56)qu7 qu91 = (1.85 a 1.97)qu7 qu91 = (1.20 a 1.33)qu28 donde qu7, qu2 y qu91 resistencia a la compresión simple a los 7, 28 y 91 días, respectivamente.

Fig. 11.17, Efecto del período de curado en la resistencia a la compresión simple (Endo, 1976)

Contenido de agua. El contenido de agua en el suelo tiene un efecto desfavorable en la resistencia a la compresión simple de la mezcla suelo cemento. La Fig. 11.18 se realizó con muestras preparadas en laboratorio con arcilla marinas y con un porcentaje de humedad inicial desde 60 a 120 %, las cuales fueron tratadas con 5 a 20 % de cemento y con 60 días de curado. Evidentemente un alto porcentaje de humedad inicial reduce significativamente la resistencia de la mezcla sea cual sea el porcentaje de cemento. Esfuerzo cortante. La Fig. 11.16 muestra la relación que existe entre la prueba de compresión simple y la de corte directo. El suelo probado fue una arcilla marina tratada con 10 y 20 % de cemento y con un período de curado de 28 días. En esta prueba de corte directo el esfuerzo normal fue cero, el esfuerzo cortante es aproximadamente la mitad de la resistencia a la compresión simple. Sin embargo, cuando el contenido de cemento se incrementa, el esfuerzo cortante puede alcanzar un tercio de la resistencia a la compresión simple. En las columnas construidas con el proceso seco se pueden utilizar las siguientes correlaciones para estimar el esfuerzo cortante τfu,col, τfd,col (no drenada y drenada, respectivamente):

481


Fig. 11.18, Efecto del porcentaje de humedad inicial del suelo en la resistencia a la compresión simple (Endo, 1976)

Resistencia al corte no drenada

τfu,col = cu,col + σf · tan( Φu,col )

(ec. 11.1)

donde

cu,col ~ qu /2 qu Resistencia a la compresión simple σf Esfuerzo total en plano de falla (σf < 150 kN/m2) Φu,col = 30o Φu,col =35o - 40o Φu,col =40o - 45o

(columnas de cal) (columnas de cal-cemento) (columnas de cemento)

Resistencia al corte drenada

τfd,col = c’u,col + σ’f · tan( Φ’u,col ) c’u,col ~ 0.25 - 0.30 · cu,col (columnas de cal ) c’u,col ~ 0.35 - 0.45 · cu,col (columnas de cemento y cal-cemento)

482

(ec. 11.2)

Deep mixing

Compresibilidad. En la Fig. 11.19 se muestran curvas de compresibilidad de tres mezclas realizadas con una arcilla marina de Tokio con tres diferentes contenidos de cemento, 5, 10 y 15%.

Fig. 11.19, Compresibilidad de tres mezclas con diferente contenido de cemento en una arcilla marina (Endo,1976)

A mayor contenido de cemento se tiene una menor compresibilidad de la mezcla y un mayor esfuerzo de preconsolidación. La correlación del esfuerzo de preconsolidación (Pc) con la resistencia a la compresión simple (qu) es la siguiente: PC = (1.2 a 1.7) qu

(ec. 11.3)

Permeabilidad. Esta propiedad es muy importante para obras que pretendan controlar el flujo de agua (excavaciones, diques, contención de material contaminado, etc). La bentonita se utiliza como un aditivo para reducir la permeabilidad . El coeficiente de permeabilidad se reduce con el incremento de cemento, como ilustra la Fig. 11.20. Con la cal viva el coeficiente de permeabilidad se incrementa. Otras propiedades. La resistencia a la tensión es aproximadamente del 10 al 15 % de la resistencia a la compresión simple de la mezcla. El módulo de elasticidad varía según las propiedades físico-químicas del suelo y su origen geológico, con lo cual hay diferencias bastante significativas; en la Tabla 11.2 se pueden observar distintas correlaciones. Tabla 11.2, Correlaciones entre E y qu Correlaciones 350qu < E50 < 1000qu 100 qu < E50 < 250qu 140 qu < E50 < 500qu 50 qu < E50 < 150qu 150 qu < E50 < 400qu

Referencias Saitoh et al. (1980) Futaki et al. (1996) Asano et al. (1996) Geo Testing Express (1996) Goh et al. (1999)

483


Fig. 11.20, Variación del coeficiente de permeabilidad con el contenido de cemento (Kawasaki et al., 1981)

Discrepancias entre valores de campo y laboratorio. Por lo general los valores de resistencia a la compresión simple obtenidos de las mezclas realizadas en campo son 1/2 a 1/4 del valor de las mezclas realizadas en laboratorio (Cement Deep Mixing Association of Japan, 1994). La decisión final se toma con base en la experiencia local, y el control de calidad. 11.8 Diseño La filosofía de este tipo de mejoramiento se basa en la interacción entre las columnas (suelo cemento) y el suelo que se encuentra alrededor. La carga impuesta es tomada en cierta proporción por las columnas y en otra por el suelo que se encuentra entre las columnas. Por lo tanto, una columna (suelo cemento) muy rígida no necesariamente es el mejor diseño, puesto que tal material tendría un comportamiento similar al de un pilote. El incremento de rigidez en la columna no debe impedir la interacción y distribución de la carga entre la columna y el suelo que la rodea. Esta filosofía se puede esquematizar en la Fig. 11.21.

484

Deep mixing

q

columna

suelo Fig. 11.21, Filosofía del comportamiento geomecánico del deep mixing (EuroSoilStab 1997)

Análisis de reducción de asentamientos. Este análisis está basado en la teoría de elasticidad con la hipótesis de compatibilidad de asentamientos entre la columna y el suelo que lo rodea, como se muestra en la Fig. 11.22. La diferencia de rigidez entre la columna y el suelo provoca una redistribución de esfuerzos, Fig. 11.23.

a = proporción del área de la columna

Ac

1-a = proporción del área del sue lo

x

a = Ac/As Ac = πD2/4 As = x2

Asentamiento igual en el suelo y columna

Fig. 11.22, Asentamientos de la columna y el suelo iguales

485


σc σs

mvc

mvs

Fig. 11.23, Redistribución de esfuerzos (Porbaha, 2000) La reducción de asentamientos propiciada por deep mixing se puede calcular con la siguiente expresión (Porbaha, 2000).

S1 = β ⋅ S 0

β=

1 1 + a(n − 1)

(ec. 11.4) (ec. 11.5)

donde So S1

β

a Ac As N

asentamiento del suelo sin tratamiento asentamiento del suelo tratado relación de reducción de asentamientos relación de área tratada a = Ac/As área de la sección transversal de la columna área de influencia de cada columna relación de redistribución de esfuerzos

n = σc/σs o mvs/mvc (asumiendo que los asentamientos son iguales)

σc σs

mvs mvc

esfuerzo en la columna (suelo cemento) esfuerzo en el suelo coeficiente de variación volumétrica del suelo coeficiente de variación volumétrica de la columna

Análisis de capacidad de carga. Según B. Broms (2000) la capacidad de carga se puede estimar con las siguientes expresiones: qf = qu,col + 3 x ( σv0 + 5 cu,suelo + msuelo · q0 ) donde

486

(ec. 11.6)

Deep mixing

qu,col σv0 cu,suelo msuelo · q0

resistencia en compresión simple ~ 2 cu,col esfuerzo total inicial resistencia al corte no drenada del suelo incremento de esfuerzo en suelo entre columnas para una carga q0

qfluencia,col = mfluencia · qf Valor de mfluencia 0.8 - 0.9 0.8 0.7 - 0.8 0.6 - 0.7

(ec. 11.7) Condición Columnas de cal-cemento y cemento en limo arcilloso y arcilla limosa Columnas de cal en limo arcilloso y arcilla limosa Columnas en arcilla Columnas en arcilla y turba

La variación de mfluencia toma en consideración el riesgo de obtener columnas no homogéneas Cuando se prescriben asentamientos mínimos, por ejemplo en cimientos para edificios, entonces: qc,col = 0.7 · qfluencia,col

(ec. 11.8)

Análisis de Estabilidad. Recomendaciones para realizar un análisis de estabilidad: • •

Usar resistencia al corte del material compuesto suelo-columna Las columnas son sensibles a cargas horizontales, por lo que se sugiere: ¾ Usar columnas en filas o bloques en las partes sensibles de la construcción. ¾ En áreas con taludes, usar columnas inclinadas para incrementar la fuerza axial en las columnas. ¾ En el centro de un terraplén las columnas pueden ser verticales. ¾ En el lado pasivo de una excavación o muro de tablestaca las columnas deben ser instaladas en filas o bloques (la falta de carga axial reduce la resistencia drenada).

•

Seleccionar una resistencia al corte conservadora; la resistencia al corte residual puede ser menos de la mitad de la resistencia máxima al corte de las columnas.

A continuación se presentan algunas expresiones para el cálculo del esfuerzo cortante del conjunto suelo y columna; en la Fig. 11.24 se muestra el concepto.

τnuevo suelo = a · τcol + α (1-a) · τsuelo

(ec. 11.9)

donde

τcol = qc/2 τsuelo = qs/2 a = Ac/As

τnuevo suelo τcol τsuelo

esfuerzo cortante, promedio del suelo y de la columna esfuerzo cortante de la columna esfuerzo cortante del suelo sin tratar

487


α

relación de reducción de esfuerzos del suelo sin tratar relación del área tratada área de la columna área de influencia de cada columna resistencia a la compresión simple de la columna resistencia a la compresión simple del suelo sin tratar

a Ac As qc qs

Las relaciones anteriores son de utilidad para un diseño preliminar, pero el tipo de análisis más adecuado es por medio de elementos finitos o diferencias finitas (véase capítulo 9).

Ac

As

q col

τ col

Columna suelo

τ suelo

- cemento

α = q r/qs qs qr

a)

Suelo sin tratar

b)

Fig. 11.24, a) Esquema de esfuerzo al corte de columnas y suelo; b) resistencia a la compresión simple en la columna y suelo (cortesía LCM)

11.9 Control El control de calidad debe considerar los siguientes aspectos: Proceso de instalación (sistema de adquisición de datos o monitoreo) • •

Dosificación: peso específico, volumen de inyección, tiempo de inyección por intervalo Energía de mezcla: velocidad angular, dimensiones y configuración de herramienta, tiempo de penetración y extracción.

Verificación de resultados • • • •

488

Propiedades de Resistencia Módulos de Elasticidad y Corte Permeabilidad Homogeneidad ¾ en planta ¾ en el sitio

Deep mixing

La mayoría de los parámetros son correlacionados con resultados de pruebas de compresión simple. Las muestras se pueden obtener secas o frescas, como se menciona a continuación. Muestras de Suelo-Cemento Fresco. Algunas de las ventajas de las muestras frescas son que se pueden tomar en cualquier parte de la columna, se pueden colocar en recipientes de cualquier tamaño y sobre todo tienen un costo bajo. Como desventajas se tiene que son muestras puntuales, tienen un alto grado de alteración y sobre todo tienen una condición de curado diferente al que se tiene in situ. En la Fig. 11.25 se ilustra el aparato y su colocación en la columna fresca para obtener la muestra.

a)

b)

Fig. 11.25, a) Aparato para obtener muestras frescas; b) colocación del aparato en la columna (cortesía Hayward Baker Inc.)

Muestras de Núcleos. Estas muestras tiene la ventaja de poderse inspeccionar visualmente, proveen información de la homogeneidad del mezclado, además que la resistencia al muestreo es un índice de calidad y lo más importante se pueden probar en el laboratorio y ratificar todas sus propiedades geomecánicas. Las desventajas de este tipo de muestreo es que puede ser destructivo, por lo general se recupera un 60 - 90 % de la muestra, además de también ser una muestra discreta. En la Fig. 11.26 se muestra el momento de ejecución del barreno y el acceso después de haber finalizado éste. La verificación de resultados se puede realizar con pruebas realizadas in situ. Éstas pueden ser penetración estándar (SPT), penetración de cono (CPT) y pruebas con presiómetro (PMT); estas pruebas se realizan en las columnas o en la interconexión de éstas. También se realizan pruebas de velocidad de onda de corte además de inspecciones en el interior del barreno para verificar la homogeneidad y continuidad; las pruebas de carga son recomendables.

489


a)

b)

Fig. 11.23 a) Barreno en la intersección de tres columnas, b) Acceso de la perforación (cortesía Hayward Baker Inc.)

Conclusiones. La técnica de deep mixing es aplicable a una gran variedad de suelos y, a diferencia de otros métodos de mejoramiento de suelos, se obtienen buenos resultados en arcillas blandas e inclusive en suelos orgánicos. Las aplicaciones del deep mixing se extienden a casi todos los problemas que se presentan en la geotecnia práctica. La técnica es especialmente útil para reducir asentamientos y reforzar arcillas blandas. Cabe recalcar que este es un método de refuerzo masivo de suelos. La reducción de asentamientos, incremento en capacidad de carga, e incremento en la resistencia al corte se da por el incremento de rigidez global que proporcionan las columnas de suelo cemento, pero depende a la vez de la interacción entre las columnas y el suelo circundante (véase cap. 9). La técnica de deep mixing es una de las técnicas de construcción más recientes, pues se inició en las década de los setenta en Escandinavia y Japón. El método es cada vez más empleado, y se espera que con los avances tecnológicos de las perforadoras y bombas se eficientice inclusive más su uso. Referencias Asano J., Ban K., Azama K. y Takahashi, K. (1995) "Deep mixing methods of soil stabilization using coal ash," Grouting and Deep Mixing Conference, Tokio, Japón, págs. 393-398. Broms, Bengt B. (2000) “Lime and Lime/Cement Columns – Summary and Visions,” Keynote Lectures, NMG-2000 and 4th GICS, Helsinki, Finlandia. Center for Geotechnical Practice and Research, Virginia Tech (2002) "Deep soil mixing for reinforcement vs strengthening of soils at Port of Oakland, California," http://www.cgpr.ce.vt.edu.htm. Cement Deep Mixing Association of Japan (1994) Publicación de la Asociación Japonesa de Cement Deep Mixing, Tokio, Japón, págs 1-194, (en japonés). Design Guide Soft Soil Stabilization (1997) EuroSoilStab Project CT97-0351, European Commission. 490

Deep mixing

Endo M (1976) “Recent developments in dredged material stabilization and deep chemical mixing in Japan”, Soils and Site Improvement, University of California, Berkeley, Lifelong Learning Seminar. Engineering News Record (1998) "Contractor’s innovative system stands alone in site testing," edición 15 / junio/ 1998, McGraw-Hill. Futaki M., Nakano K. y Hagino Y. (1996) “Design strength of soil cement columns as foundation ground for structures,” Grouting and Deep Mixing Conference, Tokio, Japón, págs. 481-484. Goe Testing Express (1996) "Geotechnical test on soil cement mix for Central Artery/Tunnel Project," Final report to Bechtel/Parsons Brinckerhoff. Goh T., Tan T., Yong K. y Lai Y. (1999) “Stiffness of Singapore marine clays improved by cement mixing,” 11th ARC-SMGE Conference, Seúl, Korea, págs 333-336. Ground Improvement, Ground Reinforcement, Ground Treatment – Developments 19871997 (1997) editado por Vernon Shaefer, Geotechnical special publication No. 69, Geoinstitute / ASCE, New York, E.U.A. Hartlen J. y Holm G. (1995) “Deep stabilization of soft soils with lime cement columns,” Bengt Broms Symposium on Geotechnical Engineering, Singapore, págs. 146-179. Hayward Baker, Inc. (2002) http://www.haywardbaker.com Kawasaki T. y Suzuki Y. (1981) “On the deep mixing chemical mixing method using cement hardening agent," Technical Reserch Report 26, págs.13-42, Takenaka, Japón. LCM (2000) http://www.lcmarkteknik.se/tillampn.htm Mehta, P. Kumar (1986) “Concrete Structures, Properties, and Materials”, Prentice Hall, Englewood Cliffs, New Jersey, E.U.A. Porbaha A., S. Shibuya, y T. Kishida (2000) “State of art in deep mixing technology. Part III and Part IV: geometrical characterization,” Ground Improvement (2000) 3, págs 91-110. Saitoh S., Kawasaky T., Nina S., Babasaki R. y Miyta T. (1980) “Research on DMM using cementitious agents (part 10) engineering properties of treated soils, ” 15th National Conference of the JSSMFE, Tokio, Japón, págs. 717-770. Taki O. y Yang D. (1991) “Soil cement mixed wall technique,” Geotechnical Engineering Congress, Special Publication 27, págs. 298-309, ASCE, New York, E.U.A.

491

12 Jet grouting Víctor Taboada Urtuzuaztegui Franciso J. Correa G. Roberto López Zaldaña

12.1 Introducción Al pretender realizar el estudio de cualquier técnica, sea este el caso de la técnica jet grouting, surge la necesidad inicial de establecer su origen, y con ello tener las herramientas para concebir su filosofía básica. Producto de este lógico razonamiento, es que se establece el origen del jet grouting, que parte con el desarrollo de un método que consiste básicamente, en inyectar un material al suelo o formación rocosa, con el fin de cambiar o mejorar las propiedades de éste; este es el método tradicional de inyecciones. Las inyecciones fueron empleadas inicialmente en Francia en el año de 1802, con el propósito de mejorar la capacidad de carga del suelo bajo un canal. Su uso continuó en Francia e Inglaterra durante el siglo XIX, pero su aplicación fue concentrada a estructuras civiles tales como canales, muelles y puentes (Raymond, 1996). A partir de 1864, se estableció su aplicación para asistir la construcción de obras subterráneas, donde fue usado como herramienta de mejoramiento de suelo durante la construcción de un túnel. El desarrollo y avance de la tecnología de inyecciones en suelo y roca ha permitido que se desarrollen técnicas paralelas con el fin de optimizar el proceso, dependiendo de factores como el tipo de suelo y condiciones hidráulicas. A partir de esto, y producto de la necesidad de encontrar un método efectivo para mejorar las propiedades mecánicas en todo tipo de suelos, se originó la técnica del jet grouting. El uso práctico de esta técnica se inició en Japón a principios de los años 70’s y a finales de esta misma década se introdujo a Europa donde tuvo gran aceptación. En términos generales, la técnica del jet grouting se define como un método que propone mezclar, cortar y excavar el material in situ, a través de energía hidráulica a alta velocidad y remplazarlo por una mezcla de suelo-cemento también llamado “suelocreto”. Su uso se dirige esencialmente a mejorar el comportamiento mecánico de un suelo, sea éste en términos de capacidad de carga o compresibilidad. Además es frecuentemente usado para control de filtración de agua. 12.2 Objetivo del método Mediante la técnica del jet grouting, se crea una mezcla de suelo y lechada de cemento estable, con el propósito de mejorar las propiedades físicas de la formación y actuar como método de estabilización, con lo que se pretende modificar e incrementar las características mecánicas del suelo tratado, compresión y modulo de elasticidad, mientras simultáneamente se disminuye la permeabilidad. 493


12.3 Sistemas de jet grouting Son conocidos tres sistemas en esta técnica, y la implementación de cualquiera de ellas generalmente está en función del suelo in situ, y las características mecánicas requeridas para su aplicación. Cada uno de estos sistemas inyecta una lechada de cemento a alta presión que corta y mezcla el suelo en el lugar, para formar columnas o paneles de suelocemento (suelocreto). El corte o erosión del suelo es producto de la energía de impacto generada por el fluido a alta velocidad, debido a la presión de bombeo originada por el paso del fluido por la boquilla. La distribución de lechada inyectada se realiza a través de un monitor localizado en la punta de la barra de perforación. Los sistemas difieren en la capacidad erosiva que pueden desarrollar durante su desempeño, teniendo presente, las diferentes susceptibilidades a la erosión que poseen los diversos tipos de suelos. En la Figura 1 se muestra la capacidad erosiva de los diferentes tipos de suelos. altamente erosivo

Aglomerados Grava Arenas Limpias Limos Arenosos sueltos Turbas y Limos Orgánicos Limos Arenosos densos Arcillas Arenosas sueltos Limos de baja plasticidad Arcillas arenosas densas Arcillas de baja plasticidad (blandas) Limos de alta plasticidad Arcillas de baja plasticidad (rígidas) Arcillas de alta plasticidad difícilmente erosivo Fig 12.1, Capacidad erosiva de los diferentes tipos de suelos

A continuación se presenta una breve descripción de los tres sistemas Jet grouting:

494

Jet grouting

Sistema Jet grouting de barra simple (sistema S): Es la forma más simple; aquí la lechada es inyectada por una o varias boquillas con presiones de alrededor de 40 Mpa, que simultáneamente corta el suelo y lo sustituye por lechada. El proceso continua, con la extracción y rotación de la barra de inyección o monitor, a una relación constante en cualquier estrato, para crear una columna de suelocreto. Este sistema es menos efectivo en suelos cohesivos, Fig. 12.2. Sistema Jet grouting de barra doble (sistema D): Es una forma más avanzada, en la cual los efectos erosivos del jet grouting son considerablemente mayores, por la adición de un chorro de aire comprimido, generalmente con presiones que varían entre 0.2 y 1.5 MPa. En este caso, se tienen dos sistemas alternos de barras para separar el suministro de lechada y aire, donde la función de la lechada es erosionar y mezclar el suelo, y la del aire es incrementar el poder erosivo. Este sistema es más efectivo en suelos cohesivos que el sistema S, Fig. 12.3. Sistema Jet grouting de barra triple (sistema T): Este sistema usa un chorro de aire y agua para el corte del suelo que esta separado de la boquilla de inyección de la lechada. Este arreglo necesita de 3 tubos concéntricos para separar las diferentes fases: aire, agua y lechada. La presión y la relación de flujo de lechada, agua y aire podrían todas variar independientemente, para dar la geometría deseada y mezcla de suelo cemento requerido. Es el sistema más efectivo para aplicaciones en suelos cohesivos. La presión de agua está alrededor de los 50 MPa, y la presión de aire varia entre 0.2 y 1.5 MPa. No es necesario que la presión de la lechada sea alta, generalmente ésta se encuentra entre los 0.5 y 3 MPa. Dependiendo de la velocidad de extracción y los parámetros de inyección seleccionados, el sistema puede ser diseñado para mezclar el suelo con la lechada, o remover el suelo y remplazarlo por la lechada, Fig. 12.4.

Fig. 12.2, Sistema S

Fig. 12.3, Sistema D

Fig. 12.4, Sistema T

Es posible encontrar algunas especificaciones establecidas por algunas empresas al momento de implementar cualquiera de estos sistemas, como se muestra en la Tabla 12.1. Actualmente existe un cuarto sistema que puede alcanzar diámetros superiores (5 m) llamado Superjet grouting, el cual maneja presiones hasta de 40 Mpa y a diferencia del Jet grouting éste permite precisar el foco de energía del inyector, incrementando considerablemente la fuerza de erosión. Además este tecnología muestra un refinamiento en calidad y economía sobre los métodos convencionales de jet grouting (López, 2001).

495


Tabla 1 Especificaciones de los diferentes sistemas jet grouting Método Sistema Presión Descarga Diámetro de la Boquilla Aire Rotación de la barra Diámetro de la columna Velocidad de Extracción

Sistema S Inyección de lechada 20 – 40 MPa 60 l/min

Sistema D Inyección Aire/lechada 20 MPa 60 l/min

Sistema T Inyección Inyección de agua/aire lechada 40 MPa 2 – 3 MPa 70 l/min 180-200 l/min

2 – 3 mm

2-3 mm

2-3.5 mm

No se usa 10-20 rpm

1.2 – m3/min 5-10 rpm

1-3 m3/min 5 rpm

50-100 cm

80 –150 cm

150-300 cm

3-5 min/m

6-20 min/m

20 min/m

12.4 Consideraciones de diseño y construcción Las consideraciones básicas al momento de usar esta técnica se encuentran referidas tanto al diámetro efectivo que resulta al final de la inyección y a la configuración que deben tomar las columnas de suelo cemento, para que el mejoramiento del suelo sea el más eficiente. Ambas consideraciones están sujetas, en general, a los parámetros del suelo e inyección de la lechada, pero a continuación se exponen algunas consideraciones al respecto. Las dimensiones efectivas de una columna son determinadas básicamente por los siguientes parámetros (Moseley, 1993): •

Inyección. Involucra la presión, relación de flujo y peso volumétrico de la mezcla, además de la presión del chorro de aire.

•

Extracción de la barra. Considera la velocidad de extracción y rotación de la barra.

•

Suelo. Contempla la formación geológica, tamaño de la partícula y distribución granulométrica (graduación), densidad o consistencia y estructuras presentes en el suelo (fisuras, estratos, laminación, etc.).

Raymond (1996) propone de manera similar que el radio de la columna depende de: • • • • •

Presión de inyección generada por el bombeo Tiempo de inyección, determinada por las velocidades de rotación y extracción de la barra Resistencia al esfuerzo cortante del suelo in situ Tamaño de la boquilla de dispersión de la lechada Peso específico de la lechada

A partir de investigaciones realizadas sobre el fenómeno de inyección de agua en suelos, Dimitrius y Frederick determinaron que la profundidad de penetración de la inyección de agua depende básicamente de: tiempo de contacto del chorro de agua con el suelo, densidad

496

Jet grouting

seca del suelo, grado de saturación y velocidad de la inyección, las cuales pueden establecerse como parámetros de variación del diámetro de las columnas de suelo cemento. Los resultados de esta investigación les permitió llegar a las siguientes conclusiones: •

El tiempo requerido para la máxima penetración es menor en suelos granulares, que en suelos cohesivos.

•

El volumen de suelo afectado es mayor que el diámetro de la perforación y se incrementa al aumentar el tamaño de partículas.

•

Al incrementar la densidad seca, se produce una disminución en la profundidad de penetración en un suelo. Esto se atribuye al correspondiente incremento en la resistencia y decremento en la permeabilidad del suelo. Este efecto es insignificante en arenas limpias pero llega a ser muy pronunciado en suelos cohesivos.

•

El efecto del grado de saturación juega un papel muy importante en la profundidad de penetración. En arenas limpias la penetración máxima se obtiene a una saturación del 50%, la penetración decrece al aumentar o disminuir la saturación a partir de este valor, alcanzando valores mínimos para arenas saturadas o secas. En arcillas, limos y arenas con finos, la penetración máxima se alcanza a una saturación del 100% y la penetración mínima a un grado de saturación entre 40 y 50%.

•

La profundidad de penetración de un suelo varía linealmente con el coeficiente de permeabilidad del suelo, es decir, al incrementar la permeabilidad, aumenta la profundidad de penetración. El efecto de la variación de la permeabilidad en la profundidad de penetración es más importante a medida que el tamaño de las partículas decrece.

•

Al incrementar la resistencia del suelo, la profundidad de penetración disminuye.

Dado este rango de variables y la complejidad de los suelos naturales, nos lleva a que la determinación de los parámetros que determinaran el diámetro de la columna de jet grouting deben estar basados en la experiencia. La técnica del jet grouting puede ser usada en un amplio rango de suelos inorgánicos, desde arenas hasta arcillas y solo se ve limitada por el equipo de perforación, si lo comparamos con otros métodos de inyección (Moseley, 1993 y Sihna, 1991). En general las arenas son mejores de tratar, pues aquí la erosión de las partículas requiere de una menor energía, debido a la falta de cohesión que hay entre ellas. En estos suelos, las partículas son relativamente grandes y su susceptibilidad a la erosión depende fundamentalmente de la graduación y densidad, y se ha visto que la compacidad relativa es más importante que la graduación, especialmente cuando el coeficiente de uniformidad es alto (Moseley, 1993). Consecuentemente, las arcillas presentarán diámetros menores debido a la presencia tan acentuada de la cohesión, de tal forma, que el diámetro de las columnas de jet grouting en este tipo de suelos dependerá de la resistencia al esfuerzo cortante que posean. Los diámetros requeridos para soportar las cargas impuestas en superficie se obtienen a partir del cálculo de los factores de seguridad contra volteo y deslizamiento de diferentes diámetros de columnas de jet grouting propuestos. 497


Fig. 12.5, Cálculo de diámetro de la columnas de jet grouting

Cuando se requiere, hacer el tratamiento de suelos a través de dos o más estratos distintos, los parámetros de inyección pueden ser alterados para mantener constante la geometría de la columna de jet grouting a través de toda la profundidad, sin embargo, algunos cambios en las propiedades de tratamiento relacionadas con el cambio de tipo de suelos podrían ser aceptados. En perfiles de suelo donde se presenta interestratificación y laminaciones, será impractico alterar la lechada o los parámetros de inyección durante la extracción de la barra (Moseley, 1993). Se han diseñado a partir de la práctica, tablas que permiten relacionar algunos de los factores antes mencionados (presión, velocidad de extracción de la barra, etc.) con el diámetro efectivo de la columna con el propósito de su fácil uso en campo, con lo que se puede determinar la distribución de las columnas de jet grouting en el terreno. 12.5 Descripción del equipo El equipo típico para realizar columnas de suelo cemento depende del sistema jet grouting a utilizar, donde el equipo consta básicamente de: • • • • • •

Mezcladora y turboagitador Bomba de alta presión para inyectar lechada Perforadora Generador de energía eléctrica Compresor de aire (sistemas D y T) Bomba de agua (sistema T)

En la figura 12.6 se muestra un arreglo típico del equipo usado en la técnica del jet grouting, sistema T.

498

Jet grouting

Los sistemas Jet grouting difieren en la implementación del mecanismo para inyectar los diferentes agentes erosivos, sean éstos aire, agua y lechada. Es así como, dentro del equipo requerido para implementar el sistema de barra doble, debe agregarse un compresor encargado de la inyección de aire, y en el sistema de barra triple adicional al compresor debe considerarse el uso de una bomba de alta presión para inyectar agua. Fig. 12.6, Planta típica de sistema jet grouting de barra triple (sistema T)

12.6 Materiales de inyección Entre los materiales básicos usados para producir la lechada están el cemento Pórtland y el agua; sin embargo, mezclas que contienen bentonita y arcilla natural pueden ser usadas para reducir el asentamiento de las partículas de cemento que la componen. Cemento Portland: Cemento hidráulico compuesto de silicato de aluminio hidratado. Este cemento se endurece por reacción química con el agua, mediante el proceso llamado hidratación. Según los requerimientos físicos y químicos se encuentran en el mercado varios tipos de cemento Pórtland para diferentes tipos de uso. Arena: Es considerablemente más barata que el cemento y es usada como relleno para reducir la cantidad de cemento. Con una mezcla que contenga arena se garantiza el llenado en las juntas, vacíos o cavidades. Aditivos: Permiten modificar las propiedades químicas y físicas de la lechada, usualmente agregados a la mezcla agua-cemento, antes que otros ingredientes. Los aditivos usados en la lechada, son normalmente los dispersantes y los aceleradores; los dispersantes, llamados también antifloculantes, son usados en la mezcla para reducir la tendencia de las partículas de cemento a aglomerarse (Raymond, 1996). Esto le proporciona a la lechada la habilidad para penetrar fracturas y pequeñas cavidades. Los acelerantes son usados para reducir los tiempos de fraguado de la mezcla. Bentonita: Es una arcilla coloidal, del grupo de las montmorillonitas. Esta es capaz de absorber hasta 5 veces su peso propio en agua (Raymond, 1996). La bentonita es adicionada a la lechada para estabilizar la mezcla y reducir la sedimentación de las partículas, incrementando la viscosidad y cohesión de la lechada; se calcula como un porcentaje del peso del cemento agregado a la lechada, que normalmente está entre 1 y 4% del peso del cemento.

499


12.7 Procedimiento constructivo La implementación de la técnica de jet grouting inicia con una perforación que varía entre 100-150 mm de diámetro a una profundidad establecida de acuerdo a los parámetros requeridos por el proyecto; esta perforación permite que el tubo de inyección (llamado monitor) sea insertado. También se puede hacer perforación previa, y después introducir el monitor de jet grouting. Es importante que durante la ejecución del procedimiento de jet grouting se mantenga la estabilidad de la perforación, pues los excedentes generados durante la inyección deben alcanzar la superficie a través de esta vía. Las dimensiones de la perforación y la estabilidad de sus paredes se mantienen usualmente, antes de insertar el monitor, con la ayuda de una suspensión de bentonita, o empleando ademes temporales. En la figuras 12.7 y 12.8 se esquematizan dos procedimientos constructivos usados en jet grouting. En el primero se realizan perforaciones guía, para definir el diámetro de las columnas de suelo cemento, en la segunda estas perforaciones no son necesarias pues las presiones alcanzan altos niveles y su capacidad erosiva es mucho mayor. Posterior al proceso de excavación, continúa la etapa de inyección durante la cual se corta el material, y se remplaza por lechada, usando cualquiera de los tres sistemas jet grouting mencionados en la sección 12.3. Para ello, se coloca el monitor, encargado de la inyección de la lechada, a la profundidad máxima de diseño y se procede con la inyección continuando con la extracción de éste a una velocidad establecida con anterioridad, según las características estratigráficas de la zona. Adicionalmente, se determina la geometría de la columna de suelo cemento, rotando la tubería de inyección a una velocidad controlada durante el izaje. De esta manera, se va erosionando el material y simultáneamente se va remplazando la cavidad por la lechada de abajo hacia arriba. El suelo, aire y lechada excedente escapan hacia la superficie, a través del espacio entre la tubería y la perforación; las columnas de suelo cemento la forman el remanente de lechada y suelo.

Fig. 12.7, Procedimiento constructivo a través de perforaciones guía (perforación previa)

500

Jet grouting

Una vez que la masa de suelo cemento ha sido formada a la profundidad de interés, el monitor de inyección puede ser trasladado a otra posición de columna. El traslape entre columnas usualmente es necesario y esto requiere de una secuencia de construcción determinada para asegurar la estabilidad temporal. Para verificar y asegurar que los procedimientos constructivos estén cumpliendo con las especificaciones requeridas, es importante realizar controles de calidad de cada uno de los procedimientos para asegurar un éxito del programa jet grouting. Estos contemplan además del monitoreo de la estructura, el control sobre los elementos de construcción y los ensayos de permeabilidad.

Fig. 12.8, Procedimiento constructivo sin perforaciones guía

Adicionalmente, se recomienda que antes de iniciar el procedimiento constructivo, se construyan columnas de prueba de suelo cemento a escala real, para verificar la calidad y geometría, debido a que es difícil preestablecer la forma y la resistencia final de las columnas de suelocreto. A menos que se haya trabajado en el mismo sitio antes, no es posible predecir los parámetros de jet grouting con precisión. Es posible estimar los valores empíricamente en especímenes en condiciones similares de suelo. Entre estos parámetros se incluyen (ASCE, 1997): • • • • •

Diámetro de la perforación Velocidad de rotación y extracción del monitor Monitor: dimensiones de la boquilla de inyección, ángulo y numero de boquillas Inyección: volumen y presión para todos los componentes inyectados Material: método de mezcla, materiales componentes y sus concentraciones

En algunos casos, las mezclas deben ser ensayadas en laboratorio para asegurar que la calidad requerida puede ser alcanzada; normalmente esto puede ser predicho con razonable aproximación, conociendo el tipo de material y la cantidad de cemento inyectado.

501


12.8 Aplicaciones A continuación se presentan esquemáticamente algunas aplicaciones usuales de la técnica Jet grouting en ingeniería civil, ver Figs. 12.9 a 12.14. Fig. 12.9, Combinación de tablestaca con muro de retención para evitar el asentamiento del terreno aledaño a la excavación. El colapso del terreno se puede prevenir construyendo tablestacas por detrás de la estructura.

Fig. 12.10, Trabajos de protección del revestimiento de un túnel. La combinación de muros horizontales y verticales aumenta la seguridad en trabajos subterráneos realizados en suelos saturados.

Fig. 12.11, Prevención de filtraciones a través de la cimentación de una presa.

Fig. 12.12,Construcción de muros continuos en sitios donde obras enterradas impedirían las construcción de un muro convencional.

12.9 Ventajas • • • • • • • • • •

502

Ejecución precisa y de alta confiabilidad Libertad en la selección de la solución cementante Corto tiempo de ejecución Mínimo ruido y vibración Es aplicable a una amplia gama de tipos de suelos Puede realizarse el diseño de la resistencia y permeabilidad Es una solución libre de mantenimiento Puede trabajarse en espacios limitados Es un método seguro de construcción Se pueden manejar geometrías de columnas variadas, dependiendo de las condiciones del terreno

Jet grouting

Fig. 12.13, A través de la inyección de una lechada de cementos se pueden realizar anclajes para la estabilización y construcción de muros de retención

Fig. 12.14, Aplicaciones de la técnica Jet grouting

503


12.10 Casos prácticos Túnel, Islas Creek, California. La técnica de jet grouting fue usada extensivamente para modificar las condiciones del suelo in situ a lo largo del lineamiento de un túnel (Raymond, 1996). El proyecto requirió la excavación de dos túneles cortos sobre suelo blando, uno de 4.1 m de diámetro y 76 m de longitud aproximadamente y otro de 4.6 m y 155 m de longitud. Los suelos encontrados a lo largo del lineamiento del túnel son limos arcillosos o arcillas limosas plásticas, con lentes de fósiles y arena, las cuales se encuentran clasificadas como CH o MH, según el sistema unificado de clasificación de suelos. Dentro de las especificaciones iniciales del proyecto, se contemplaba la introducción de aire comprimido dentro del túnel, con el propósito de contrarrestar las presiones generadas por el flujo de agua y el suelo, además de otros movimientos del suelo. Posteriormente se propuso eliminar completamente el método de aire comprimido y usar en cambio la técnica jet grouting, para lo cual se construyeron columnas de suelo cemento superpuestas de 2 m de diámetro, con un rango de resistencia a la compresión de 4.1 a 6.9 MPa. Adicionalmente se rodeó la sección transversal del túnel, con columnas de suelo cemento que se extienden 2 metros por fuera de la circunferencia de éste. En la figura 12.15, se muestran las inclusiones de columnas con jet grouting alrededor del túnel.

Fig. 12.15, Sección transversal de la línea del túnel

504

Jet grouting

Termoeléctrica La Rosita, Mexicali. Una de la aplicaciones de esta técnica en México, se presentó durante la construcción de una planta Termoeléctrica en Mexicali, denominada La Rosita (López et al, 2001), que se encuentra ubicada en el lote 45 de la colonia Progreso en la carretera federal Mexicali-Tijuana. Aquí los trabajos iniciaron con investigaciones preliminares de campo, que incluyeron ensayos de penetración estándar, de resistividad y crosshole. Posteriormente, se colectaron muestras del terreno y se hicieron ensayos de laboratorio con el propósito de determinar las propiedades índice y mecánicas de los materiales del suelo. Estas mismas investigaciones permitieron determinar el perfil estratigráfico de la zona como se muestra en la figura 12.16.

Fig. 12.16, Perfil Estratigráfico (López et al, 2001)

Se observa que se presenta un estrato de arcilla rígida sobre una capa de limo muy compresible; adicionalmente, se encontró que el nivel freático está a una profundidad que varía entre 3.5 y 4 m. Los resultados obtenidos a partir de las investigaciones de campo y laboratorio se presentan en la tabla 12.2. Tabla 12.2 Propiedades geotécnicas en los diferentes estratos Propiedad Clasificación SUCS Peso Volumétrico, kN/m3 Su, kPa φ, grados Modulo de elasticidad, MPa

Arcilla Superior CH 19.1 112 N/A 40-70

Limo ML 15.7 N/A 25 10-30

Estrato Arena Limosa SM 15.7 N/A 40 70-100

Arcilla Inferior CH 19.2 139 N/A 70-100

Se planteó un diseño preliminar que consistía de pilas de 450 x 450 mm con una capacidad de 1000 kN aproximadamente, pero se encontró que a través de este procedimiento se presentaría un asentamiento de 60 mm, cuando lo permitido es de menos de 50 mm. Adicionalmente, estos cálculos indicaron que los asentamientos en la capa de limo podrían alcanzar los 20 mm. Debido a esto se planteó la opción de realizar un mejoramiento en las propiedades de este limo a partir de la implementación de la técnica super jet grouting, con lo cual se pretendía obtener asentamientos por debajo de los 50 mm, aprovechando que es 505


posible a través de éste tratar solo la capa de limo muy compresible. Cálculos posteriores, indicaron que los asentamientos podrían ser reducidos a 40 mm, para una carga de 150 kPa, producida por el generador de la planta. Se diseñaron columnas de 4 m de diámetro de suelo cemento, a partir de la consideración que toda la carga producida en superficie sería transmitida de la capa de arcilla hacia la capa de arena densa, evitando con ello cualquier asentamiento en la capa de limo. Este diseño también contempló la determinación del espaciamiento óptimo entre columnas, para lo cual la firma constructora desarrolló un análisis para determinar el mecanismo para transferir la carga de la cimentación sobre la capa de arcilla, a la capa de arena densa por medio de las columnas de jet grouting, lo que requeriría una distancia de suelo arcilloso entre columnas. Los resultados de estos cálculos indicaron que para las áreas con cargas de 100 kPa, el espaciamiento máximo de columnas es de 9.8 m y para áreas con cargas de 150 kPa el espaciamiento sería de 7.6 m. Con este criterio se programaron 206 columnas de suelo cemento para el mejoramiento de las propiedades de este suelo. Las columnas fueron construidas a una profundidad de diseño preestablecida que varió entre 11 y 13 metros y una vez alcanzada esta profundidad, se inició el proceso de corte del suelo. Este proceso fue cuidadosamente controlado y monitoreado manteniendo la velocidad de giro de la barra entre 3 y 4 rpm, la relación del levantamiento del monitor en 75mm/min y la presión de inyección en 40 MPa. Previo a la construcción de todas las columnas, se realizó un programa de ensayo para confirmar los conceptos de diseño, que conducen a la construcción de columnas de 4 m de diámetro en la capa de limo. Esta verificación consistió en comparar las resistencias qu, obtenidas con el cono eléctrico antes del tratamiento y tres días después de la inyección. Los resultados mostraron que se presento un significativo mejoramiento de la resistencia en la capa de limo, con lo cual pudo ya con seguridad iniciarse el proceso de construcción de las columnas de suelo cemento. Cabe mencionar que en esta obra se utilizaron monitores de super jet grouting, con los cuales se lograron obtener columnas de 4 m de diámetro. Centro de convenciones, Puebla. Se realizó la construcción de un centro de convenciones a partir de un inmueble que formó parte de una antigua industria textil (Reyes, 1998). El perfil estratigráfico de la zona de construcción de la obra, distingue la presencia de depósitos aluviales que cubren los suelos de origen hidrotermal y estos a su vez yacen sobre la formación basal de origen tobáceo (Reyes, 1998). El sitio presenta las siguientes unidades estratigráficas: • • • • •

506

Rellenos artificiales de 1.40 a 2.40 m de espesor Suelos de origen aluvial, constituidos por arenas limpias (SP), arenas poco limosas y arenas limosas (SP-SM y SM), con profundidades que alcanzan de 5.20 a 7 m Arcilla arenosa de mediana y alta plasticidad (CL y CH), con espesor variable de 1.60 a 5.20 m Suelos de origen hidrotermal, muy irregular en cuanto a sus propiedades mecánicas. Incluye capas de arena limosa con un contenido variable de grava, intercalaciones de limo arenosos de baja plasticidad (ML) y de arcilla arenosa de alta plasticidad (CH) Formación basal, continuidad por suelos de origen tobáceo, identificados como arcilla arenosa (CL y CH), limo arenoso (ML) y arenas fina arcillosa (SC)

Jet grouting

Se realizó un análisis para determinar el diámetro mínimo de las columnas a partir de la determinación de los empujes del terreno, incluyendo las sobrecargas del edificio a preservar, a fin de conservar los factores de seguridad adecuados (Reyes, 1998). De este análisis se obtuvo que el diámetro mínimo era de 60 cm, con resistencia a la compresión no confinada de 5.89 MPa. Para verificar la seguridad de la excavación y de los elementos arquitectónicos a preservar, se llevo a cabo un análisis de estabilidad adicional mediante el método Bishop simplificado. Los corte de las excavaciones se realizaron a profundidades de 3.10 a 6.30 m, lo que implica que estos cortes sean verticales en este tipo de suelos. Debido a esto, no sería factible la construcción de sistemas de ademes convencionales en las zonas de excavación colindantes con el edificio histórico, por lo cual se planteo la necesidad de realizar un tratamiento de consolidación de los suelos bajo el desplante de la cimentación. A partir de esta necesidad se realizo un análisis comparativo de los diferentes métodos de mejoramiento de suelos, con el cual se llegó a la conclusión que la mejor alternativa era la implementación de la técnica jet grouting (Reyes, 1998). Luego de definir el diámetro de las columnas, se realizó un tramo de prueba para observar y evaluar los efectos del mejoramiento sobre elementos similares a los que se habrían de tratar y poder establecer los parámetros de construcción (velocidad de extracción del monitor, presión de inyección, etc.) que permitan obtener los diámetros requeridos por el diseño. Con base en los resultados obtenidos en el tramo de prueba, se diseñaron las condiciones geométricas y los parámetros de ejecución (longitud, relación cemento-agua, velocidad de izaje del monitor, velocidad de rotación, consumo de cemento y presión) de los ocho frentes de mejoramiento proyectados, donde se construyeron finalmente 374 columnas. El diámetro efectivo de las columnas estuvo entre 64.5 cm y 75.2 cm y la profundidad de tratamiento fue variable de 4 a 9.50 m. Análisis posteriores mostraron que en todos los frentes donde se aplicó el tratamiento de suelos se tuvo un comportamiento excelente durante y después de la excavación, tanto de los taludes de corte como los elementos arquitectónicos preservados. En la Fig. 17 se presenta un esquema de inyección de columnas inclinadas 10 ° respecto a la vertical y columnas verticales de jet grouting, donde la separación entre columnas varió entre 1.10 y 3 m centro a centro.

Fig. 12.17, Jet grouting en el Centro de Convenciones de la ciudad de Puebla

507


Referencias ASCE (1997) “Ground Improvement Ground Reinforcement Ground Treatment Development 1987-1997”. Geotechnical Special Publication No 69, American Society of Engineering (ASCE), pp 113-129, july. V.R. Schaffer editor. Lopez, R.A, Bell, K and Gularte, F. (2001) “Introducing New Ground Improvement Technologies to Latin America Countries -A desing/build Scenario La Rosita Powerplant Mexicalli”, México. Proceedings of the 1st International Engineering and Construction Symposium. ASCE. Moseley, A.L (1993) “Ground Improvement”. Chapter 7, Jet grouting, pp 149-174. Blackie Academic & Profesional. Raymond, W.H. (1996) “Practical Guide to Grouting of Underground Structures”. Published by ASCE press, ISBN 0-7844-0140-3. Reyes, L. (1998) “Jet grouting en la obra del Centro de Convenciones de la Ciudad de Puebla”. Reunión Nacional de Mecánica de Suelos, Puebla Pue., México. Sinha, R.S. (1991) “Underground Structure – desing and construction”. Chapter 8, Grouting, pp 328-350., Developments in Geotechnical engineering 59B. Elsevier, Amsterdam. ISBN 0-444-88991-4.

508

13 Compactación dinámica Axel Ramírez Ramírez Roberto López Zaldaña

Este método consiste en dejar caer una masa repetidamente desde una cierta altura. La reacción del suelo ante la compactación dinámica depende del tipo de suelo y de la energía que le sea impartida por los impactos que tienen un arreglo predeterminado. La energía es función de la masa, altura de caída, espaciamiento de la cuadrícula y número de caídas en cada punto, Fig. 13.1. Las masas son usualmente bloques de concreto, bloques de acero o una serie de placas de acero sujetas entre sí. Comúnmente se utilizan pesos de 6 a 20 t, con una altura de caída de 20 m; sin embargo, se han llegado a utilizar pesos de más de 30 t con una altura de caída de 30 m.

a)

b)

Fig. 13.1, a) Procedimiento de compactación dinámica con una grúa convencional; b) impacto de la masa causando un cráter (Hayward Baker Inc.).

509


El desarrollo de grúas de oruga especialmente diseñadas para ejecutar compactación dinámica ha permitido que la energía de impacto se incremente, tal como se aprecia en la Fig. 13.2.

Fig. 13.2, Masa de acero suspendida por una grúa sobre orugas especialmente modificada para llevar a cabo compactación dinámica (Hayward Baker Inc.)

En proyectos donde se requiere compactar suelos que se localizan a gran profundidad se han llegado a fabricar trípodes especiales con alturas de caída de hasta 40 m utilizando masas de hasta 200 t, Fig. 13.3. En el aeropuerto de Niza, Francia la energía por impacto que se aplicó fue de aproximadamente 4,000 t-m (Slocombe, 1993) Las masas se dejan caer de 2 a 10 veces en el mismo lugar, siguiendo un patrón de cuadrícula con espaciamientos entre 1.80 y 5 m. El procedimiento normalmente se hace con más de una pasada o serie de apisonamientos, rellenando los cráteres que se forman entre pasadas. Por lo general, el subsuelo por mejorar se considera constituido por tres capas: la más profunda es mejorada por la primera serie de apisonamientos, con un determinado número de repeticiones, con las mayores separaciones entre los puntos de impacto, y el nivel de energía más alto. La capa intermedia es mejorada por una segunda serie de apisonamientos, los impactos son localizados entre los impactos de la serie anterior y la altura de caída y las repeticiones son menores. La capa superficial es mejorada con apisonamientos con una altura de caída y una separación pequeña e incluso se utiliza una masa menos pesada y más plana, con mayor superficie de contacto. La principal limitación de este método es el daño potencial para estructuras vecinas debido a vibraciones, ruido y la posible voladura de escombros. Es limitante también el tamaño de las grúas disponibles, ya que si bien las masas por lo general no rebasan las 20 toneladas, la mayor carga no la percibe la grúa al momento de levantar el peso, sino al momento de dejarlo caer, debido al efecto de latigazo que se produce en la pluma. Debido a esto, se deben usar grúas sobredimensionadas.

510

Compactación dinámica

Fig. 13.3, Torres especiales de gran altura para impartir un nivel de energía alto

Otra limitante es la profundidad de tratamiento. El método de compactación dinámica resulta técnica y económicamente atractivo para mejorar suelos hasta profundidades de 10 a 12 metros. 13.1 Suelo granular Este método aplicado en materiales granulares proporciona un mejoramiento de las propiedades ingenieriles puesto que las partículas toman un arreglo más compacto, incrementándose así la compacidad relativa, capacidad de carga y una reducción de asentamientos. En materiales granulares se forma un bulbo de densificación por debajo del punto del apisonamiento, Fig. 13.4.

Fig. 13.4, Bulbo de densificación formado debajo del punto de impacto (Slocombe, 1993)

511


En materiales granulares saturados, una gran parte de los impulsos dinámicos son transferidos al agua intersticial. Después de un número determinado de impactos se incrementa la presión de poro lo suficiente para generar licuación (Menard, 1974). La granulometría y la compacidad del suelo son dos factores que influyen en la velocidad a la cual se alcanza la licuación. El incremento de la compacidad, debido a la disipación de presión de poro, se obtiene en un tiempo relativamente corto: en arenas y gravas bien graduadas es de aproximadamente de 1 a 2 días, en limos con arena puede variar de 1 a 2 semanas. Hay otra teoría contraria a la de Menard, la cual trata de evitar la licuación. Por esta razón, el tratamiento se diseña para que no se genere un exceso de presión de poro significativo, lo cual se logra con niveles más bajos de energía (Slocombe, 1993). La existencia de capas densas en el suelo por mejorar puede influir en los resultados puesto que éstas absorben un alto nivel de energía generada por los impactos, y el suelo localizado por debajo de estas capas reciben un nivel de energía menor. En resumen, este método es excelente para mejorar materiales granulares, ya sea arriba o debajo del nivel freático. Sin embargo, se debe de tener especial cuidado al quererlo aplicar en arenas con un alto contenido de finos, especialmente cuando el suelo está saturado, ya que la generación de presión de poro dificulta la compactación. 13.2 Suelo cohesivo La respuesta de suelos cohesivos ante la compactación dinámica es más compleja que la de los suelos granulares. Utilizando el método de compactación dinámica se genera una sobre carga instantánea al momento del impacto de la masa con la superficie. Dicha sobrecarga causa un exceso de presión de poro, que lleva inclusive a la formación de planos de corte y fracturamiento hidráulico, que ayudan a acelerar la consolidación del suelo. La respuesta volumétrica ante el impacto se muestra en la Fig. 13.5. En suelos cohesivos saturados se requiere mayor número de pasadas con un nivel de energía más bajo, lo que redunda en un período mayor para ejecutar el procedimiento de compactación.

Fig. 13.5 Respuesta volumétrica de arcillas ante la compactación dinámica (Slocombe, 1993)

512


Según la experiencia de los autores, la compactación que se obtiene en espesores importantes de arcilla o limos saturados es despreciable. Se recomienda observar posibles levantamientos ó expansiones en el terreno. Cuando ocurren dichas expansiones, el efecto de densificación es mínimo, ya que se está remoldeando y desplazando la arcilla en vez de compactarla. Además, se deben tener tiempos de disipación del exceso de presión de poro entre cada pasada de impacto para lograr densificar al suelo. 13.3 Rango de suelos La Fig. 13.6 y las Tablas 13.1 y 13.2 muestran la reacción de los diferentes suelos a la compactación dinámica.

2

Fig. 13.6 Respuesta de diferentes suelos a la compactación dinámica (Lukas, 1986).

513


Tabla 13.1 Respuesta de suelos ante la compactación dinámica (Lukas, 1986) Tipo de Suelo Depósitos permeables con CF=0% Zona 1

Clase de relleno Escombros de construcción

Tipo de suelo AASHTO A-1-a

Grado de saturación Alto

Fragmentos de Roca

A-1-b

o

Pedazos de concreto

A-3 A-1-6 A-2-4 A-2-5

Bajo

Depósitos permeables CF<35 % Parte fina de la Zona 1 Depósitos semipermeables Limos con menos del 25% de arenas, arcillas con PI<8 Zona 2

Relleno de arenas gruesas

Desechos mineros

A-5

Respuesta

Excelente

Alto Bajo

Buena Excelente

Alto

Suficiente

Bajo

Buena No recomendable

Depósitos impermeables de suelo arcilloso con IP>8

Arcillas y residuos de minas

Zona 3 Relleno no controlado incluyendo papel, depósitos orgánicos, metal, madera, etc.

Rellenos sanitarios relativamente recientes

Depósitos altamente orgánico, turba

A-6 A-7-5 A-7-6 A-2-6

Alto

Bajo

ninguno

Bajo

ninguno

Alto

Poco mejoramiento. El contenido de agua debe se menor que el límite plástico Es posible, los asentamientos serán lentos debido a la descomposición del relleno. No recomendable, a menos que se tenga suficiente relleno granular

Tabla 13.2 Energía impartida a los diferentes tipos de suelo Tipo de depósito Suelo permeable grueso Zona 1 Suelo semipermeable fino Zona 2 Zona 3 Relleno sanitario

514

Energía normalmente aplicada

Mejoramiento esperado

20-25 t-m/m3

Excelente

25-35 t-m/m3

Moderado a bueno

No aplicable 60-110 t-m/m3

No aplicable Bueno


13.4 Profundidad de diseño Como ya se mencionó, la energía es función de la masa, altura de caída, espaciamiento de la cuadrícula y número de caídas en cada punto, y está condicionada a la profundidad que se quiera mejorar. La energía de cada impacto es el producto de la masa, de la altura de caída y de un coeficiente, K. La energía total es la sumatoria de las energías de cada impacto dividida entre sus respectivas áreas de influencia. (ec. 13.1)

H = K Wh donde H W H K

profundidad por mejorar (m) peso en (t) altura de caída (m) coeficiente empírico, que en la práctica toma valores de 0.3 a 0.7, Fig. 13.7

Profundidad de diseño

Energía – Caída (t-m)

K* (Wh)1/2

*

Rango de 0.3 a 0.7

Fig. 13.7, Profundidad efectiva para el método de compactación dinámica (Lukas, 1986).

El mejoramiento en el suelo tiende a la forma de la distribución de esfuerzos, según Boussinesq para una cimentación circular. La máxima densificación está comprendida dentro del tercio medio de la profundidad efectiva de densificación. Debajo de este nivel se tiene una densificación menos eficiente, debido a la disminución de la energía.

515


13.5 Control de Calidad Se utilizan los siguientes procedimientos para llevar a cabo el control de calidad del método de compactación dinámica: • • • • • • • •

Profundidad del cráter Monitoreo de la elevación de la superficie Prueba SPT Prueba CPT Dilatómetro Prueba de carga Velocidad de onda de corte Monitoreo de la presión de poro (para determinar la secuencia de impactos con base en el tiempo en que tarda en disiparse).

Antes de iniciar la fase de producción en una obra de compactación dinámica, es recomendable ejecutar el método en un área de prueba, para establecer la altura de caída, número de impactos y espaciamiento adecuado para una densificación deseada. Es recomendable realizar el mismo tipo de pruebas antes y después del mejoramiento para determinar la verdadera efectividad del método. Debe dejarse un tiempo de espera de al menos tres días antes de realizar las pruebas después de la compactación para permitir la disipación de presión de poro. Referencias Lukas, R. G. (1986) “Dynamic compaction for highway construction”. Vol. 1, Design and Construction Guidelines, Federal Highway Administration, Office of Research and Development, U.S. D.0.T., Washington, D.C., Report No. FHWA/RD-86/133, Julio. Ménard, L. (1974) “Deux procèdès de consolidation: la vibration, le pilonnage intensif” Annalea de L’ Institut Technique du Batiment et des Travaux Publics. Francia. Slocombe, B. C. (1993) “Dynamic Compaction”, Ch. 2, In Ground Improvement, Moseley M. P. (ed.), Chapman & Hall (Pub.).

516

14 Precarga Gabriel Auvinet Guichard Juan Félix Rodríguez Rebolledo Axel Ramírez Ramírez Roberto López Zaldaña

14.1

Introducción

Precargar los suelos finos tiene dos objetivos: •

Acelerar el desarrollo de la consolidación del suelo. Entonces es posible cimentar sobre el mismo sin peligro de asentamientos totales o diferenciales importantes a mediano o largo plazo.

•

Aumentar la resistencia al corte no drenada del suelo y por tanto la capacidad de carga del terreno

Para verificar la eficiencia de la precarga, es necesario medir la evolución de los asentamientos en diferentes puntos y a diferentes profundidades mediante bancos de nivel y placas de asentamientos, verificar la disipación de las presiones intersticiales dentro del subsuelo durante el proceso y medir el aumento de la resistencia al corte no drenada del suelo al terminar el tratamiento. 14.2

Tipos de precarga 14.2.1 Precarga simple

Esta técnica consiste en colocar sobre el terreno una carga igual a la carga definitiva, PS, eventualmente aumentada de una sobrecarga, PF (Fig. 14.1), con lo que se logra lo siguiente: • • •

Acelerar el desarrollo de los asentamientos de consolidación primaria. Acelerar la aparición y el desarrollo de asentamientos de consolidación secundaria. Aumentar la resistencia no drenada del suelo.

En el caso de una precarga con sobrecarga, los dos primeros efectos son dominantes: se remueve la sobrecarga cuando los asentamientos inducidos garantizan el buen comportamiento de la obra futura. El último efecto se logra generalmente mediante una construcción por etapas y resulta útil cuando la resistencia inicial del suelo es insuficiente para soportar la estructura definitiva sin que se presente la falla. Cada etapa conduce a un mejoramiento del suelo que permite la

517


realización de la etapa siguiente. El incremento de resistencia esperado puede calcularse a partir de los resultados de pruebas triaxiales consolidadas-no drenadas (CU).

Asentamiento

(F+ S)

(F)

∆HF+S

∆HF

Carga

El aumento del grado de consolidación del suelo se logra incrementando el esfuerzo efectivo dentro del mismo, lo cual puede obtenerse aumentando el esfuerzo total o disminuyendo la presión intersticial. El mejoramiento de los suelos finos consiste por tanto en actuar sobre alguno de estos factores o PS sobrecarga sobre los dos simultáneamente. tSR PF carga final El principio de los diferentes 0 t métodos más comunes se presenta en las Tablas 14.1 y 14.2 y en las Figs. 14.2 y 14.3. tSR

Fig. 14.1, Compensación del asentamiento de consolidación primaria

Tabla 14.1, Métodos de precarga por aumento del esfuerzo total (LCPC, 1985) Método Aplicación de una carga equivalente al valor final

Aplicación de una carga equivalente al valor final, más una sobrecarga (preconsolidación)

Carga aplicada llenando un recipiente.

518

Frecuencia de uso La carga definitiva se Método usado aplica con suficiente comúnmente anticipación para que el grado de consolidación sea suficiente en el momento de la construcción de la obra Principio

La aplicación de una carga mayor a la carga final permite obtener un asentamiento más importante en un plazo más corto. La carga excedente se remueve tan pronto el asentamiento obtenido se considera suficiente. Mismo principio que en los dos casos anteriores.

Método usado comúnmente

Común para tanques.

Ventajas

Limitaciones

Se basa en la teoría confiable de la consolidación. (excepto en cuanto a la previsión de los tiempos de consolidación) Ejecución sencilla. Buena homogeneidad del tratamiento Se basa en la teoría bien conocida y confiable de la consolidación. (excepto en cuanto a la previsión de los tiempos de consolidación) Ejecución sencilla. Buena homogeneidad del tratamiento Se basa en la teoría bien conocida y confiable de la consolidación.

La carga aplicada depende de la capacidad de carga del suelo. Puede ser necesaria la aplicación por etapas. Puede requerir un tiempo muy largo que puede reducirse recurriendo a un sistema de drenaje en el suelo de cimentación La carga aplicada depende de la capacidad de carga del suelo. Puede ser necesaria la aplicación por etapas. Plazo más corto que en el método anterior que puede reducirse todavía más con un sistema drenante. La sobrecarga debe enviarse a tiradero o reutilizarse Puede ser necesario llenar progresivamente el tanque. Posibilidad de reducir el plazo con un sistema drenante.

Precarga Tabla 14.2, Métodos de precarga por reducción de la presión intersticial (LCPC, 1985) Método Aplicación de vacío

Principio El vacío se aplica en pozos o en drenes de arena a partir de una membrana estanca que recubre la zona de tratamiento. obra

Abatimiento del El abatimiento del nivel del manto manto acuífero en un freático. suelo compresible induce asentamientos.

Electro-ósmosis

Frecuencia de uso

Ventajas

Limitaciones

Método usado La aplicación del vacío excepcionalmente conduce a un mejoramiento importante del suelo. Se evitan los problemas de estabilidad de los terraplenes de precarga

Método costoso que necesita equipo y personal especializados. Aplicable a suelos relativamente permeables y saturados. Profundidad de tratamiento limitada a 7m. Asentamientos no homogéneos.

Método poco común

Este método es en general un efecto secundario de trabajos que inducen o requieren el abatimiento del manto freático.

Puede provocar asentamientos importantes del suelo. Asentamientos no homogéneos.

Requiere un buen control de los parámetros del tratamiento. Se usa generalmente en obras provisionales.

Método costoso que necesita equipo y personal especializados. Utilizable en arcillas y limos con k < 10-6 m/s. Difícil prever los parámetros y los efectos del tratamiento. Tratamiento no homogéneo y que puede ser reversible si el suelo no está cargado.

Una diferencia de Método usado potencial aplicada excepcionalmente entre un ánodo y un . cátodo provoca el flujo hacia el cátodo.

14.2.2 Precarga con sistema de drenaje Planteamiento. Es posible aumentar la eficiencia de la precarga instalando previamente un sistema de drenaje constituido por drenes verticales o trincheras drenantes (Fig. 14.4). El sistema, inicialmente inerte, se vuelve activo cuando se carga el suelo. Los drenes verticales, generalmente colocados en tresbolillo, pueden ser de arena o prefabricados (cartón o plástico, Kjellman, 1948). Los drenes de arena son más costosos que los drenes prefabricados pero presentan la ventaja de que son más eficientes y contribuyen en cierta medida a reforzar el suelo y a uniformar su compresibilidad. Los drenes prefabricados tienen por otra parte la ventaja de poder usarse en suelos en los que no puede realizarse una perforación estable. Una condición para que los drenes cumplan eficientemente con su función es que el procedimiento constructivo de los mismos evite en todo lo posible el remoldeo del suelo circundante (Casagrande y Poulos, 1969; Indraratna y Bamunawita, 2002). En efecto, el remoldeo tiende a reducir la permeabilidad y a aumentar la compresibilidad del suelo.

519


La experiencia ha mostrado que los drenes verticales son menos eficientes cuando el suelo contiene una proporción significativa de materia orgánica y que por tanto existe una consolidación secundaria importante. Terraplén a la elevación final Carga final

Suelo compresible

Suelo compresible

a.) Aplicación de la carga final Altura definitiva + sobrecarga Carga final + sobrecarga

Suelo compresible

Suelo compresible

b) Aplicación de la carga final más sobrecarga Recipiente

Membrana impermeable Bordo terraplén

terraplén

Bordo agua

Suelo compresible

Suelo compresible

Fig. 14.2, Métodos de precarga por incremento del esfuerzo total

Los suelos tratados con drenes se recubren siempre con una capa drenante con un espesor de por lo menos 0.5 a 1m y, en todo caso, superior al asentamiento esperado. Debe preverse el drenaje de esta capa hacia cárcamos de bombeo laterales mediante trincheras drenantes transversales que pueden estar espaciadas de varias decenas de metros. Es conveniente que el material de la capa drenante sea ligero tomando en cuenta que una parte importante del mismo permanecerá en el sitio después de remover la sobrecarga. Se puede minimizar su peso volumétrico usando criterios de selección de materiales semejantes a los usados en la técnica de compensación parcial. Esta capa se coloca generalmente antes de construir los drenes para facilitar el tránsito de los equipos de perforación y de servicio. Para evitar la

520

Precarga

incrustación de la capa drenante en el suelo blando, es necesario apoyarla sobre un lecho de geotextil o una combinación de geotextil y geomalla.

Membrana impermeable

Presión atmosférica Bomba de vacío

Capa drenante

Suelo compresible Pozos filtrantes ( drenes de arena ) A la bomba de vacío

Colector

Sello de bentonita

Suelo a tratar

Ademe Ranurado

a) Aplicación de vacío Nivel antes del

abatimiento

Nivel después del abatimiento

Zonas consolidadas

Suelo compresible b) Abatimiento de nivel freático Ánodo +

-

+

Cátodo -

+

Carga

Suelo compresible

c) Tratamiento por electroósmosis

Fig. 14.3, Métodos de precarga mediante reducción de la presión de poro

521


Sobrecarga eventual Capa drenante de 0.5 a 1.0m

Suelo compresible

Drenes verticales

a) Drenes verticales Sobrecarga eventual Capa drenante de 0.5 a 1.0m

Suelo compresible

Trincheras drenantes

b) Trincheras drenantes

Fig. 14.4, Sistemas comunes de drenaje

Drenes prefabricados (Wick Drains). La idea de usar drenes prefabricados, es similar a los drenes de grava en cuanto a acelerar la consolidación. Este método es popular para el drenaje de suelos blandos y compresibles ya que ayudan a acelerar la consolidación acortando las distancias de flujo del agua a través del suelo y proporcionándole una ruta más fácil de escape al agua. En la Fig. 14.5, se muestra la diferencia de tiempos de consolidación, utilizando drenes y sin utilizarlos, en la misma se observa la importancia de la precarga. Las dimensiones comunes de los drenes prefabricados verticales son de un ancho de 100 mm, un espesor de 3mm y vienen en rollos de 300 m. En la Fig. 14.6 se observa una muestra de un dren prefabricado y un esquema transversal ya instalado.

522

Asentamiento

Precarga

Período de construcción Fig. 14.5, Tiempo de consolidación en diferentes condiciones

a)

b)

Fig. 14.6, a) Muestra del dren prefabricado; b) sección transversal del dren (Amerdrain)

También hay drenes horizontales prefabricados que se colocan sobre la superficie interceptando a los drenes verticales para captar el agua proveniente de éstos, Fig. 14.17, y así evitar colocar una cama de arena que se utiliza comúnmente como dren horizontal. Estos drenes tienen mayor capacidad de flujo y mayor resistencia a esfuerzos de compresión

523


que los drenes verticales. Los anchos de los drenes horizontales son de 15, 30 y 45 cm, el espesor típico es de 2.5 cm y viene en rollos de 30 a 150 m.

Fig. 14.7, Drenes prefabricados horizontales, que sustituyen a la cama de arena (Amerdrain)

En caso de que se utilice una cama de arena como dren horizontal, primero se debe colocar ésta y después los drenes prefabricados verticales. Los drenes verticales prefabricados pueden ser instalados a cualquier profundidad, estáticamente o dinámicamente. La penetración estática utilizando motor hidráulico no produce ruido ni vibración, por lo que este método es más atractivo para zonas urbanas y cerca de estructuras existentes. Los drenes son instalados usando una funda de hincado (mandril), esta funda protege al dren de desgarres y abrasiones durante su instalación; después es extraída. El material del dren no debe presentar deterioros físicos o químicos durante su vida útil. En la punta inferior del dren se dispone de una placa o una varilla, con el propósito de anclarlo al momento de retirar el mandril. En la Fig. 14.8 se observa el equipo y el procedimiento de instalación. Una tubería de plástico o de acero con perforaciones en la superficie, envuelta con un filtro geotextil, puede servir como tubería de drenaje. Actualmente, hay más de 50 drenes diferentes que se pueden encontrar en el mercado, generalmente son corrugados y revestidos con un filtro prefabricado geotextil. Algunas de las ventajas de los drenes prefabricados sobre los drenes de grava son las siguientes: 1) Fácil instalación; 2) Pueden ser utilizados en espacios reducidos, con cualquier inclinación y muy cerca de estructuras existentes; 3) Consistencia en la calidad del material, por lo que es más fácil predecir su funcionamiento que con otros métodos. 5) Facilidad de transporte y almacenamiento; 524

Precarga

6) Bajo costo; 7) El equipo que se utiliza para su instalación es relativamente ligero.

Fig. 14.8, Equipo y procedimiento de instalación

Drenes de grava. Los drenes de grava se pueden utilizar tanto para acelerar la consolidación de arcillas, como para mitigar la licuación de arenas. En esta sección se trata solamente el diseño para mitigar la licuación de arenas con drenes de grava. El uso de drenes de grava para mitigar la licuación fue estudiado inicialmente por Seed y Booker (1977). Desde entonces estas técnicas han llamado la atención de otros investigadores (Ishihara y Yamazaki, 1980; Tokimatsu y Yoshimi, 1980), consultores en la práctica, y de compañías constructoras en Japón, para mejorar el comportamiento sísmico de suelos granulares. El objetivo de las técnicas de drenaje es controlar el incremento de la presión de poro, es decir, mantener baja la relación de presión de poro (ru = relación entre el exceso de presión de poro debido a cargas cíclicas / esfuerzo efectivo vertical). Las principales ventajas de mantener una relación baja de ru son las siguientes: 1) Una gran parte de la resistencia y rigidez del suelo son preservadas. Esto permite que el estrato siga proporcionando el soporte vertical y horizontal necesario para las estructuras existentes, reduciendo así tanto las deformaciones verticales como la propagación lateral. 2) Controla o limita asentamientos totales y diferenciales, los cuales en su mayoría se asocian con valores de ru arriba de 0.5 ó 0.6 (Lee y Albeisa, 1974; Seed et al., 1976; Nagase e Ishihara, 1988; Iai, 1988). Cuando los valores de ru se incrementan por encima de 0.6, el esfuerzo de confinamiento es muy bajo, causando que el suelo se comprima.

525


3) Previene que ocurran gradientes hidráulicos altos que podrían transportar grandes cantidades de material fino hacia los drenes de grava. Aplicaciones de campo. El método de instalación de drenes de grava es por medio de perforación con ademe. El procedimiento típico de entubar y después barrenar, implica una densificación prácticamente nula. Sin embargo, recientemente en Japón se ha incluido un alimentador interno de grava y un sistema de barra compactadota; así se sumaría el importante efecto de densificación (Saito et al., 1987; Ono et al., 1991; Oishi y Tanaka 1993). La típica construcción de una columna de grava de longitud de 20 m con este método toma menos de una hora (Sonu et al., 1993). En Japón las columnas de grava que son instaladas sin densificación son diseñadas para actuar como sistemas disipadores de presión de poro durante un sismo. Generalmente el espaciamiento entre drenes de grava tiende a ser bastante reducido, precisamente para mantener una relación baja de ru. Los espaciamientos son del orden de 1.5 m de centro a centro, o inclusive menores. En 1978, el método de drenaje con grava fue aplicado por primera vez en Japón como mitigación de la licuación (Saito et al., 1987). A partir de 1993, más de 200,000 drenes de grava fueron instalados en Japón (Sonu et al., 1993) y aunque los resultados de los análisis teóricos y de los modelos físicos indican que los métodos de drenaje de grava pueden trabajar eficientemente para mitigar la licuación, casos históricos bien documentados de su exitosa utilización bajo condiciones sísmicas son muy limitados. Sonu et al., 1993 reportó un caso histórico donde muelles retroempotrados por drenes de grava en el puerto de Kushiro, Japón, sobrevivieron a un sismo de magnitud 7.8 en escala de Richter, produciendo una aceleración máxima en la superficie del terreno de 0.47g en el año de 1993, sin registrarse ningún peligro de licuación. Otras estructuras similares que se encontraban en áreas cercanas sin tratar sufrieron daños producidos por licuación. Trabajo analítico. En los estudios pioneros de Seed y Booker (1977), los drenes de grava fueron introducidos como factores principales para la estabilización de los depósitos de arena potencialmente licuables. Un modelo analítico de consolidación radial fue propuesto para analizar la velocidad relativa de disipación de presión de poro a través de los drenes de grava. La ecuación que gobierna el drenaje puramente radial es descrita por Seed y Booker (1977), de la siguiente manera:

kh γ w mv3

⎛ ∂ 2 u 1 ∂u ⎞ ∂u ∂u g ∂N ⎟= ⎜⎜ 2 + − r ∂r ⎟⎠ ∂t ∂N ∂t ⎝ ∂r

donde kh γω mv3 u r t 526

permeabilidad del suelo en dirección horizontal peso volumétrico del agua coeficiente de variación volumétrica exceso de presión de poro hidrostática radio tiempo

Precarga

ug N

presión de poro generada por la alternación de esfuerzos cortantes número de ciclos de alternación de esfuerzos cortantes

Esta ecuación, combinada con una estimación de Neq (número equivalente de ciclos representativos de un posible sismo), fue utilizada para hacer una serie de curvas de diseño para mantener una relación de exceso de presión de poro, ru, por de bajo de un valor deseado. Tal diagrama puede ser usado para determinar el diámetro y espaciamiento apropiados para mantener la relación ru por debajo de 0.5. Tokimatsu y Yoshimi (1980), Sasaki y Taniguchi (1982), Okita et al., (1986), y Matsubara et al., (1988) reportan valores similares a los de Seed y Booker (1977) tomando factores en cuenta como: la permeabilidad es finita del dren de grava, y una relación geométrica esbelta del dren L/r, donde L es la longitud y r es el radio del dren de grava. Estos estudios demostraron la importancia de estos dos factores para el diseño. Iai y Kuizumi (1986), Onoue et al., (1987), Iai (1988), Onoue (1988), y Onoue et al., (1991) presentaron procedimientos analíticos para diseñar drenes de grava, estos fueron verificados por modelos o pruebas in situ. Los estudios mencionados consideran solamente el efecto de drenaje. La técnica de Seed y Booker (1977) consiste en evaluar la posibilidad de licuación del sitio sin drenes obteniendo la relación Neq/N1, donde Neq es el número equivalente de ciclos del sismo de diseño y N1 es el número de ciclos necesarios para que ocurra la licuación. Por otra parte, para un radio de columna de grava dado, d/2, se calcula el factor adimensional de tiempo Tad, que relaciona la duración del sismo con las propiedades de consolidación de la arena mediante la siguiente ecuación:

Tad

2 ⎛t ⎞ d ⎛ ⎞ ⎛ ⎞ d K ⎜ ⎟ =⎜ ⎜ ⎟ ⎟ ⎝ γ w ⎠⎜⎝ mv 3 ⎝ 2 ⎠ ⎟⎠

donde K γw td mv3 d

coeficiente de permeabilidad del suelo peso específico del agua duración del sismo coeficiente de variación volumétrica del suelo diámetro de la columna de grava

Otros parámetros necesarios en el análisis son: la relación de presión de poro, ru =u/σo´, que relaciona la presión de poro y el esfuerzo efectivo, y D, que representa el espaciamiento efectivo entre columnas Fig. 14.9. Asumiendo flujo radial, la presión de poro entre el suelo y el sistema de drenaje puede expresarse por medio de los parámetros adimensionales d/2D, Neq/N1 y Tad. La fig 4.2.1 ilustra la relación entre la presión de poro desarrollada en cualquier parte del sistema suelo-dren y las propiedades tanto del suelo como del sismo. El diseño consiste en estimar la mayor relación de presión de poro que se puede generar durante el sismo, generalmente menor a 0.5 para prevenir asentamientos grandes. Posteriormente para las condiciones del suelo y sismo dados es posible conocer Tad y Neq/N1 y así determinar d/2D. En la práctica,

527


para evaluar la disipación de presión de poro durante sismos se puede utilizar el programa de elementos finitos LARF (Liquefaction Análisis for Radial Flow).

Fig. 14.9, Relación entre el máximo ru y los parámetros del sistema de drenaje para a) Neq/N1=1; b) Neq/N1=2; c) Neq/N1=3; d) Neq/N1=4 (Seed y Booker, 1977).

La diferencia entre permeabilidades del dren y suelo Kd y Ks respectivamente, debe ser lo suficientemente grande para permitir un gradiente hidráulico y que la granulometría del dren no permita una obstrucción. Seed y Booker (1977) recomiendan que la permeabilidad de los drenes de grava sea por lo menos dos veces mayor que la permeabilidad global del suelo circundante para que éstos funcionen apropiadamente. También se recomienda que los diámetros del relleno y suelo estén dentro de los siguientes límites: 20Ds,150.5 la eficiencia del sistema de drenaje disminuye conforme aumentan los valores de ru. Para valores de ru=1.0, el drenaje a través

528

Precarga

de la grava es drásticamente reducido y el asentamiento es grande y se produce a una gran velocidad. Basados en las anteriores consideraciones, se puede deducir que el éxito de un sistema de drenes de grava se deriva de la capacidad de mantener un ru por debajo de 0.5; incluso puede ser necesario reducir el valor de 0.5 si se presentan esfuerzos cortantes. Comentarios. Modelos en laboratorio y experimentos en campo han demostrado una mejoría significativa en la resistencia contra la licuación cuando se instalan drenes de grava. Los drenes de grava no parecen ser muy efectivos para niveles altos de aceleración (mayor a 0.2g), debido posiblemente a la capacidad de descarga de los drenes a valores altos de ru. La zona de influencia de los drenes se limita a aproximadamente un diámetro desde el centro de los drenes. Actualmente, no se ha estudiado la influencia que pudiera tener el tamaño o diámetro del dren. Uno de los problemas importantes que se puede presentar es la obstrucción del dren; esta posibilidad crece cuando ru aumenta. El dren de grava debe ser bien graduado para prevenir la obstrucción y para que se tenga eficiencia en el drenaje. Si el método constructivo no densifica las arenas cirucundantes durante la instalación, el suelo alrededor de los drenes podría seguir teniendo un alto riesgo de licuación, por lo que el diseño recae totalmente en la capacidad de descarga del dren. Por ello, se vuelve obligatorio mantener una relacion de presión de poro baja. Aun así, se deberán tener en cuenta las posibles deformaciones del suelo inducidas por la disipación de presión de poro. 14.3

Modelado analítico 14.3.1 Consideraciones básicas

La teoría de la consolidación de un medio con drenes verticales fue desarrollada por Barron (1947). Las hipótesis en las que se basa dicha teoría, son: a)

las cargas verticales se transmiten inicialmente por el agua y generan un incremento de presión de poro,

b)

los esfuerzos de compresión desarrollados en la masa de suelo ocurren en dirección vertical. Por tanto, la ecuación diferencial de la consolidación para un flujo en tres direcciones en un medio estratificado es:

⎛ ∂ 2u ∂ 2u ∂u = C h ⎜⎜ 2 + ∂t ∂y 2 ⎝ ∂x

⎞ ∂ 2u ⎟⎟ + C z ∂z 2 ⎠

(ec. 14.1)

donde

529


Ch =

1 + e kh av γ w

Cz =

1 + e kz av γ w

x, y, z t u kh kz

γw e av

coordenadas rectangulares tiempo presión de poro coeficiente de permeabilidad en dirección horizontal coeficiente de permeabilidad en dirección vertical peso volumétrico del agua relación de vacíos coeficiente de compresibilidad

en coordenadas cilíndricas:

⎛ ∂ 2u 1 ∂u ⎞ ∂u ∂ 2u ⎟⎟ + C z = C h ⎜⎜ 2 + ∂t r ∂r ⎠ ∂z 2 ⎝ ∂r

(ec. 14.2)

donde r y z son las coordenadas cilíndricas definidas en la Fig. 14.10. Dren de arena Zona remoldeada

rs

Estrato drenante

z r ψ

H

2H kV

kh

Estrato drenante

rw re

Fig. 14.10, Flujo en la celda de influencia de cada dren

530

Precarga

c)

los drenes están acomodados según una retícula como la que se muestra en la Fig. 14.11,

d)

el área de influencia de cada celda es circular, Fig. 14.11,

e)

la distribución de la carga es uniforme sobre cada celda,

f)

la presión de poro inicial, u0, es uniforme en toda la masa del suelo para t = 0,

g)

la presión de poro es nula en la superficie del dren (rw, Fig. 14.5) y en la frontera horizontal superior de la masa de suelo (z = 0), cuando t > 0,

S

Drenes

≈

re

Fig. 14.11, Distribución de los drenes

h)

debido a la geometría del problema, el radio externo (re) y la frontera horizontal inferior de la masa de suelo (z = H), se consideran impermeables ya que no existe ∂u ∂u = 0 , para r = re y = 0 , para z = H. flujo a través de ambas fronteras, es decir; ∂r ∂z

En las condiciones anteriores, el exceso de presión de poro medio en toda la masa del suelo, debido a un proceso de consolidación tanto vertical como radial, es:

ur,z =

ur u z u0

(ec. 14.3)

531


donde u r y u z son los excesos de presión de poro medios debidos al flujo radial y vertical, respectivamente. De acuerdo con Carrillo (1942), el grado de consolidación de un medio debido a un proceso de consolidación tanto vertical como radial, puede calcularse como: U r ,z = 1 − (1 − U r )(1 − U z )

(ec. 14.4)

donde Ur y Uz son los grados de consolidación del medio debidos al flujo radial y vertical, respectivamente. Asimismo, el grado de consolidación para flujo radial puede calcularse como (Barron, 1947): (ec. 14.5)

U r = 1 − e λ1 donde

λ1 =

− 8T h F (m )

Th =

t ⋅C h , factor tiempo horizontal S2

F (m ) = m=

m2 3m 2 − 1 ( ) ⋅ log m − m2 −1 4m 2

S 2re

S = separación entre drenes (Fig. 14.11) El grado de consolidación vertical puede calcularse empleando la teoría clásica de la consolidación unidimensional (Terzaghi, 1943), como: n =∞ ⎧ ⎫ 8 λ U z =1− ∑⎨ e ⎬ 2 2 n = 0 ⎩ (2n + 1) π ⎭ 2

donde

(2n + 1) π 2

λ2 = − Tz =

532

2

Tz

4

t ⋅C z , factor tiempo vertical H2

(ec. 14.6)

Precarga

14.3.2 Efecto del remoldeo La solución de la ec. 14.2 para flujo radial C z

∂ 2u = 0 , considerando que el suelo se ∂z 2

encuentra remoldeado en la periferia del dren, fue publicada también por Barron (1947). El grado de consolidación radial, para esta condición, es: (ec. 14.7)

U r = 1 − e λ3 donde

λ3 =

− 8Th

ν

ν=

kh ⎛ m2 − s 2 m2 s2 ⎛m⎞ 3 ⎜ log − + + ⎜ ⎟ 2 k s ⎜⎝ m 2 m2 − s2 ⎝ s ⎠ 4 4m

s=

rs rw

rs ks

⎞ ⎟⎟ log (s ) ⎠

radio de la zona remoldeda, Fig. 14.10, coeficiente de permeabilidad de la zona remoldeada 14.3.3 Medio estratificado

El problema de consolidación bajo flujo vertical en un sistema multicapas (Fig. 14.12) puede resolverse utilizando el método aproximado de Absi (1964). σz

hi

Czi, Chi H

Impermeable

Fig. 14.12, Medio estratificado

533


El método consiste en remplazar los estratos por estratos equivalentes, de espesor:

(hi′ )2 = (hi )2 C z1 C zi

por tanto, el espesor total equivalente se define como:

H ′ = C z1 ∑ i

hi C zi

(ec. 14.8)

Para calcular el grado de consolidación vertical (Uz) del sistema multicapas (ec. 14.6) el factor tiempo vertical puede calcularse entonces, como:

Tz =

t ⋅ C z1 H ′2

(ec. 14.9)

Por otra parte, el grado de consolidación horizontal (Ur, ec. 14.5 ó 14.7) debe calcularse para cada capa, utilizando un factor tiempo igual a:

Thi =

t ⋅ C hi S2

(ec. 14.10)

Por tanto, de acuerdo con la ec. 14.4, el grado de consolidación para flujo vertical y horizontal de un estrato i, es:

U ri ,z = 1 − (1 − U ri )(1 − U z )

(ec. 14.11)

Finalmente, de acuerdo con lo anterior y con lo indicado en la Fig. 14.13, el grado de consolidación debido a un flujo horizontal y vertical de un sistema multicapas, puede calcularse como:

U =

∑ [∆h (1 − U )] i

ri ,z

i

∆H

donde

∆H ∆hi

534

asentamiento total del sistema multicapas asentamiento del estrato i

(ec. 14.12)

Precarga

Estado inicial, t =0

Estado final

σz

∆H

hi1

σz

Czi, Chi hi2

H

∆hi = hi1-hi2 ∆H = Σ ∆hi

Fig. 14.13, Asentamiento de un medio estratificado

14.4

Aplicaciones

Naves Industriales, Xochimilco, ciudad de México. Se sabe de pocos casos documentados en los que haya sido empleada la técnica de la precarga (más sobrecarga) combinada con drenes de arena en las arcillas del valle de México

La técnica se empleó para una serie de naves industriales (Fig. 14.14) en la zona lacustre de Xochimilco, Fig. 14.15 (Auvinet, 1979). Se construyeron drenes de arena de 30 cm de diámetro y 18.5 m de longitud separados a cada 3.75 m (Fig. 14.16). La sobrecarga fue aplicada en dos etapas y solamente durante un tiempo total de un poco más de seis meses. Se midió un asentamiento de 70 cm en el centro del área cargada, Fig. 14.17. 70m

Precarga P1

Precarga P2

40m

22m

Fig. 14.14, Xochimilco, áreas precargadas

535


Fig. 14.15, Perfil estratigráfico en Xochimilco

Los resultados fueron satisfactorios. En más de veinte años, el piso de concreto junteado de las naves no ha sufrido deformaciones significativas que dificultaran el tránsito constante de los montacargas móviles usados en estas naves, equipos muy sensibles a cualquier desperfecto de la superficie de rodamiento. Análisis paramétricos, Lago de Texcoco. Con la teoría descrita en el Inciso 14.3 de este trabajo, se desarrolló, en el Instituto de Ingeniería de la UNAM, un algoritmo en lenguaje Visual Basic que permite analizar la consolidación de un medio estratificado con drenes verticales, considerando el remoldeo en el perímetro de los mismos.

536

Precarga

Lastre

2.3m

Lastre

1.0m

Lastre

1.0m

Tezontle

1.0m

Tezontle

1.0m

18.5m

Drenes de 30cm de diámetro @3.75m

1ra. Etapa (19 kPa)

2da. Etapa (32 kPa)

Fig. 14.16, Cargas y drenes

Tiempo, meses 0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 10

Asentamiento, cm

20 30

Diámetro de los drenes = 30cm Separación de los drenes = 3.75m Longitud de los drenes =18.5m Asentamiento calculado = 80cm 2 CV = 0.39m /mes 2

CH = 0.91m /mes Drenado por un solo lado

40 50 60 70 cm 70 80

Fig. 14.17, Asentamientos en el centro del área cargada

Usando el algoritmo anterior, se realizaron algunos estudios paramétricos para un terraplén de grandes dimensiones (60 m de ancho y 5000 m de largo) que se piensa construir en la zona del ex-lago de Texcoco, en el valle de México. La estratigrafía y las propiedades del suelo consideradas en estos análisis se presentan en la Fig. 14.18.

537


Terraplén

ZONA SUR Longitud drenes = 24m Serie arcillosa superior

Drenes verticales

4m Capa dura #1 Serie arcillosa Inferior #1 Capa dura #2 Serie arcillosa Inferior #2

Material

Espesor CV 2 m /mes m

Serie arcillosa superior

28

0.27

Capa dura #1

3

-----

Seria arcillosa inferior #1

8

0.027

Capa dura #2

3

-----

Seria arcillosa inferior #2

8

0.027

Depósitos profundos

Fig. 14.18, Estratigrafía y propiedades consideradas

Se evaluaron los tiempos requeridos para alcanzar el 80% y el 100% del grado de consolidación bajo las siguientes hipótesis: a) Considerando el medio como isótropo b) Considerando que el medio presenta una permeabilidad horizontal mayor que la vertical. Esta hipótesis es la más razonable tomando en cuenta el proceso de formación del medio y la presencia de lentes horizontales de material mas grueso, especialmente el que se encuentra a 5 m de profundidad. c) Tomando en cuenta un posible remoldeo de la zona circundante a los drenes Los resultados obtenidos, muestran que, bajo las dos hipótesis y aún en presencia de drenes, los tiempos teóricos requeridos para alcanzar el 100% de consolidación resultan muy superiores a tiempos razonables de construcción. Por lo contrario, como se muestra en la Fig. 14.19, considerando el medio anisótropo y buscando solamente el 80% de consolidación se obtienen tiempos requeridos de precarga que varían de 6 meses a un año para drenes separados de 3 a 4.5m. Estos órdenes de magnitud son congruentes con lo observado en Xochimilco. La Fig. 14.20 muestra, por otra parte, que el remoldeo del suelo alrededor de las perforaciones puede conducir a un alargamiento muy significativo del tiempo requerido para la consolidación, por lo que sería conveniente cuidar este aspecto. 538

Precarga

Tiempos para U80% q = 20 kN/m2 Asentamiento = 0.56 m (sin drenes, para U80%) Longitud de los drenes = 25 m Sin considerar zona remoldeada

d

60 kh = kv

50

cm 40 = d

cm 20 =

Arcilla (kh, kv)

40 30

d

25 m

Tiempo, meses

kh = 2.5kv

20 d

Dren

m 0c =2

d=

cm 40

10 0 0.0 0.5 1.0 1.5

2.0 2.5 3.0 3.5 4.0 4.5 5.0 5.5 6.0 Separación, m

Fig. 14.19, Tiempos requeridos para obtener 80% de consolidación

0.4m

Tiempos para U80% q = 20 kN/m2 Asentamiento = 0.56 m (sin drenes, para U80%) Diámetro de los drenes = 0.4 m Longitud de los drenes = 25 m Separación de los drenes = 3.0 m

es 50 45 Zona remoldeda (ks)

Arcilla (kh, kv)

Dren

35 Tiempo, meses

25 m

kh = kv kh = 2.5 kv

40

cm 15 e s=

30 m 5c =2 es

25

m e s= 5 c

20 15 25 e s=

10

cm e s= 10

cm

es= 5 cm

5 0 0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

kh/ks

Fig. 14.15 Tiempos requeridos para obtener 80% de consolidación tomando en cuenta el remoldeo

539


Los análisis muestran también que el diámetro del dren no es un parámetro importante y que este puede escogerse exclusivamente con base en consideraciones constructivas, buscando garantizar la continuidad del mismo. Un diámetro de 30cm parece ser el mínimo aceptable. Referencias

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Precarga

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541


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542

15 Métodos vibratorios Axel Ramírez Ramírez Roberto López Zaldaña Walter I. Paniagua Zavala

Las técnicas dinámicas que se emplean para el mejoramiento del suelo son que conocidas como métodos vibratorios, consisten en la compactación producida por vibraciones generadas por vibradores de fondo o probetas vibratorias que se introducen en el suelo. Estas vibraciones provocan en el suelo sumergido, y que se encuentra alrededor de estos elementos, un aumento en la presión de poro hasta que se licua de una manera controlada; al disiparse este exceso de presión de poro, el suelo toma un arreglo más compacto en forma cilíndrica, el cual debe traslaparse para obtener un suelo homogéneamente compactado. 15.1 Vibrador de fondo Actualmente se utilizan vibradores de fondo que tienen las siguientes características: Diámetro 30 a 45 cm

Longitud 3a5m

Peso 2a7t

El vibrador está formado por un cuerpo tubular de acero; en el extremo inferior del tubo se dispone internamente de un motor eléctrico o hidráulico de forma cilíndrica, con una masa excéntrica que gira alrededor del eje vertical, fig. 15.1a. Así, el motor está dentro del equipo y las vibraciones horizontales que se generan cerca de la punta son transmitidas dentro del terreno hasta la profundidad deseada. Las vibraciones horizontales son generadas por pesos excéntricos que giran por medio de un motor de 165 caballos de fuerza. En las probetas vibratorias, la vibración es vertical, se origina fuera del terreno y se transmite al subsuelo por medio de algún elemento metálico. El vibrador penetra hasta la profundidad de diseño por medio de su peso, vibraciones y se ayuda con aire o agua a presión. Las fuerzas horizontales y verticales, transmitidas por las vibraciones, son las que constituyen el principio de cualquier trabajo de compactación, Fig. 15.1b. El agua y la corriente eléctrica son introducidas por un cabezal especial que se localiza en la parte superior de los tubos de prolongación, que generalmente tienen un diámetro de 30 cm. Estos tubos están aislados de los movimientos del vibrador mediante un amortiguador de hule, con el fin de tener menores pérdidas de energía y que las vibraciones no se propaguen hacia los tubos de extensión y hacia la pluma de la grúa. Para la suspensión de los tubos y el vibrador se emplean grúas de hasta 150 t de capacidad, según la profundidad a la que se pretenda introducir el vibrador, ya que es necesario adicionarle tubería de extensión; además, hay que considerar la fuerza requerida para retirar el vibrador, puesto que es succionado por el suelo. También es necesario un generador para suministrar la energía eléctrica y una bomba de agua de alta capacidad para asistir con un chorro de agua durante el proceso de penetración (300 – 600 litros por minuto). 543


Fig. 15.1, Vibrador de fondo

El movimiento del vibrador es radial en el plano horizontal, creando una fuerza dinámica en la dirección en la que el suelo es más débil. En algunos casos es posible controlar la frecuencia del vibrador. En la Tabla 15.1 se muestran las características de algunos vibradores de fondo que se encuentran en el mercado. Tabla 15.1, Características de algunos vibradores de fondo que se encuentran en el mercado (Degen, 1998) Fabricante Nombre Longitud (m) Diámetro (mm) Peso (kg) Tipo de motor Motor (kW) Frecuencia (Hz) Frecuencia r.p.m. Amplitud (mm) Fuerza centrífuga (kN)

Keller S 3.00 400 2450 eléctrico 120 30 1800 17 220

Keller S 300 2.90 400 2450 eléctrico 150 30 1800 25 290

Vibroflotation V 23 3.57 350 2200 eléctrico 130 30 1800 23 300

La Fig. 15.2 muestra un vibrador tipo S suspendido de una grúa.

544

Vibroflotation V 48 4.08 378 2600 eléctrico 175 25 1500 48 472

Métodos vibratorios

Al utilizar los vibradores de fondo, la técnica de mejoramiento es llamada vibroflotación, la cual permite la adición de material de relleno (arena o grava), para compensar la reducción del volumen del suelo debido al proceso de densificación. El tipo de material de relleno depende de las características del suelo por mejorar. Si se trata de un suelo granular con un contenido de finos menor que 10 %, el material de relleno podrá ser arena. En estas condiciones a este método se le conoce como vibrocompactación. En suelos con más de un 10 % de finos, suelos limosos o arcillosos, el material de relleno debe ser grava. A este método se le llama vibrosustitución. Las profundidades efectivas de mejoramiento con las técnicas de vibroflotación han sido de hasta 35 m.

Fig. 15.2 Vibrador tipo S suspendido de una grúa.

15.2 Probetas vibratorias Las probetas vibratorias se introducen a la profundidad deseada del depósito de suelo; esto se puede lograr con presión estática, hincado o vibrado y, si es necesario, son auxiliadas por un chorro de agua o aire expulsado desde la punta inferior. Posteriormente, se conecta un vibrador en la parte superior, que genera movimientos vibratorios verticales u horizontales provocando que el suelo circundante a la probeta se compacte por el manejo de ésta. Algunas de las probetas vibratorias de acero que se han utilizado en el pasado tienen la siguiente geometría: •

Probeta Foster. Desarrollada en Estados Unidos, con la patente Terraprobe, consiste en un tubo abierto de 76 cm de diámetro, con refuerzos circunferenciales, Fig. 15.3 Su longitud puede llegar hasta 18 m (NAVFAC, 1983). Se introduce 3 a 5 m adicionales al estrato por mejorar.

•

Probeta Y. Conocida como Tristar, consiste en tres hojas rectangulares soldadas a 120° entre sí, fig. 15.3; el ancho aproximado de las hojas es de 0.5 m. Para incrementar la fricción con el suelo tiene refuerzos soldados a cada 2 m (Broms, 1991); puede llegar hasta un profundidad de 25 m.

545


•

Probeta Vibrowing. Es una barra de acero con aletas transversales de longitud aproximada de 0.8 m, estas aletas se localizan en toda la longitud de la barra, espaciadas a 0.5 m aproximadamente, fig. 15.4. La longitud de la probeta puede alcanzar hasta 40 m (Van Impe, 1995).

•

Probeta Vibro-rod. Es similar a la Foster, pero con refuerzos adicionales, fig. 15.5.

•

Probeta Flexiprobe. Se emplea para compactar por medio de resonancia, por lo que se trata de una probeta con rigidez baja (Van Impe, 1995a).

Fig. 15.3, Probeta Foster y probeta Y

Fig. 15.4, Probeta vibrowing, Mitchell (1981)

546

Fig. 15.5, Probeta vibrorod, Massarsch (1991)

Métodos vibratorios

Las probetas Foster, Y y Vibrorod pueden estar suspendidas por una grúa, y la probeta Vibrowing puede ser instalada en una guía de piloteado (Massarsch, 1991). El mejoramiento del suelo empleando estas probetas pierde eficiencia en las siguientes condiciones: •

En suelos parcialmente saturados puesto que tienen una cohesión aparente, lo que dificulta el reacomodo de las partículas en un arreglo más compacto (Neely y Leroy, 1991).

•

A mayor contenido de finos menor la eficiencia, para suelos con un contenido de finos mayor que 10 % es muy pobre el mejoramiento que se obtiene. Broms (1991) sugiere un contenido de arcilla menor que 3 %.

•

Se recomienda no emplear este método en depósitos de arena gruesa y grava con un coeficiente de permeabilidad, k>10-2 m/s (Broms, 1991). Es preferible utilizarlo en depósitos de arena media a fina.

•

En suelos con una compacidad mayor que 70 % es difícil obtener un mejoramiento (NAVFAC, 1983).

•

En depósitos de arena que contengan lentes de limo o arcilla disminuye el efecto de compactación.

La granulometría recomendable para utilizar este método se muestra en la Fig. 15.5, (Mitchell, 1981).

Fig. 15.6 Granulometría recomendable para utilizar probetas vibratorias, Mitchell (1981)

Los principales factores que influyen en este método son el espaciamiento, el tiempo de vibrado y el manejo de la probeta (inserción, suspensión y extracción). No existe un procedimiento racional de diseño para la selección de estos parámetros, por lo que se debe diseñar con base en datos recabados en la experiencia o con áreas de prueba.

547


La velocidad de penetración de la probeta vibratoria puede ser usada como una medida del efecto de compactación. La probeta se puede equipar, en la parte superior, con una celda de carga; la resistencia a la penetración y extracción se puede usar como un indicador de la compactación del suelo. Esta información es útil para evitar la sobrecompactación, lo cual puede causar dificultades para extraer la probeta. Debido a que en el método de las probetas el martillo vibratorio se encuentra en la punta superior, cerca de la superficie del terreno, la energía vibratoria se disipa en toda la longitud de la probeta. Por ello se dificulta la compactación a profundidades mayores de aproximadamente 10 m. Además, se deberá tener cuidado de no usar áreas tributarias muy amplias, o se corre el riesgo de no obtener una compactación adecuada y homogénea. Referencias Broms, B.B. (1991) “Deep compaction of granular soils”. Chapter 23 in Foundation engineering handbook, 2nd ed. Edited by Hsai Yang Fang, Van Nostran Reinhold. pp. 817820. Degen, W.S. (1998) Comunicación personal. Massarch, K. R. (1991) "Deep soil compaction using vibratory probes." Deep Foundation Improvements: Design; Construction, and Testing, ASTM STP 1089, M. I. Esrig and R. Bachus (eds.), ASTM, pp. 297. Mitchell, J. K. (1981) "Soil improvement State-of the-Art Report." Session 12, Proc. of the 10th Int. Conf. on soil Mech. and Found. Eng., Stockholm, Vol. 4, pp, 506- 565. Neely J. and Leroy D.A. (1991) “Densification of sand using a variable frequency vibratory probe”. Deep foundation improvements: design construction and testing. ASTM STP 1089. pp. 320-332. Van Impe, W.F. (1991) “Soil improvement techniques and their evolution” Balkema, Rotterdam. pp. 34-39. Van Impe, W.F. (1995) “Deep compaction of soils and waste disposals” Ciclo de conferencias internacionales Leonardo Zeevaert, UNAM México. pp. 261-293. NAVFAC (1983) “Soil Dynamics and special design aspects” Department of Defense Handbook.

548

16 Vibrocompactación Roberto López Zaldaña Axel Ramírez Ramírez

La vibrocompactación en la actualidad constituye un método geotécnico clásico para resolver problemas ligados con la baja compacidad de terrenos granulares. Con esta técnica generalmente se alcanza una compacidad relativa de 70 % a 85 %. En cuanto al nivel freático, la compactación se logra, tanto por encima, como por debajo de este nivel. El método consiste en la inserción de un vibrador de fondo, similar al descrito en los capítulos 10 y 15; una vez densificado el suelo, se rellena el vacío generado con arena, retirando el vibrador simultáneamente. La compactación se debe a la acción del vibrador, que usualmente es acompañado con agua a presión, la cual reduce temporalmente las fuerzas intergranulares entre las partículas; Báez y Martín (1992), puntualizan que las vibraciones generan exceso de presión de poro hasta que se licúa el suelo; entonces, la disipación de presión de poro conduce a un arreglo más compacto del suelo. Según Thorburn (1975), la licuación del suelo es total hasta distancias de 30 a 55 cm del vibrador, haciéndose nulo el efecto a una distancia aproximada de 2.5 m, debido al amortiguamiento del propio terreno. La eficiencia del mejoramiento depende del tipo de suelo, espaciamiento de los puntos de vibrado y el tiempo de vibrado en cada punto. Generalmente, el espaciamiento está entre 1.80 y 3.50 m, con arreglos triangulares o en cuadrícula. Una vez que el vibrador alcanza la profundidad de diseño, el tratamiento se realiza por intervalos de profundidad. Durante la compactación, se rellena con una arena limpia desde la superficie para compensar la reducción del volumen del suelo debido al proceso de densificación; con esto se mantiene la elevación original. Sin embargo, en sitios donde el desnivel final es menor que el desnivel original, la reducción de la elevación se puede despreciar; en estos casos se permite el hundimiento de la superficie durante la compactación. Los asentamientos de suelos granulares alcanzan de un 5 % a un 15 % de la profundidad tratada. Además de las características granulométricas del suelo, del tiempo de compactación empleado y del espaciamiento entre los puntos de aplicación, el área afectada por cada punto de aplicación para una determinada compacidad relativa, también depende de las características del equipo y de la técnica de compactación. La Fig. 16.1 muestra las compacidades relativas alcanzadas en función del área afectada, alrededor de posibles puntos de aplicación, en un área de suelos granulares limpios. En la práctica se observa que, incluso para fuertes cargas dinámicas, existe un límite máximo de densidad relativa del 85 %, pudiendo ser aceptado un 55 % como límite inferior. La vibrocompactación permite el uso de zapatas superficiales con un diseño de capacidad de carga de 2 a 4 kPa, fig. 16.1.1. Los asentamientos y el potencial de licuación son reducidos.

549


La profundidad de mejoramiento es generalmente de 4.5 m a 15 m, sin embargo, se han alcanzado profundidades hasta de 35 m. Esta técnica permite el uso de cimentaciones más económicas, diseñadas para una capacidad de carga de hasta 1000 kPa en arenas limpias. El ángulo de fricción interna aumenta entre 5 y 8 grados. El módulo de deformación puede aumentar hasta los 100 MPa, en algunos casos a valores mayores, con lo que los asentamientos totales y diferenciales se reducen en la misma proporción hasta ser compatibles con los límites de diseño.

Fig. 16.1, Envolvente de espaciamiento vs compacidad relativa promedio, para suelos granulares según Barksdale y Baches (1983)

Fig.16.2, Cilindros de suelo vibrocompactado soportando zapatas superficiales 550

Vibrocompactación

16.1 Rango de suelos En general es aplicable únicamente en arenas con un contenido de finos entre el 10 y el 15 %. Brown (1977) definió el parámetro de adecuación de los suelos a la vibrocompactación, S:

S = 1 .7

3 1 1 + + 2 2 (D50 ) ( D20 ) ( D10 ) 2

(ec. 16.1)

donde S

Parámetro de Brown. Cuanto más pequeño sea su valor, mejor se adapta el suelo natural a la vibrocompactación, la cual no es aplicable con S>40 ó 50. Este parámetro se utiliza tanto para el suelo por mejorar como para el material de relleno

D50

Diámetro en mm, tal que 50 % en peso de las partículas del suelo tienen un diámetro Menor

D20

Ídem para el 20 %

D10

Ídem para el 10 %

En la Tabla 16.1 se presenta el sistema de clasificación de un material de relleno propuesto por Brown (1977). Tabla 16.1 Clasificación de un material de relleno, propuesto por Brown (1977) Rango de S 0-10 10-20 20-30 30-50 >50

Clasificación Excelente Bueno Regular Pobre Inaceptable

Como criterios prácticos complementarios, se utilizan gráficas granulométricas, donde se relaciona el tamaño de las partículas con la aplicabilidad de la vibrocompactación. Como ejemplos de estas gráficas se incluyen, a modo comparativo, la Fig. 16.2 (a, b, y c). La gráfica (a) y (b) distinguen los suelos ideales de aquellos que no lo son tanto, aunque aún sean adecuados, mientras que en la gráfica (c) se comparan las técnicas de vibrocompactación y vibrosustitución. En la Tabla 16.2, se presenta la eficiencia relativa del tratamiento de vibrocompactación en función del tipo de terreno.

551


Fig. 16.2, a) Distribuciones granulométricas indicadas para la densificación por vibrocompactación; b) Mitchell (1968) y c) Keller (1997).

552

Vibrocompactación

Tabla 4.2 Eficiencia relativa de vibrocompactación, en distintos materiales Tipo de terreno Gravas Arena Arena limosa Limos no plásticos Arcilla Residuos mineros Rellenos incontrolados Basura

Efectividad relativa Excelente Excelente Muy Buena Buena No aplicable Buena (si es granular) Depende de la naturaleza del terreno No aplicable

16.2 Diseño El diseño del método de vibrocompactación se enfoca principalmente a la separación óptima de los puntos en donde se introduce el vibrador, a fin de obtener mejores resultados de densificación; junto con esto, se obtiene la profundidad, granulometría y cantidades del material de relleno. El diseño se puede realizar basándose en: 1) Datos recabados en la experiencia de la aplicación del método 2) Pruebas in situ 16.2.1 Diseño basado en la experiencia Se debe de contar principalmente con datos, como el número de golpes de la prueba de penetración estándar (N) antes y después de la densificación; capacidades de los vibradores; separación entre los puntos de densificación y el tipo de suelo. La forma más directa y empírica de diseñar un tratamiento de vibrocompactación en terrenos granulares sueltos consiste en la ejecución de una zona de ensayo. A partir de los datos de granulometría, forma de los granos y posible cementación que presente el terreno, siendo esto improbable en rellenos, y realizando ensayos de penetración estándar (SPT o penetrómetro) en algunas distribuciones distintas de lado, D, variable, pueden compararse las diferentes compacidades alcanzadas con cada una de las mallas probadas. En la Fig. 16.3 se muestra una serie de mallas de ensayo distintas siguiendo una distribución triangular, por ser la más eficaz, donde los puntos vacíos son los puntos de tratamiento y los puntos llenos son los puntos de ensayo. Se elegirá el mayor espaciado que cumpla las condiciones de densificación especificadas, normalmente dadas como una resistencia mínima a la penetración de SPT o CPT tanto estáticos como dinámicos. Este tipo de pruebas son las más indicadas para estos tratamientos, pudiéndose estimar a partir de los datos obtenidos los asentamientos esperados en las áreas compactadas.

553


Fig. 16.3, Diseño de malla triangular y posición de ensayos

Límites de granulometría para el material de relleno. Los materiales usados para rellenar el cráter formado por el vibrador, generalmente son gravas, arena gruesas, escoria, etc. Si se trata de material de relleno con dimensiones muy pequeñas la densificación no es uniforme, ya que la dispersión del material a causa del flujo ascendente del lodo impide la penetración del vibrador en el suelo. Disminución del efecto con respecto a la distancia. El efecto de la densificación disminuye exponencialmente conforme aumenta la distancia horizontal con respecto al vibrador. La efectividad de la densificación se ve afectada considerablemente por el contenido de finos del suelo. Separación entre puntos de densificación. La vibrocompactación es aplicada en puntos de una malla, cuadrada o en triángulos equiláteros, siendo ésta última más recomendable debido a que, salvo en tratamientos locales bajo zapatas, es la distribución más efectiva a efectos de compactación, ya que este efecto decrece con la distancia al punto de aplicación. Para una misma densidad de puntos por unidad de área, la distancia al punto más desfavorable (centros de los triángulos o cuadrados de la malla) es mínima en la malla triangular equilátera, Fig. 16.4.

Fig.16.4, Tipo de mallas para la vibrocompactación

Dicho de otro modo, tal como se observa en la Fig. 16.5, el efecto de la separación de los puntos de tratamiento en arenas limpias influyen en la densidad relativa alcanzada.

554

Vibrocompactación

Fig. 16.5, Densidad relativa de arenas limpias alcanzada con vibrocompactación en puntos situados entre centros de vibración (Thorburn, 1975)

La separación entre puntos de vibrocompactación oscila entre 1.80 y 3.50 m. Las separaciones mayores son para arenas gruesas y limpias; mientras que para materiales más finos y materiales que contengan inclusiones de arcilla, se requieren separaciones menores. Obviamente, la compacidad del suelo antes del tratamiento incide en el espaciamiento, así como la resistencia (SPT, CPT) que se busque obtener con la vibrocompactación. Cantidad de material de relleno. En zonas en donde se utilizan vibradores de 7.5 y 10 caballos de fuerza, la cantidad de material de relleno es de aproximadamente de 0.14 a 0.22 m3 por 1 m3 de material densificado. Otra alternativa para estimar la cantidad de relleno, es que la cantidad de material de relleno por cada metro de profundidad es aproximadamente tres veces el volumen del vibrador. El volumen de los vibradores se puede calcular considerando que tienen una forma cilíndrica. Estas estimaciones se pueden usar como referencia, sin embargo, es necesario confirmarlos mientras se ejecuta la operación, ya que se ven afectados en gran medida por las condiciones del suelo. En general, es necesario un volumen de relleno del orden 10 a 15 % del volumen de suelo vibrocompactado para mantener el mismo nivel de superficie. 16.2.2 Diseño con base en pruebas in situ Cuando existan depósitos con alto contenido de limo o que tenga estratos de arena y arcilla, o cuando no se disponga de datos reales de la aplicación del método con anterioridad, es preferible diseñar el proceso con base en los datos obtenidos de una prueba in situ. El diseño de la prueba in situ usado en el método de vibrocompactación, es similar al diseño del método de vibrodesplazamiento (vibrosustitución), sin embargo, es necesario referirse a 555


los datos del apartado (1) con el objeto de comparar los resultados en lo que respecta a la distancia entre puntos de densificación y la cantidad de material de relleno. 16.2.3 Otras consideraciones Durante el diseño del procedimiento es necesario tomar en cuenta todos los factores que puedan afectar directa o indirectamente el comportamiento de su aplicación; algunos de ellos son: la cantidad extra de material de relleno, el equipo o la potencia del motor de acuerdo a la profundidad de la instalación, la influencia en las estructuras vecinas y estratos de arcilla que se intercalan en el depósito de arena. Cantidad adicional de material de relleno. Se ha visto en la práctica que es necesario considerar una cantidad adicional de material, debido a la compactación o a las pérdidas durante el transporte y/o pérdidas en la colocación. En lo que se refiere al uso de la vibrocompactación, se ha encontrado que hay que considerar del 15 al 25 % extra de la cantidad de material de relleno estimada. Profundidad de instalación. Como ya se mencionó, la profundidad máxima que se ha mejorado es de 35 m. Una de las ventajas de la vibrocompactación con vibrador de fondo con respecto a otros métodos de densificación es que, el motor y las masas excéntricas se encuentran dentro del vibrador, por lo que la energía se aplica directamente al suelo a profundidad. Caso contrario ocurre en la compactación dinámica o con probetas vibratorias, donde la energía se aplica desde la superficie y por ende se disipa con la profundidad. Es por esto que teóricamente la vibrocompactación con vibradores de fondo se puede aplicar a cualquier profundidad deseada. Sin embargo, en la práctica la limitante la marcan los tamaños comerciales de las grúas, por lo que la mayoría de proyectos de vibrocompactación no exceden los 30 m de profundidad. Influencia sobre estructuras vecinas. Debido a que la frecuencia de los vibradores de vibrocompactación es relativamente alta, del orden de 20 a 30 Hz, las vibraciones que se producen se amortiguan en distancias relativamente cortas. Es posible llevar a cabo una vibrocompactación a una distancia de 2.5 m de una estructura, aunque será necesario monitorearla. Si el terreno se encuentra demasiado suelto, se deberá guardar una distancia mayor, pues el estado suelto del terreno podría causar asentamientos inesperados. También es factible llevar a cabo una perforación previa para minimizar las vibraciones generadas por el vibrador. Sin embargo, al hacer esto, es posible que se reduzca la densificación del suelo en esa zona. Estratos de arcilla intercalados en los depósitos de arena. Si se encuentran capas de limo o arcilla intercaladas en los depósitos de arena, obviamente éstas tendrán una densificación mínima. Además, la capa de finos puede amortiguar las vibraciones producidas por el vibrador y podría afectar la densificación de la arena circundante. Si de antemano sabemos de la presencia de capas de limos o arcillas, o la arena que pretendemos densificar presenta más de un 12% de finos, es preferible usar el método de vibrosustitución (columnas de grava). 556

Vibrocompactación

16.3 Proceso de vibrocompactación En la Fig. 16.6 se ilustran las etapas del proceso de vibrocompactación, las cuales se describen a continuación:

1) penetración

2) compactación

3) relleno

4) terminado

Fig. 16.6, Proceso de vibrocompactación (cortesía de Keller)

1) Penetración. El vibrador penetra con la ayuda de agua a presión hasta la profundidad de diseño, y con movimientos ascendentes y descendentes se agita la arena, formando así un espacio anular alrededor del vibrador, Fig. 16.7. Cuando se alcanza la profundidad de diseño el flujo de agua se puede reducir. Con el flujo de agua se reduce temporalmente la fricción entre partículas permitiendo que éstas se depositen en un arreglo más compacto. La velocidad de penetración del vibrador es de 1 a 2m/min, la presión de agua 0.8MPa y flujo de agua hasta 1500 l/min.

Fig. 16.7, Espacio anular alrededor del vibrador creado durante la penetración

2) Compactación. Debido a la acción de las fuerzas horizontales del vibrador, las partículas que se encuentran alrededor y en la parte inferior del vibrador son reacomodadas 557


en un estado más compacto. El vibrador se va sacando conforme sea alcanzada la compactación. El radio de compacatación se extiende de 1.5 a 4 m, dependiendo del tipo de suelo y de la potencia del vibrador. 3) Relleno. Como consecuencia de la inserción del vibrador y de la reducción del volumen en el punto de aplicación del vibrador, se crea un hueco de forma anular. En este punto, es necesario alzar el vibrador entre 1 y 2m, introduciendo material de banco o del lugar (arena limpia). La velocidad de compactación y retiro es de 30 cm/min aproximadamente, hasta alcanzar la superficie. 4) Terminado. La superficie del área mejorada es entonces renivelada y puede ser densificada con un compactador de superficie. Con un esquema económico de compactación, se puede llegar a un mejoramiento óptimo. El resultado es la formación de un área de terreno compactado de forma cilíndrica. 16.4 Verificación del mejoramiento Es necesario hacer ensayos de control de la densificación obtenida una vez efectuada la mejora del terreno, además de los realizados antes del tratamiento, para establecer el diseño de la malla. Ambas fases de ensayos se realizan siempre en los puntos centrales de la malla, que son los más desfavorables. Tanto para la fase de investigación como para el control, los ensayos indicados son los de penetración in situ: pruebas SPT y CPT estáticos o dinámicos. A veces, también se recomienda ensayos con dilatómetro. Conviene especificar previamente la frecuencia de los ensayos de control. Es aconsejable que se empleen los mismos tipos de ensayos tanto para el estudio de la malla como para el control de resultados. También es importante realizar el mismo tipo de prospecciones en el reconocimiento geotécnico preliminar y en la verificación de la mejora obtenida. Con todos los datos de resistencia a la penetración del terreno, obtenidos por medio de SPT o CPT, se hace una comparación de resultados antes y después de la aplicación del tratamiento, incluyendo también las líneas teóricas que aseguran una determinada compacidad relativa en función de la profundidad. Estos diagramas permiten una rápida visualización de la mejora alcanzada y si es suficiente para el terreno tratado. En general, la mejora lograda no es uniforme, hay niveles del terreno que son más sensibles a la densificación por vibración y resultan más compactados. Como consecuencia, estas curvas de resistencia con la profundidad, después del tratamiento, pueden ser irregulares, con pocos picos de muy alta compacidad. 16.5 Limitaciones El parámetro más determinante para la viabilidad de la vibrocompactación es el contenido de finos, ya que influye enormemente en los resultados del tratamiento. El límite es a partir de 10 a 15% de contenido de finos, donde el método pierde eficiencia. A partir de este valor 558

Vibrocompactación

empieza a ser necesario un aporte de grava como material de relleno, debido a que los suelos con finos no responden al efecto de las vibraciones, procediendo a una sustitución del terreno. 16.6 Aplicación Puerto pesquero en Alvarado, Veracruz, (1963). Para el proyecto del puerto pesquero a orillas de la Laguna de Alvarado, se estudió detalladamente el subsuelo del área de interés. Los suelos de la región son, en parte depósitos fluviales del río Papaloapan, constituidos por arenas finas limosas y limos arenosos, por otra parte, sedimentos marinos de arenas finas limpias y de arcillas blandas, además hay arenas limpias de duna, Fig. 16.8, (Vieitez, 1978). Estratigrafía de la zona. Se realizaron pruebas tipo penetración estándar y pruebas con penetrómetro holandés, encontrándose que hasta una profundidad de 8 m hay depósitos de arenas finas uniformes, sueltas con una resistencia a la penetración N<10, y con un contenido de limo menor que 15%, al cual le subyacen arenas limosas de compacidad media, con un espesor de 3m, y debajo de éstas una capa de arcilla muy blanda y de alta compresibilidad de espesor variable entre 0 y 3 m. Bajo la arcilla aparecen de nuevo arenas finas, pero de alta compacidad (N>30), Fig 16.9.

Arenas finas uniformes, sueltas, con un contenido de limos menor al 15%.

N<10

Arenas limosas de compacidad media

Arcilla de alta compresibilidad

Arenas finas de alta compacidad

N>30

Fig. 16.8, Suelos de la región de Alvarado (Vieitez, 1978)

Fig. 16.9, Estratigrafía del área de Alvarado, (Vieitez, 1978)

559


Trabajos desarrollados de vibrocompactación. Este es el primer caso de mejoramiento de suelo con la técnica de vibrocompactación en México que se reporta en la literatura. La profundidad promedio tratada fue de 12 m. Para reducir el riesgo de licuación, se recomendó la densificación de los suelos granulares sueltos, por medio de vibradores de fondo; este vibrador tenía un diámetro de 30 cm y 3 m de longitud, operado por un motor eléctrico de 40 caballos de fuerza, 440 volts y 60 amperes. El vibrador penetraba auxiliado por chiflones de agua que descargaban de 80 a 100 m3/hora. En la Fig. 16.10 se muestra el vibrador de fondo que se utilizó y la forma en la que rellenaban.

Fig. 16.10, Vibrador de fondo y colocación de relleno, Alvarado, Veracruz, 1963 (cortesía Ing. Rolando Ugalde)

El material de relleno fue arena gruesa de alta permeabilidad. El vibrador se retiraba al registrar el amperímetro la máxima lectura, lo cual sucedía a 10 min después de empezar el vibrado. La separación de los puntos de vibrado correspondieron a una Dr = 65 y 70% del suelo más retirado de los puntos ya mencionados; esta decisión fue meramente arbitraria, ya que no se tenia un método para verificar el potencial de licuación de un suelo (Tamez, 1979). En la zona del muelle se llegó a una Dr = 75%, que correspondía a una separación entre los puntos de aplicación de la vibración de 1.60 m. Comparación de sondeos previos y posteriores del mejoramiento. En la Fig. 16.11 se ilustra la comparación de dos sondeos (CPT) previo y posterior al mejoramiento; se observa que en el primer estrato (arena fina, hasta los 8 m) se tuvo el mayor incremento del valor promedio de resistencia, aproximadamente del 300 % (de 30 kg/cm2 llegó a 120 kg/cm2); en el segundo estrato (de 2 m de espesor) como era de esperarse, se registró un mejoramiento menor, ya que contenía un porcentaje de finos mayor que 15 %, en valores promedio de resistencia a la penetración, se pasó de 20 a 50 kg/cm2, mejorándose un 150 %; en estos sondeos sólo se detectó una capa delgada de arcilla, en el siguiente estrato (arena limosa 3m de espesor) los valores promedios de resistencia a la penetración, pasaron de 50 a 85 kg/cm2, mejorándose un 70 %. Como ya se mencionó, este sitio fue mejorado con el método de vibrocompactación, empleando vibrador de fondo con un diámetro (30 cm) y capacidad (40 HP) menores a los vibradores de fondo que se utilizan actualmente (diámetro 40 cm y capacidad 140 HP); la separación de los puntos de vibrado fue de 1.6m, con un diámetro del punto de vibrado de 0.90m.

560

Vibrocompactación

Previo Posterior

Fig. 16.11, Comparación de sondeos tipo CPT antes y después del mejoramiento por vibrocompactación, puerto pesquero en Alvarado,Veracruz (Vieitez, 1978)

Se realizó un análisis de licuación utilizando el criterio de Seed e Idriss (1982), considerándose una aceleración máxima correspondiente a un suelo tipo II y localizado en la zona B (Manual de Obras Civiles de la Comisión Federal de Electricidad, 1993); además de una magnitud de sismo de M=6.5 q (kPa) (Ramírez, 2002). Este análisis muestra que 0 2000 4000 6000 8000 10000 12000 el mejoramiento con la técnica de 0 vibrocompactación utilizando vibradores 1 de fondo tuvo resultados magníficos para mitigar el fenómeno de licuación, Fig. 2 16.12. c

3

z (m)

4 5

LICUACIÓN NO LICUACIÓN

______ Previo

---------- Posterior

6 7 8 9 10

corrección por finos (15%)

Fig. 16.2, Resistencia de punta en campo antes y después del mejoramiento, y el límite entre licuación y no licuación (Ramírez, 2002).

11

561


Referencias Báez, J. I. (1995). “A design Model for the Reduction of Soil Liquefaction by Vibro-Stone Columns.” Ph. D. Dissertation, University of Southern California. Los Angeles, C.A. 207 pages. Báez, J. l., y Martin, G. R. (1992). "Quantitative evaluation of stone column techniques for earthquake liquefaction mitigation." Proe. of 10th World Conf. on Earthquake Engineering, 19-24 July, Madrid, Spain Barksdale, R. D. y Bachus (1983). “Design and Construction of Stone Columns, Vol. I.,” Report No 1 FHWA/RD 83/026, Federal Highway Administration, pp. 210pp. Brown, R. E. (1977) “Vibroflotation compaction of cohesionless soils.” J. of Geotech. Eng Div., ASCE, Vol. 103, GT12, pp.653-666. Keller (1997). “Deep Vibro Technique” Hayward Baker a Keller Company, brochure 10-2E. Ramírez, A. (2002) “Métodos de mejoramiento vibratorios para mitigar los efectos de licuación”. Tesis para obtener el grado de maestro en ingeniería. UNAM, México. Thorburn (1975). “Building structures supported by stabilized ground” Geotechnique, Vol. 25. Vieitez L. (1978) “La geotecnia en el desarrollo de la vertiente del Golfo de México”. IX Reunión Nacional de Mecánica de Suelos, Mérida, pp III-2_III-53.

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17 Inyecciones en roca Sergio Herrera Castañeda

17.1 Introducción La inyección es el proceso por medio del cual se introduce un fluido a presión en el terreno con el objeto de sustituir el aire o el agua en las fisuras, grietas y oquedades con un producto, el cual reducirá el flujo de agua (impermeabilización) y en algunos casos incrementará la resistencia y el módulo de deformabilidad del medio en forma significativa (consolidación). En las inyecciones en roca generalmente se requiere rellenar los planos de fracturas así como las cavidades de disolución y otras oquedades que están asociadas a las discontinuidades del macizo rocoso. Estas representan los principales conductos por los cuales el agua fluye y por lo tanto requieren de ser selladas. En contraste, la permeabilidad atribuible a la porosidad de una roca es insignificante y no requiere de ser tratada, excepto en algunas rocas muy porosas, como las areniscas no cementadas y los travertinos, en que se puede aplicar este tratamiento con el objeto de reducir las filtraciones. 17.2 Tipo de tratamientos Los tratamientos mediante inyecciones pueden ser de tres tipos: a) Pantallas impermeables: su objetivo principal es el de reducir la permeabilidad del terreno y las filtraciones a través del macizo rocoso. Una pantalla impermeable es un plano formado por medio de la perforación de barrenos y su inyección con mezclas que dan como resultado una zona dentro del macizo rocoso donde la permeabilidad del terreno es muy baja. Fuera de esta zona prevalece la permeabilidad natural. Una pantalla puede estar formada por varios planos de inyección, los cuales poseen una geometría definida (inclinación, profundidad y extensión lateral), acorde con la permeabilidad y las características estructurales del terreno y de la obra civil que se desea proteger. b) Tapetes de consolidación: son inyecciones realizadas para mejorar las propiedades de deformabilidad de la masa rocosa. Generalmente la profundidad de inyección es de 5 a 10 m de profundidad y se realiza cubriendo una superficie que está determinada por la obra civil que se construirá sobre ella. c) Relleno: algunas rocas poseen grandes cavidades formadas naturalmente, como los ductos de carsticidad en las rocas calizas o las oquedades que quedan entre distintos derrames de lava en las rocas ígneas extrusivas.

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Para evitar su colapso es indispensable rellenar estas cavidades cuando la cimentación de una estructura se va ha desplantar en este tipo de roca. La exploración previa juega un papel importante para la localización de las cavidades y la planificación del los trabajos por desarrollar. d) Inyecciones de contacto: tienen por objetivo rellenar las oquedades que quedan entre el revestimiento de concreto de un túnel o una cimentación y la roca para garantizar la adecuada transmisión de los esfuerzos de la estructura al terreno. Como en los casos anteriores, la inyección conlleva el efecto benéfico de la impermeabilización del terreno, ya que siempre se introduce parte de la mezcla inyectada a las fisuras de la roca. En los tratamientos de impermeabilización y consolidación el papel de las exploraciones es vital para su adecuado diseño. Entendiendo por exploración tanto la parte geológica, rocas y discontinuidades y, la determinación de las propiedades mecánicas e hidráulicas del terreno. 17.3 Productos empleados en la inyección Las mezclas empleadas en la inyección de macizos de roca fisurados se pueden dividir en dos grandes grupos: las suspensiones y las soluciones. Las suspensiones se fabrican con agua y cemento tipo Pórtland, también se adicionan con materiales inertes como la arena, ceniza volante o puzolana y aditivos químicos para mejorar sus propiedades reológicas. Las mezclas fabricadas con cemento se pueden dividir en: Lechada: formada por agua, cemento y bentonita o aditivo químico para estabilizarla, fluidificarla y/o incrementar la velocidad de fraguado. Mortero: formado por agua, cemento, bentonita y arena. También adicionada con aditivos químicos para estabilizarlo, fluidificarlo y/o incrementar la velocidad de fraguado. Concreto: formado por agua, cemento, arena, grava y puede o no tener algún aditivo químico para fluidizarlo y mejorar su resistencia. Las soluciones son productos químicos líquidos que reaccionan una vez inyectado en el terreno, las más empleadas son: Silicato de sodio utilizando como reactivo el cloruro de calcio para formar un gel. Polímeros que reaccionan al contacto con el agua. Resinas que se polimerizan por medio de un catalizador. La selección de la mezcla depende del ancho de las fisuras y del tamaño de los poros que se requieren rellenar. En la figura 1 se muestra la relación entre tipo de mezcla y el ancho de fisuras o bien, en el caso de suelos, el tamaño granulométrico del material. La gran mayoría de los trabajos de inyección en rocas fisuradas se logran terminar exitosamente empleando las mezclas elaboradas con cemento. Solo en casos muy especiales es necesario el uso de soluciones a base de silicatos de sodio y resinas. Los polímeros han 564

Inyecciones en roca

dado buen resultado cuando se requieren inyectar fracturas grandes con agua en circulación, provocando un taponamiento temporal que permite entonces la inyección de las suspensiones de cemento, morteros y lechadas, más resistentes y con vida útil más prolongada.

Fig. 17.1, Materiales empleados en la inyección de acuerdo con el tamaño de partículas en suelos, Bell(1978). 17.3.1 Mezclas de inyección fabricadas con cemento Las mezclas de inyección fabricadas con cemento pueden dividirse, dependiendo de su comportamiento reológico, en: Mezclas estables: son aquellas en que los granos de cemento se mantiene en suspensión por un periodo de tiempo prolongado. La estabilidad de una mezcla se determina mediante la prueba de decantación. Esta prueba consiste en colocar 300 ml de lechada en una probeta de 500 ml de capacidad y medir durante 2 horas la cantidad de agua libre acumulada en la parte superior de la probeta. Se considera estable si el agua libre es menor o igual al 5%. Mezclas inestables: son aquellas que durante la prueba de decantación tienen más del 5% de agua libre. En la actualidad se emplean, en la mayoría de los tratamientos de inyección y consolidación, las mezclas estables debido a que poseen mejores características reológicas. Hasta antes de la introducción de los aditivos químicos las mezclas estables se elaboraban en proporciones de 2:1 a 3:1 (agua:cemento), utilizando bentonita en 1 o 2 % para estabilizar y reducir la sedimentación y caracterizaban por su bajo contenido de cemento y baja resistencia final. Los aditivos modernos tipo superfluidizantes y estabilizadores permiten

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fabricar mezclas con mayor contenido de cemento empleando proporciones que van de 0.6: a 1:1 (agua:cemento), poseen mayor resistencia final y buena fluidez y alcanzan mayor penetrabilidad en el terreno fisurado, siempre que se tenga control continuo de su cohesión. Las mezclas estables se comportan como un fluido tipo Bingham durante el flujo, el cual se caracteriza tener viscosidad y cohesión que son parámetros de resistencia al flujo. La viscosidad controla la velocidad de flujo y la cohesión la distancia máxima de penetración. La penetrabilidad de una mezcla es directamente proporcional a la presión aplicada y a la apertura de las fisuras y es inversamente proporcional a la cohesión, por lo que para un ancho de fisura dado, se puede manipular la presión de inyección o la cohesión de la mezcla. En la práctica es más conveniente manipular la presión de inyección y fabricar un solo tipo de mezcla pero de baja cohesión. Debido a que existen diferentes marcas patentadas y de composición química de los aditivos, es necesario primero diseñar una mezcla base empleando los materiales que se utilizarán en obra (cemento y agua) y, posteriormente, durante el desarrollo de la inyección, llevar un control riguroso y continuo de sus propiedades reológicas para realizar los cambios necesarios. El laboratorio de campo es indispensable en estos casos, ya que las propiedades de la mezcla son afectadas por varios factores como: temperatura ambiente y del agua, composición química del agua, tipo de cemento y su grado de finura, proporcionamiento del aditivo, secuencia de preparación de la mezcla y equipo de fabricación (mezcladoras y alta y bajas revoluciones). Una mezcla tiene un tiempo limitado útil, ya que desde el inicio de su preparación los componentes que la forman empiezan a reaccionar, en especial los aditivos que empiezan a perder efectividad. Las investigaciones desarrolladas hasta la fecha muestran que al volver a dosificar una mezcla con aditivos no se logra obtener las propiedades reológicas deseadas (cohesión y fluidez), por lo que es necesario desecharla. La vida útil se determina por medio los ensayes de laboratorio, pero en general este tiempo oscila entre 1 y 2 horas. Las mezclas al ser inyectadas pueden perder parte del agua de composición si la superficie de las fisuras están secas, incrementándose rápidamente la cohesión y reduciéndose su penetrabilidad. Por ello, cuando se inyectan tramos de barrenos localizados arriba del nivel freático siempre es necesario inyectar previamente agua para saturar las fisuras. El comportamiento de las mezclas inestables durante la inyección es errático e impredecible por lo que se tratan de evitar al máximo en este tipo de tratamientos. 18.3.2 Materiales empleados en la elaboración de mezclas de cemento Agua: limpia y libre de materia orgánica, con bajo contenido de sales y sólidos disueltos. La alta temperatura influye en las propiedades de la mezcla por que es necesario tener una fuente de abastecimiento que proporcione agua a temperatura entre 15 y 25º C. Cemento: tipo puzolánico con superficie específica Blaine de 4200 a 5100 cm2/g como mínimo, de buena calidad, no hidratado, para lo cual se deberá almacenar bajo techo y colocado en tarimas de madera. 566

Inyecciones en roca

La cantidad de cemento almacenado debe ser suficiente para que la inyección no se suspenda y se pueda desarrollar en forma continua. Cada lote de cemento nuevo debe estar verificado para que cumpla con la superficie específica seleccionada. Los cementos con mayor superficie Blaine, dentro del rango señalado antes, permiten fabricar mezclas más estables y de mayor penetrabilidad, ya el tamaño del grano de cemento es menor y se pueden inyectar fisuras más finas. Solo en casos muy especiales se aconseja el uso de mezclas fabricadas con micro cementos ya que su costo es muy elevado y requiere de otro tipo de aditivos y forma de preparación. Aditivos: Su presentación es líquida y se utilizan sobre todo los de tipo superfluidizante y estabilizadores de volumen. Son productos químicos sintéticos y generalmente libres de cloruros que producen mezclas de inyección fluidas de alta trabajabilidad y estables. El porcentaje de aditivo empleado en una mezcla estable es variable desde 0.25 a 1 %, los ensayes de diseño de la mezcla se inician utilizando el porcentaje recomendado por el fabricante. El aditivo debe ser almacenado en un lugar cubierto ya que sus propiedades se pierden con los cambios constantes de temperatura. Orden de preparación: la secuencia de preparación de la mezcla es muy importante en los resultados. Se emplea un turbo mezclador al cual se van adicionando los componentes en el orden siguiente: agua, cemento y finalmente los aditivos. El tiempo de mezclado en este equipo es corto, del orden de 1 a 3 minutos, posteriormente se traslada la mezcla a los agitadores de bajas revoluciones mientras se inyecta al terreno. 18.3.3 Propiedades de las mezclas elaboradas con cemento Las propiedades que se deben medir en una mezcla estable son: • • • • •

Decantación (estabilidad) Viscosidad al cono Marsh Cohesión con placa Coeficiente de filtración Resistencia a la compresión uniaxial

Las propiedades anotadas antes se verifican constantemente durante los trabajos de inyección, por ejemplo, 2 o 3 veces al día o bien, se puede establecer un volumen determinado de mezcla para llevar a cabo las pruebas de verificación. Se utilizan los siguientes métodos de ensaye para evaluarlas: Decantación (estabilidad) consiste en colocar 300 ml de lechada en probeta de 500 ml de capacidad y medir durante 2 horas la cantidad de agua libre en la parte superior de la probeta, debiendo ser menor o igual al 5 %. Viscosidad al cono Marsh. Se define como el tiempo, en segundos, que tardan en salir 946 ml de mezcla de un embudo de dimensiones estándar (denominado cono Marsh) cuando se pusieron en el embudo 1500 ml de mezcla. Es una medida de la fluidez de la mezcla. Con 567


base en la experiencia, se prefieren mezclas cuya fluidez oscile entre 20 y 35 segundos. Con más de 35 segundos las mezclas son espesas y difíciles de bombear lo que además reduce su penetrabilidad. Cohesión con placa. Se mide por medio de una placa de acero inoxidable cuadrada de 10x10 cm y espesor de 0.4 mm rayada en ambas caras (el rayado recomienda en cuadrícula a cada 0.5 cm), se procede de la siguiente forma: se pesa la placa seca, después se introduce totalmente en la mezcla, se saca, escurre y pesa nuevamente. Se obtiene la diferencia de los pesos seco y con mezcla y se divide entre el área de la placa obteniéndose así la cohesión en gr/cm2. Para una mezcla estable y de baja cohesión es conveniente que el valor sea menor o igual a 0.03 gr/cm2. Coeficiente de filtración. Se obtiene a partir de la prueba de filtrado de la mezcla. Consiste en medir la cantidad de agua que se extrae de un volumen equivalente a 200 cm3 de mezcla por medio de un filtro - prensa aplicando una presión de 7 kg/cm2 durante un intervalo de 30 minutos. El coeficiente de filtración se obtiene utilizando la siguiente fórmula: Coeficiente de filtración = (Volumen de agua filtrada x tiempo)-0.5 / Volumen total inicial

Los sólidos retenidos en el papel se denomina cake y su espesor se reporta en mm. El valor del cake debe ser menor o igual a 15 mm. Resistencia a la compresión uniaxial. Consiste en aplicar un esfuerzo axial a una probeta no confinada con una velocidad de 10 kg/cm2/ min hasta la falla. La probeta debe ser cilíndrica con una relación de esbeltez de 2.0, se deben ensayar a las edades de 7 y 28 días. Las mezclas estables elaboradas con aditivos alcanzan resistencias mínimas de 100 kg/cm2 a 28 días, mientras que las elaboradas con bentonita menos de 30 kg/cm2 en igualdad de estabilidad y fluidez. 17.4 Presión de inyección La determinación de la presión de inyección es muy importante y debe tomar en cuenta las propiedades del macizo rocoso y el objetivo que se persigue con la inyección. Presiones de inyección incorrectas pueden ser la causa de sobrecostos, prolongado tiempo de ejecución e incluso, afectar las propiedades del terreno inyectado. En las inyecciones de penetración, donde solo se desea rellenar los vacíos del terreno, no es deseable el hidrofracturamiento, el cual se produce al aplicar altas presiones en rocas blandas, alteradas o amplias zonas de fallamiento. En las inyecciones de remplazamiento el hidrofracturamiento es necesario y se produce en forma intencional para lograr que la mezcla penetre al terreno y mejore su rigidez, en estos casos se emplean presiones de inyección un poco superiores a la crítica del terreno. Para el diseño inicial de una pantalla de impermeabilización se puede considerar una presión máxima equivalente a 1.5 a 2 veces la presión hidráulica del embalse, siempre que 568

Inyecciones en roca

el terreno permita aplicar estas presiones sin llegar al hidrofracturarse. Si la roca es débil se establecen presiones menores a la crítica pero se reduce el espaciamiento entre las perforaciones para que la mezcla alcance a cerrar todos los espacios. En ocasiones es necesaria la construcción de más de un plano de impermeabilización cuando la roca es demasiado débil o muy fracturada y es imposible aplicar altas presiones. 17.5 Equipo utilizado para la fabricación de mezclas e inyección El equipo que se emplea para la fabricación de las mezclas elaboradas con cemento es el siguiente: •

Turbo mezclador de altas revoluciones, de 1250 rpm mínimo.

•

Mezclador de bajas revoluciones de 60 a 80rpm, se emplea para mantener en agitación la mezcla durante la inyección. Se puede adaptar para medir el volumen de mezcla inyectado.

•

Bombas de tornillo sinfín o de doble pistón, accionadas por medio de un gato hidráulico o neumático con capacidad de inyección de lechada variable de 0 a 60 l/min y presión ajustable de 0 a 30 o 40 kg/cm2, Figura 17.2.

a)

b)

Fig. 17.2, Bombas de inyección: a) tipo pistón; b) de tornillo sinfín

•

Obturadores mecánicos, neumáticos ó hidráulicos: de diámetro adecuado para obturar la perforación y de longitud y resistencia suficientes para las presiones de inyección especificadas. Fig. 17.3.

•

Manómetros registradores de paso integral, con carátula de 6’’ de diámetro con glicerina, con capacidad para medir un tercio más de cada una de las presiones de inyección máxima especificadas.

En la Fig. 17.4 se presenta un arreglo típico del equipo de inyección.

569


Fig. 17.3, Obturador neumático y manómetro con paso integral

Fig. 17.4, Arreglo del equipo de inyección, Cambefort (1968)

17.6 Diseño de tratamientos 17.6.1 Pruebas de inyección En ocasiones es necesario realizar pruebas de inyección in-situ para determinar la permeabilidad natural y las características de inyectabilidad de macizo rocoso. Estas pruebas también permiten realizar un diseño del tratamiento acorde con las condiciones de fracturamiento existentes en el sitio. La prueba de inyectabilidad permite determinar la geometría más apropiada de la pantalla de impermeabilización y/o del tapete de consolidación, entendiendo por geometría la distribución, dirección, inclinación, separación y longitud de las perforaciones, así como definir el procedimiento y presiones de inyección más convenientes. En la prueba in-situ se

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utiliza la mezcla base diseñada inicialmente y que es elaborada con los componentes que se dispondrán durante el trabajo definitivo. La ejecución de una prueba de inyectabilidad, requiere primero, de la revisión y análisis de la información geológica estructural, para seleccionar el sitio de prueba que sea representativo del macizo rocoso y segundo, establecer el procedimiento de ejecución más adecuado con base en las propiedades de permeabilidad y resistencia del mismo. La prueba consiste, en términos generales, en los siguientes puntos: a) Determinación de la permeabilidad natural por medio de pruebas de agua tipo Lugeon, Lefranc o en general pruebas inyectando agua a presión. b) Inyección del terreno utilizando un cierto arreglo geométrico en las perforaciones y empleando la mezcla estable base. Las perforaciones se inyectan por etapas, a veces, es conveniente ensayar otras mezclas o realizar modificaciones conforme se obtienen los primeros resultados. c) Registro detallado de todos los datos de la prueba, como las presiones y consumos obtenidos en de cada tramo inyectado. d) Finaliza la prueba determinando la permeabilidad residual después de la inyección mediante pruebas con agua o bien perforando e inyectando nuevos barrenos en el área de prueba, de tal manera que se pueda verificar la penetrabilidad de la mezcla inyectada previamente, mediante comparación de consumos entre etapas. e) Finalmente se analiza la información obtenida, para ajustar los parámetros geométricos del tratamiento, el proporcionamiento de la mezcla de inyección y definir el procedimiento de inyección y control más acorde con el terreno. Dentro de estos parámetros uno de los más importantes es la presión máxima de inyección. 17.6.2 Pantallas de impermeabilización Tienen por objeto reducir la permeabilidad del macizo rocoso y las potenciales filtraciones a través de sus discontinuidades. Una pantalla se forma por medio de la perforación e inyección de una serie de barrenos dispuestos en una o más líneas paralelas. Las pantallas para presas se extienden por debajo el cuerpo de la cortina, desde el fondo del cauce hasta la parte alta de las laderas de apoyo o empotramiento de la estructura. Las características de una pantalla se definen por: Número de líneas: es el número de líneas que forman la pantalla de impermeabilización, el cual depende de la resistencia mecánica, fracturamiento y permeabilidad del terreno. Cuando es difícil aplicar altas presiones para realizar la inyección por que el terreno es débil, se proyectan dos o más líneas paralelas.

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Profundidad: depende generalmente de las condiciones geológicas del terreno. Existen casos extremos donde la roca presentó muy baja permeabilidad y no se requirió de pantalla, mientras que en otros las condiciones geológicas eran muy desfavorables e involucraban zonas profundas con alta permeabilidad que resultó la profundidad de pantalla mayor que la misma cortina. Para definir esta característica, resultan imprescindibles las perforaciones exploratorias con ensayes de permeabilidad y/o las pruebas de inyectabilidad antes descritas.

Fig. 17.5, Secuencia de perforación e inyección de barrenos de pantalla, Cambefort (1967)

Cuando existen dudas acerca de la permeabilidad del terreno a profundidad, se proyectan las pantallas de tal forma que las primeras perforaciones sean más profundas que las siguientes,con separación de 12 o 24 m entre ellas para que sirvan como barrenos exploratorios. En ellas se efectúan pruebas de permeabilidad antes de ser inyectadas y en caso necesario, los barrenos subsecuentes se profundizan hasta las zonas de alta permeabilidad. Inclinación del plano de pantalla: la superficie hipotética que forma el conjunto de las perforaciones de inyección se denomina plano de pantalla. Sin salirse de este plano las perforaciones pueden tener una inclinación distinta, con el objeto de cruzar las principales discontinuidades. La inclinación del plano de pantalla generalmente varía desde la vertical hasta 5º o 10º con respecto a ésta y hacia aguas arriba. El objetivo de esta inclinación es de que la resultante del empuje hidrostático sobre la pantalla tenga una dirección hacia el interior del macizo rocoso. Inclinación y dirección de las perforaciones: Estas características de la pantalla dependen de la densidad, rumbo y echado de las discontinuidades. La dirección de las perforaciones se proyecta de tal forma, que estas crucen el mayor número de discontinuidades y en la forma más apropiada, para que la mezcla de inyección penetre en los huecos con facilidad. El ideal sería que las perforaciones atravesaran los

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planos en forma normal, lo cual es poco factible de lograr en todos los casos, pero ángulos hasta de 60º entre la discontinuidad y el barreno, son aceptables. Separación de barrenos: la separación entre las perforaciones se establece en función de la penetrabilidad de la mezcla y de la resistencia mecánica del macizo. En rocas muy fracturadas la separación entre los barrenos se reduce, ya que no es posible aplicar presiones de inyección altas sin correr el riesgo de provocar su hidrofracturamiento. Valores típicos de separación final de barrenos son de 2 a 3 m en rocas con fracturamiento regular (RQD entre 50% y 80%). Durante la construcción, el consumo de mezcla inyectada en cada etapa, permite establecer la densidad de barrenos y la separación final entre ellos, para que se garantice el sellado total de las fracturas. Etapas de inyección: la perforación e inyección de los barrenos se realiza por etapas con el objeto de lograr la impermeabilización progresiva de las fracturas en el terreno. En la primera etapa la separación entre los barrenos es generalmente de 10 a 12 m, los barrenos se inyectan en toda su longitud en tramos de 5 m. En la segunda etapa, se perforan a 5 o 6 m de separación y se inyectan los barrenos que quedan situados al centro de los de primera etapa. La tercera etapa de barrenos se realiza colocándolos al centro de los de segunda etapa, o sea 2.5 o 3m de separación. Por lo general esta etapa es la última que se realiza en forma sistemática. Solo se perforan e inyectan barrenos adicionales en aquellas zonas donde los consumos de mezcla hayan sido altos. Se considera que un consumo es alto cuando se superan 20 kg de cemento por metro de perforación inyectada. Esta cifra es convencional ya que se han empleado en varios casos valores de hasta 50 kg/m, siempre tomando en consideración las propiedades mecánicas del terreno. Las pruebas de inyectabilidad permiten establecer con más seguridad este límite de consumo. Su importancia estriba en que de él depende la ejecución de perforaciones de inyección adicionales, que se traducen en mayor tiempo y costo de la obra. Forma de inyección: la inyección de los barrenos se puede realizar siguiendo el método de progresiones ascendentes o descendentes. Fig. 17.6. El primer método se aplica cuando el terreno donde se ha realizado la perforación está muy fracturado y provoca que las paredes de la perforación no sean estables. Se perforan una progresión de 5 m de longitud, se inyecta y se vuelve a perforar el siguiente tramo inferior, avanzando en esta forma hasta que se encuentra roca más estable. El segundo método se aplica cuando la perforación es estable y permite ser perforado a toda su longitud, entonces la inyección se realiza a partir del fondo hacia arriba, avanzando en tramos de 5 m de longitud.

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Fig. 17.6, Inyección por medio de progresiones ascendentes y descendentes

Durante la inyección de cada progresión se lleva un registro de la presión y del consumo de mezcla, también se elaboran gráficas de control que permiten conocer el comportamiento del terreno y decidir los cambios necesarios en la presión, con el objeto de evitar el hidrofracturamiento del terreno lograr el correcto inyectado del tramo. 17.6.3 Tapetes de consolidación Tienen por objeto mejorar las propiedades mecánicas de la roca bajo la cimentación de la estructura civil, con el objeto de reducir las deformaciones producidas por los esfuerzos transmitidos, además de mejorar la permeabilidad del terreno al sellar las fracturas. También se realiza la consolidación de la roca alrededor de túneles que trabajan a presión.

Fig. 17.7, Etapas de inyección de un tapete de consolidación, Cambefort (1967)

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Cuando la roca es masiva y ocasionalmente presenta fracturas importantes, el tratamiento se limita al inyectado de éstas. Cada una se intercepta con barrenos perforados a ambos lados de la grieta y se inyectan. En un macizo rocoso con fracturamiento sistemático se proyectan el tapete de consolidación en toda el área y a una profundidad máxima 10 m. Las perforaciones pueden ser verticales o inclinadas y dispuestas en una retícula cuadrangular o en tresbolillo, Fig. 17.7. Las características de un tapete de consolidación se definen por: Profundidad: la profundidad del tapete de consolidación depende de las condiciones geológicas del terreno. Por lo general este tratamiento se reduce a 5 m en terrenos poco fracturados y a 10 m donde el fracturamiento y la alteración de la roca son más intensos. Inclinación y dirección de las perforaciones: estas características dependen de la densidad y del rumbo y echado de las discontinuidades. De la misma forma que en el caso de una pantalla de impermeabilización, la dirección de las perforaciones se proyecta de forma que crucen el mayor número de discontinuidades. Separación de barrenos: los barrenos se disponen en una retícula cuadrangular, la separación entre las perforaciones también depende de las condiciones geológicas del terreno. En macizos rocosos muy fracturados la separación entre los barrenos se reduce a 2 o 3 m, ya que no es posible aplicar presiones de inyección elevadas, mientras que en terrenos menos fracturados la separación puede ser de 5 a 6 m. Etapas de inyección: la inyección también se realiza por etapas. En la primera se inyectan los barrenos de las esquinas de cada cuadrado de la retícula, los barrenos se inyectan en tramos de 5 m de longitud. En la segunda etapa, se perforan e inyectan barrenos situados al centro de cada cuadro y en la tercera etapa los barrenos situados en la parte media entre los barrenos de primera etapa. Esta etapa es la última que se realiza en forma sistemática, solo se perforan e inyectan barrenos adicionales en aquellas zonas donde los consumos de mezcla hayan sido altos, utilizando el mismo criterio aplicado para las pantallas impermeables. 17.6.4 Inyecciones de relleno Cuando en el macizo rocoso existen grandes cavidades, como las producidas por la disolución en rocas calizas o las cavernas que presentan muchos derrames de lava en rocas ígneas extrusivas, el relleno es indispensable si se quiere construir sobre ellas una estructura civil. Por lo general una vez rellenadas en su mayor volumen estas cavidades, se realizan inyecciones adicionales para impermeabilizar o consolidar el terreno así como para sellar los contactos y límites de la cavidad.

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El relleno de cavidades grandes y cuya geometría es bien conocida con anticipación, se pueden realizar introduciendo directamente en la cavidad materiales granulares, los cuales son cementados posteriormente por medio de la inyección de una mezcla fluida introducida por medio de tubos dejados ex profeso. Cuando este no es el caso, el relleno se realiza empleando una mezcla gruesa, tipo mortero de cemento fabricada con agregados de arena y gravilla. También se han utilizado, en muchas ocasiones, concreto pobre para lograr el relleno más voluminoso y después empleando mezclas tipo lechada para el sellado final. Si hay flujo de agua a través de fracturas grandes y de las cavidades el relleno y sellado es muy difícil, ya que la mayoría de las mezclas normales son deslavadas, erosionadas o arrastradas antes de que logren depositarse y alcanzar cierta resistencia. En estos casos es necesario recurrir a mezclas especiales de cemento, o al uso de asfalto caliente introducido al terreno en forma aún líquida o bien a productos químicos del tipo polímeros que reaccionan y se expanden al contacto con el agua. La técnica consiste en lograr un taponamiento local de la cavidad o fractura disminuyendo el flujo de agua a tal grado, que permita la inyección de mezclas de cemento gruesas para realizar el relleno principal sin que sean arrastradas o erosionadas, posteriormente se inyectan y sellan los contactos con mezclas normales tipo lechada.

Fig. 17.8, Inyección de relleno de oquedades de grandes, Cambefort (1967) En la Fig. 17.8 se muestra un proceso de relleno de cavidades donde el flujo de agua es mínimo o nulo. Para que la mezcla no se desplace más allá de la zona de importancia, la mezcla se introduce por etapas y volumen definido. Entre cada etapa se deja pasar tiempo suficiente para que la mezcla colocada previamente endurezca y así limitar el desplazamiento lateral excesivo.

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17.6.5 Inyecciones de contacto Es un tipo particular de inyecciones de relleno. El objetivo son las oquedades o fisuras que han quedado entre el concreto o placas metálicas y la roca. Estos casos se presentan frecuentemente en los revestimientos de túneles (Fig. 17.9) o lumbreras, losas o zapatas de cimentación de edificios y puentes, plinto de presas de cara de concreto, cimentación de presas de tipo rígido y en los tapones de concreto para el cierre definitivo de túneles de desvío. Las inyecciones de contacto tienen como objetivo el evitar o reducir flujo de agua o bien asegurar la transmisión de esfuerzos entre la estructura y la roca. Las presiones de inyección se limitan generalmente para que no se levante, mueva o dañe la estructura de concreto y también para evitar el hidrofracturamiento de la roca que ocasionaría la inyección de mezcla al terreno en forma innecesaria.

Fig. 17.9, Inyección de contacto concreto – roca en la bóveda de un túnel

17.7 Métodos de inyección y control del proceso 17.7.1 Método de inyección convencional Consiste en definir una presión máxima de inyección o también llamada de rechazo y el empleo varias mezclas tipo lechada con un proporcionamiento cada vez menor de agua (4:1, 3:1, 2:1, etc.), que se cambian conforme el consumo de mezcla en el tramo inyectado alcanza un volumen especificado. La cohesión de estas mezclas va aumentando de una a la siguiente y en algún punto la resistencia al flujo por cohesión detendrá el proceso de inyectado. Una vez alcanzada la presión de rechazo, se mantiene el tiempo necesario hasta que el consumo de mezcla sea

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muy bajo, si esto no ocurre durante la inyección de una mezcla delgada se procede a cambiar a una más espesa, llegando inclusive a la inyección de morteros. En las inyecciones de penetración la presión de rechazo es un parámetro crítico ya que un valor mal establecido puede provocar el hidrofracturamiento sistemático del terreno, con desventajas económicas y de tiempo. Al emplear varias mezclas de inyección con diferente proporcionamiento, además de los problemas asociados a su comportamiento reológico, se pierde más tiempo en preparación. 17.7.2 Método GIN (presión y volumen constante) Este método permite reducir y evitar casi totalmente el problema de hidrofracturamiento si se establecen adecuadamente los parámetros de control. Las pruebas de inyectabilidad permiten conocer aproximadamente estos parámetros, junto con la información geológica y de mecánica de rocas del sitio, para asegurar que los límites de presión y volumen de la curva GIN sean apropiados a las características del terreno y también para evaluar la necesidad de diferentes curvas GIN en diferentes partes de la obra. Mediante las gráficas Presión – Volumen (curva GIN), Gasto - Tiempo y Presión – Tiempo, que se elaboran en tiempo real, es posible llevar un registro de todo el proceso de inyectado y controlarlo manipulando la presión. Se controla el proceso por medio de una computadora de campo, para seguir en tiempo real la trayectoria de la curva P-V sobre la curva GIN seleccionada y para indicar la terminación del inyectado, utilizando además las curvas Gasto - Tiempo y Presión – Tiempo. Durante toda la inyección se procura emplear una sola mezcla de tipo estable y de baja cohesión. Antes de dar inicio a la inyección es conveniente asegurar que el terreno tenga suficiente humedad para evitar que este absorba el agua de la mezcla, de lo contrario se provocarían deficiencias en el tratamiento del terreno. Se satura solo la roca localizada arriba del nivel freático. La saturación se hace a través del propio barreno antes de ser inyectado con mezcla y en tramos de longitud variable. La inyección se suspende cuando la trayectoria de la curva de inyectado alcanza la curva GIN o cuando se alcanza la presión máxima preestablecida, en ambos casos, el consumo de mezcla debe ser bajo (menos de 5 l/min) o nulo. También se suspende la inyección cuando se alcanza un volumen máximo de inyección, que es indicador de una fractura abierta, en este caso, se suspende temporalmente la inyección para reiniciarla posteriormente, Fig. 17.10. Los resultados del tratamiento se presentan en forma estadística para asegurarse de un cierre progresivo de las fisuras de la roca.

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Fig. 17.10, Gráficas de control empleadas en el procedimiento de Presión - Volumen constante, Cambefort (1967)

17.8 Verificación del tratamiento En las zonas tratadas por medio de inyecciones y en especial aquellas en donde se tuvieron muy altos consumos de mezcla (más de 50 kg de cemento por metro), es necesario realizar ensayes de inyección de agua para verificar el grado de impermeabilización alcanzado. Pruebas tipo Lugeon o Lefranc se pueden ejecutar en esos sitios para medir la permeabilidad residual. La verificación se realiza también perforando e inyectando barrenos adicionales, cuidadosamente localizado y orientados para atravesar la zona donde hubo alto consumo. En la actualidad, es la forma de verificación más empleada. 17.9 Caso práctico Presa Aguamilpa. Esta presa de 180 m de altura, propiedad de la Comisión Federal de Electricidad, es la más alta de tipo enrocamiento con cara de concreto en el mundo. Su llenado se inició en el año de 1993, Fig. 17.11. En esta presa se aplicó por primera vez en México el método de inyección GIN, con resultados muy exitosos, ya que las filtraciones a través de la pantalla impermeable escasamente alcanzan los 5 l/s en total. La roca de cimentación es una ignimbrita de edad terciaria de alta resistencia. Localmente se dividió en dos unidades litológicas, la más extendida en la boquilla es la unidad Aguamilpa, mientras que la unidad Colorines solo aflora en la parte alta de la margen 579


derecha. La unidad Aguamilpa presenta una alteración de 6 m de espesor, RQD de 80% y permeabilidad Lugeon de 5 a 29 unidades, valores promedio. La unidad Colorines tiene una alteración mayor, cercana a los 30 m, RQD de 50% y permeabilidad mayor a 20 unidades Lugeon. Además la masa rocosa en general presenta fracturas con mayor continuidad, tanto perpendiculares como paralelas al río, que con frecuencia están rellenas de arcilla o rocas intrusivas de composición diabásica alteradas. Fig. 17.11, Presa Aguamilpa, en la última etapa de construcción de la cara de concreto

La pantalla impermeable comprende un área total de 66000 m2 aproximadamente para proteger la cortina, la estructura vertedora en la margen izquierda y las obras subterráneas para generación en la margen derecha. Para la construcción de esta pantalla se emplearon aproximadamente 56 km de perforaciones en la roca, distribuidos en forma variable dependiendo de las condiciones del terreno y de localización de cada obra. La profundidad de la pantalla tiene en promedio 50 m, sin embargo se realizaron sistemáticamente exploraciones hasta los 70 m empleando las perforaciones de primera etapa a cada 24 m de separación. Bajo el plinto de la cara de concreto se creó una zona de consolidación e impermeabilización perforando e inyectando barrenos de 10 m de profundidad. En ambos casos, pantalla impermeable como tapete de consolidación bajo el plinto se realizó el tratamiento en forma de cierre progresivo, empleando tres etapas sistemáticas y, cuando aún se tenían altos consumos en la última, se recurrió a una cuarta etapa. El consumo de cemento para pasar a la etapa adicional se fijó en 20 kg/m en las zonas superiores de las perforaciones y de 50 kg/m en las inferiores. La separación mínima de los barrenos de pantalla en tercera etapa fue de 3 m. Esta separación se estableció desde los estudios de campo previos realizados en la margen izquierda mediante una prueba de inyectabilidad. Todo el tratamiento se realizó empleando una mezcla estable, de cohesión baja, elaborada con cemento tipo Portland puzolánico con superficie Blaine de 4500 cm2/g, agua de pozo y aditivo superfluidizante. La mezcla se diseñó para tener una fluidez del orden de 30 a 32 segundos en cono Marsh y resistencia final de más de 100 kg/cm2.

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Se emplearon aproximadamente 1350 toneladas de cemento en todo el tratamiento, con un consumo promedio de cemento de 24 kg por metro lineal de perforación o 20 kg de cemento por m2 de pantalla. La presión de inyección máxima se estableció como 1.5 veces la carga hidráulica en el punto en consideración, excepto en los primeros 10 m de profundidad de cada barreno donde la presión se redujo a 5 y 10 kg/cm2, para evitar levantamiento del terreno por la poca cobertura. Para el control de todo el proceso de inyectado se empleó el método GIN (Grout intensity number) y se utilizó la curva correspondiente a PxV = 2000 kg/cm2/l/m en la mayor parte de la cimentación sobre la unidad Aguamilpa y se redujo este valor en la unidad Colorines por presentar menores propiedades mecánicas. El control del proceso se realizó instalando una computadora de campo en la margen izquierda con intercomunicación directa con cada sitio de inyección. Por medio del programa diseñado por la CFE para este caso especial, se llevaban cuatro gráficas de control en tiempo real por cada tramo en proceso de inyección, se podían controlar en forma simultánea hasta cinco tramos de inyección, lo que era suficiente dada las condiciones en que progresaba esta actividad en forma normal. El control lo realizaba un ingeniero entrenado en esta actividad el cual, con base en el comportamiento que observaban las curvas, decidía cuando debía continuar o suspenderse el proceso. En esta forma se controlaron los más de once mil tramos de inyección que se requirieron para completar todo el tratamiento. Los resultados de cada tramo eran graficados en una sección donde se presentaba el avance general del área de pantalla inyectada y eran procesados estadísticamente para observar el cierre progresivo y determinar la necesidad de perforaciones adicionales, en que sitio y a que profundidad. Las filtraciones que se han medido a través de la roca son del orden de 2 a 3 litros por segundo en el área de la cortina, mientras que en la obra de excedencias y de generación prácticamente son nulas. Referencias y bibliografía Attewell, P. B., and Farmer, I. W. (1976) “Principles of engineering geology”. John Wiley & Sons, Inc., New York. Bell, F. G. (1978) “Foundation engineering in difficult ground”, Butterworths, London. Bremen, R. (1997) “Use of additives in cement grouts”, International Journal on Hydropower and Dams, Volume Four, Issue One. Cambefort, H. (1967) “Reconnaissance des sols et fondations spéciales”, Ediciones Omega, S.A., Barcelona.

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Cambefort, H. (1968) “Injection des sols”, Ediciones Omega, S.A., Barcelona. Deere, D. (1982) “Cement-bentonite grouting”, Proceedings of Conference ASCE, New Orleans, 1982. Deere, D. and Lombardi, G. (1985) “Grout slurries – Thick or thin?”, Issues in Dam Grouting, ASCE, Denver, Colorado. Ewert, F. K. (1985) “Rock grouting with emphasis on dam sites”, Springer-Verlag, Berlin, Germany. Houlsby, A. C. (1992) Construction and design of cement grouting, John Wiley and Sons Inc., New York. Lombardi, G. and Deere, D. (1993) “Grouting desing and control using the GIN principle”, Water Power and Dam Construction, June. Lombardi, G. and Deere, D. (1996) “Selecting the grouting intensity”, International Journal on Hydropower and Dams, Issue 4. Lombardi, G. and Deere, D. (1997) “GIN principle revisited”, Water Power and Dam Construction, October. Lombardi, G. (1985) “The role of the cohesion in cement grouting of rock”, Q58 R13, 15th ICOLD Congress, Lausanne, Switzerland. Marsal, R. y Reséndiz, D. (1976) ”Presas de tierra y enrocamiento”. Limusa, México. SRH, CFE, UNAM (1976) “Comportamiento de presas construidas en México”, Contribución al XII Congreso Internacional de Grandes Presas, México. Water Resources Commission N. S. W. (1977) “Grouting Manual”. 2nd Edition, Australia.

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18 Inyecciones en aluviones Sergio Herrera Castañeda

La inyección para impermeabilización de gravas y arenas siempre ha sido una tarea difícil de ejecutar, debido sobre todo a la necesidad de mantener estable la perforación, por la variedad granulométrica y la estructura que presentan los depósitos naturales. Para realizar los tratamientos de inyección e impregnación, se emplean soluciones químicas o geles de silicato de sodio diluido y reactivo así como mezclas preparadas con mortero de cemento estable que son más económicas que las primeras y que permiten tratar la mayoría de los depósitos aluviales. Existen varios métodos para la inyección de aluviones pero el más común y que garantiza el tratamiento del terreno es el de tubo de manguitos, patentado por Solétanche. Tubo de manguitos. Después de lavar el ademe o tubo provisional de la perforación se introduce el tubo de manguitos el cual está constituido por un tubo de hierro negro de 50 a 60 mm de diámetro el cual tiene 4 perforaciones distribuidas a 90º en una misma sección y separadas a cada 30 o 50 cm de distancia entre secciones. Cada grupo de agujeros está cubierto por un manguito o banda de hule que actúa como válvula, de tal manera que el mortero de inyección puede salir del tubo pero no entrar en él, Fig. 18.1. Lechada de relleno o vaina. Mientras se retira el ademe provisional de la perforación se rellena el espacio anular que queda entre el terreno y el tubo de manguitos. Para ello se emplea una lechada estable de cemento denominada vaina que al fraguar constituye un recubrimiento que permite la adherencia del tubo de manguitos al terreno. La proporción con que se elabora la vaina suele ser muy variable, dependiendo de la calidad y propiedades del cemento y bentonita empleados. Una proporción inicial, la cual debe ser probada y ajustada durante el desarrollo de las inyecciones es: 2.5:1 (agua:cemento) más un 20% de bentonita (respecto al peso del cemento). Fig. 18.1, Equipo para la inyección con tubos de manguito

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Para realizar la inyección se tiene que romper la vaina en la parte donde se encuentran los manguitos, esta operación se realiza inyectando mortero o agua a presión aislando un tramo del tubo de manguitos por medio de dos obturadores opuestos. La presión de rotura de la vaina suele ser variable, dependiendo generalmente de la composición de la vaina y de las condiciones del terreno. Proceso de inyección. La inyección del terreno se realiza siguiendo el mismo proceso que la inyección de rotura de la vaina. Una vez colocado el doble obturador a la altura de un manguito se introduce el mortero al terreno por medio de una bomba de inyección. Por lo general la presión requerida para inyectar el terreno es casi siempre menor que la requerida para la rotura de la vaina. El método permite realizar tratamientos de inyección a gran profundidad, más de 100 m, normalmente se procede en progresiones ascendentes de 30 o 50 cm, sin embargo también permite iniciar la inyección en cualquier tramo del tubo de manguitos en la zona de la pantalla donde el tratamiento haya sido insuficiente, la inyección se puede repetir en el mismo tramo por varias ocasiones si es necesario. La separación entre perforaciones varía de 2 a 3 m, dependiendo de las condiciones y granulometría del aluvión y la inyección se efectúa por etapas, por ejemplo, primera etapa a cada 4 m y la segunda a cada 2 m de separación, es conveniente dejar pasar un tiempo entre la inyección de una y otra etapa para permitir el fraguado de la etapa de inyección anterior. La inyección se efectúa introduciendo al terreno un volumen de mezcla previamente determinado. Por ejemplo, se ha empleado en la construcción de pantallas de impermeabilización en aluviones constituidos por gravas y arenas lechadas de cemento y bentonita en volúmenes de 1.0 a 2.0 m3 por metro de perforación. Mezclas de inyección. Cuando las exploraciones previas anticipan la existencia de zonas con granulometría diferente, con el procedimiento del tubo de manguitos es posible realizar los ajustes a la composición de la mezcla de inyección para adecuarlas a la granulometría de cada zona. Se suele emplear lechadas de cemento y bentonita para el tratamiento de depósitos de gravas y arenas gruesas, mientras que el silicato de sodio adicionado con un reactivo se emplea con mejores resultados en arenas de granulometría media a fina. Las arenas limosas y los limos se tratan con resinas orgánicas. Las lechadas se han empleado en la inyección de la mayoría de los aluviones con éxito. Deben ser de tipo estable, elaboradas en proporciones que varían de 1.5 a 2.5 agua:cemento en peso y con un 20 a 25% de bentonita en relación al peso del cemento. El proporcionamiento de la mezcla, así como la presión de inyección, deben ser ajustados durante las primeras inyecciones realizadas en el sitio para obtener los mejores resultados. Debe quedar claro que no existe un proporcionamiento de lechada universal dada la variabilidad en las propiedades de los productos con que se elaboran, desde el tipo de agua, pasando por el cemento, la bentonita y los aditivos químicos.

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Inyecciones en aluviones

Cuando el terreno es muy permeable se puede adicionar a la lechada silicato de sodio en 1 a 2% en relación al peso del cemento con el objeto de acelerar el tiempo de fraguado de la mezcla. Ya que la calidad del silicato de sodio varía de una marca a otra, se aconseja realizar pruebas de laboratorio de mezclas que contengan distintos porcentajes de silicato de sodio para determinar la que posea el mejor comportamiento. Cuando se tienen lentes o depósitos constituidos principalmente por arena es conveniente realizar la inyección empleando geles obtenidos a partir de silicato de sodio y un reactivo. Como reactivo se utiliza con frecuencia el cloruro de calcio. Dependiendo del reactivo empleado y su proporcionamiento, se controla el tiempo de gelificación de la mezcla desde unos minutos hasta varias horas, con la ventaja de que el espaciamiento de las perforaciones se pueden mantener del mismo orden que las empleadas en la inyección de lechadas de cemento, 2 a 3 m. El silicato de sodio y el agente reactivo son productos líquidos, se mezclan en la planta de preparación antes de ser inyectados al terreno como un solo líquido. Las mezclas elaboradas con silicato de sodio y un reactivo no poseen las mismas propiedades que el agua a pesar de estar elaboradas de substancias líquidas; a partir del momento en que se elabora la mezcla se incrementa su viscosidad antes de transformarse en gel, de tal forma que en algunos casos puede ser difícil su inyección al terreno. La penetrabilidad de la mezcla depende de su viscosidad, de la permeabilidad del depósito y de la presión de inyección antes de que la reacción se haya completado. Las resinas presentan una viscosidad 1.5 a 2 veces la del agua, que se mantiene constante hasta el inicio de su polimerización. Puede decirse que casi todos los terrenos por donde el agua circula son inyectables con resina, ajustando adecuadamente la separación de las perforaciones y el método de realizar la inyección. Las principales resinas empleadas son la AM9 acrilamida, la resorcina-formol y la ureaformol, por sus distintas propiedades estas resinas tienen diferentes campos de aplicación. La acrilamida da un producto elástico, que puede deformarse hasta un 30% de modo perfectamente elástico antes de romperse. La resorcina-formol da productos con resistencia a la compresión desde unos pocos gramos por centímetro cuadrado hasta varias decenas de kilogramos por centímetro cuadrado, mientras que la urea-formol proporciona resistencias más fuertes, sin embargo su empleo se limita por ser un líquido ácido. A causa del elevado precio de las resinas su empleo en la inyección de terrenos se limita a casos muy especiales. Comentario final. La inyección por medio de tubo de manguitos permite realizar la impermeabilización y consolidación de aluviones con la garantía de alcanzar los objetivos planeados, siempre y cuando se lleve un control sistemático en el proceso de inyección y se seleccionen la mezcla y presión adecuadas a las características del terreno. Este método además permite independizar las actividades de perforación de las de inyección, con importantes ventajas en tiempo de ejecución y costo.

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Bibliografía Bell, F. G. (1978) “Foundation engineering in difficult ground”, Butterworths, London. Cambefort, H. (1967) “Reconnaissance des sols et fondations spéciales”, Ediciones Omega, S.A., Barcelona. Cambefort, H. (1968) “Injection des sols”, Ediciones Omega, S.A., Barcelona.

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19 Inyecciones por fracturamiento hidráulico Enrique Santoyo Villa Efraín Ovando Shelley

19.1

Introducción

La inyección de suelos arcillosos blandos es una técnica que tiene como objetivo fundamental reducir las deformaciones de la masa de suelo ante las cargas aplicadas, el proceso de ejecución se inicia con la inducción del fracturamiento hidráulico mediante la inyección a presión de fluidos, lechadas o morteros, que al endurecer forman una estructura intercalada al suelo, compuesta de delgadas placas de mayor rigidez que éste; esas láminas son predominantemente radiales al eje de inyección, semiverticales y ocasionalmente producen lentes horizontales en los estratos permeables; a todo este complejo arreglo de láminas duras se podría denominar como una "estructura de naipes", cuyos huecos ocupa la arcilla blanda. Es paradójico que la inyección de morteros en suelos arcillosos sea una antigua práctica utilizada en el edificio de la terminal de ferrocarriles Buenavista de ciudad de México en 1875, después aplicada a partir de 1910 a 1925 en lo que fue el Teatro Nacional, actual Palacio de las Bellas Artes; posteriormente, entre los años 1920 y 1940 se realizó la inyección del subsuelo para varios edificios; incluso el Ing. Roberto Gayol propuso en 1929 inyectar el subsuelo de la Catedral para mejorar el comportamiento del subsuelo pero la inestabilidad política de la época impidió que se realizara. Sin embargo, la documentación sobre todos esos casos es muy escasa; la técnica nunca fue comprendida racionalmente y terminó por caer en el olvido. Sobre la efectividad de la inyección del subsuelo del Teatro Nacional hubo mucha polémica, la información técnica fue archivada y sólo predominó el injusto juicio de que "la inyección no había servido". En los últimos 30 años se ha usado ocasionalmente la inyección en los tramos inicial y final de nuevos túneles en suelos arcillosos como técnica de endurecimiento local de los suelos junto a las lumbreras, pero sin cuidar los detalles de inyección y por ellos se generan estructuras desordenadas que tienden a formar bloques de arcilla envueltos en mortero. La inyección que aquí se describe tiene como objetivo injertar una estructura de geometría ordenada que refuerza al suelo y sobre todo reduce su deformabilidad. El proceso empieza con el análisis del estado de esfuerzo en la masa de suelo del sitio y luego, mediante modelos numéricos se diseña el refuerzo de mortero que puede mejorar su comportamiento. Esta técnica de inyección sin duda tendrá en las arcillas blandas del valle de México un vasto campo de aplicación y por ello se complementa con la descripción de tres casos, el del 587


Palacio de las Bellas Artes en 1910 y dos recientes, uno experimental en un edificio ubicado en la orilla del lago y el de la Catedral y Sagrario de la ciudad de México, los cuales podrán estimular que se utilice esta inyección en el futuro. 19.2

Conceptos básicos 19.2.1 Fracturamiento hidráulico

El concepto de fracturamiento hidráulico nació en el campo de la ingeniería petrolera, como la técnica para incrementar la permeabilidad de la roca mediante la inyección de agua a presión para inducir fisuras en la roca (van Poollen 1957). El mismo concepto se adaptó en la ingeniería civil para la inyección de rocas pero, en ese caso se emplean lechadas cementantes, que a presión amplían la fisura y al endurecer la cementan o impermeabilizan; la teoría que usualmente se aplica en ambos campos la desarrolló Griffith para explicar la propagación de grietas en materiales frágiles (Lee, 1968). En Europa la inyección se empieza a aplicar en suelos que hace unos pocos años no se hubiera considerado como inyectables, las experiencias son tan sugestivas, (Pototschnik 1992 e Iagolnitzer et al, 1996), que estimulan investigar su aplicación en los suelos blandos de la ciudad de México. En cuanto el fenómeno de fisuramiento de las arcillas blandas es tan fácil de inducir que frecuentemente ocurre involuntariamente durante el proceso del muestreo de suelos (Tamez et al 1987). Esa capacidad de fisuración de las arcillas blandas hace factible que mediante la inyección de morteros se pueda injertar la estructura que reduce su compresibilidad. En este capítulo se presenta el marco teórico que explica el mecanismo de fracturamiento e inyección para la formación de la estructura de láminas insertadas y las presiones para llevar a cabo la inyección. En el texto se emplean abundantemente los términos fisura, fractura y grieta; los tres implican una discontinuidad en el suelo; en general pueden usarse indistintamente, pero guardan diferencias sutiles: a) la fisura es tan pequeña que pasa inadvertida a simple vista, b) por fractura hidráulica se entiende una discontinuidad inducida artificialmente, donde había o no una fisura, y c) la grieta es una discontinuidad de dimensión mayor, natural o inducida. 19.2.2 Estado de esfuerzos en la masa de suelo El estado general de esfuerzos que gobierna al subsuelo se puede descomponer en dos partes; una es la componente hidrostática que depende de los tres esfuerzos principales normales σ´1, σ´2 y σ´3; la otra es la componente distorsional, que depende de los esfuerzos cortantes. La contribución de los esfuerzos normales σ´1, σ´2 y σ´3 al estado de esfuerzos de un elemento de suelo se simplifica cuantificándola con el esfuerzo efectivo normal octaédrico, σóct y el esfuerzo cortante octaédrico τoct. El primero también se conoce como la componente volumétrica de esfuerzos.

588

Inyecciones por fracturamiento hidráulico

σ′oct =

1 ( σ1′ + σ′2 + σ′3 ) 3

τoct = ( σ1′ − σ′2 )2 + ( σ1′ − σ′3 )2 + ( σ′2 − σ′3′ )2

Fig. 19.1

(ec.19.1) (ec. 19.2)

Definiciones para la representación gráfica de los estados de esfuerzos

589


σóct y τoct son invariantes de esfuerzo, porque son independientes del sistema de coordenadas de referencia que se adopte. Así, cualquier estado de esfuerzos se puede representar con sólo esos dos parámetros. Haciendo referencia a la Fig. 19.1a, el vector OP representa el estado de esfuerzos en el punto P. La proyección de OP sobre la línea hidrostática es la componente volumétrica de esfuerzos σóct y su proyección en el eje ortogonal, τoct, representa a la componente distorsional. Consecuentemente, los estados generalizados de esfuerzo se pueden representar como puntos en el espacio (σóct, τoct) como se muestra en la misma figura. Si en un elemento de suelo ocurren cambios de esfuerzo, por ejemplo de P a Q y después a R y S como se ilustra en la Fig. 19.2.1b, se pueden trazar líneas como las ahí mostradas que representan estos cambios en los estados de esfuerzo entre los puntos P, Q, R y S. Estas líneas son las llamadas “trayectorias de esfuerzo”. Con el fin de simplificar, en este trabajo se utilizan trayectorias de esfuerzo referidas a un plano en donde las abscisas son los esfuerzos efectivos normales octaédricos, p´ = σóct, y las ordenadas, los esfuerzos desviadores, q = τoct. Se considera que inicialmente el elemento de suelo es una arcilla normalmente consolidada y que el esfuerzo principal mayor es el vertical efectivo, σ´v, mientras que el esfuerzo principal menor, es el horizontal efectivo, σ´h es igual al esfuerzo principal intermedio (σ´2= σ´3= σ´h). Consecuentemente, p´ y q están dadas por:

p′ = σ′oct =

1 ( σ′v + 2σ′h ) y q = τoct = σ′v − σ′h 3

(ec. 19.3)

para el caso en que σ´2 = σ´3= σ´h

q=

τoct

2

(ec. 19.4)

Otro parámetro complementario es la relación de vacíos, e, que se relaciona con los cambios de volumen debidos a variaciones de los esfuerzos efectivos p´, empleando para ello el plano p´-e. La deformación volumétrica unitaria, εv se puede expresar como función del incremento o decremento relativo de la relación de vacíos.

εV =

∆e 1 + ei

(ec. 19.5)

ei es la relación de vacíos al inicio del intervalo de esfuerzos considerado y ∆e es el cambio que sufre la relación de vacíos en este intervalo. 19.2.3 Cambio histórico de los esfuerzos La inyección de mortero fluido en una masa de arcilla blanda modifica el estado de esfuerzos del suelo circundante al punto de inyección, efecto que es necesario tomar en cuenta para interpretar el comportamiento de la masa tratada, después de la inyección. Las condiciones

590


de esfuerzo de un elemento de suelo son el resultado de un complejo proceso que esquemáticamente se puede dividir en las siguientes etapas: a) b) c)

Proceso de sedimentación o depositación natural de las partículas de arcilla. Cambios de esfuerzos aplicados a la masa de arcilla, incrementos y decrementos inducidos por el hombre. Efectos del hundimiento regional por la extracción de agua.

Estos conceptos se ejemplifican para un edificio en el centro histórico de la ciudad de México. Trayectorias típicas de esfuerzo de un elemento de suelo. La gráfica de la Fig. 19.2 ilustra conceptualmente los cambios de esfuerzo y de volumen sufridos por un elemento de suelo localizado bajo un edificio colonial, desde que se depositó la arcilla hasta la actualidad, cuyos aspectos más relevantes de este complejo proceso se describen a continuación. Etapa de depositación y consolidación por peso propio (tramo 01). Inicialmente un elemento del suelo sólo soporta los esfuerzos aplicados debidos al peso propio de los materiales que quedan por arriba del elemento analizado. El suelo depositado en un ambiente lacustre, como el de la ciudad de México, implica que un elemento superficial de suelo inicialmente está sometido a esfuerzos nulos y conforme aumenta el espesor de las capas suprayacentes, las cargas aplicadas por el peso propio de los materiales depositados posteriormente induce un proceso de compresión en donde los decrementos de volumen ocurren prácticamente sin deformaciones laterales. Este proceso produce una trayectoria rectilínea en el espacio p´-q, pasando por el origen. El cociente de esfuerzos efectivos horizontales y verticales se mantiene constante e igual al coeficiente de empuje de tierras en reposo, K0:

K0 =

σ′h σ′v

(ec. 19.6)

En el espacio p´- e, la trayectoria del elemento de suelo viaja desde su condición inicial con esfuerzo efectivo nulo y relación de vacíos inicial, e0, hasta el punto 1, a lo largo de la línea de consolidación virgen. Consolidación secundaria (tramo 1-2). Al final de la depositación el elemento de suelo llega al punto 1 de la Fig. 19.2. En esa etapa los esfuerzos verticales efectivos se mantienen constantes pero los horizontales crecen ligeramente. Consecuentemente, se reducen los esfuerzos cortantes y la relación K0 aumenta. El elemento analizado continúa experimentando decrementos de volumen debido a las deformaciones diferidas inducidas por la consolidación secundaria. En el espacio p´-e, el estado del elemento se trasladará desde el punto 1 hasta el 2. Aplicación de cargas externas (tramos 2-3 y 3-4). Los esfuerzos externos aplicados al subsuelo inherentes a la construcción de las plataformas y estructuras aztecas (tramo 1-2) y los edificios coloniales, dieron lugar a otras modificaciones en la distribución de esfuerzos en el subsuelo, (tramo 3-4), y se estima que la fase primaria del proceso de consolidación que indujeron terminó a mediados del siglo XIX.

591


Fig. 19.2, Trayectorias típicas de esfuerzos y cambios volumétricos en un elemento localizado dentro de un suelo sometido a inyecciones de mortero

592


Considerando por simplicidad que los aumentos de esfuerzos cortantes que indujeron los templos prehispánicos y los coloniales se deben únicamente a incrementos de esfuerzos verticales, se deduce que el valor del cociente σ´h/σ´v disminuye aún más. Estas cargas se aplicaron durante un periodo muy largo, desde el siglo XIV hasta principios del XIX por lo que se puede considerar que se aplicaron bajo condiciones de drenaje libre. Al avanzar a lo largo de esta trayectoria de esfuerzos, el elemento de suelo se acerca a la envolvente de falla. Los cambios de volumen que indujeron en el subsuelo redujeron la relación de vacíos del elemento estudiado, como se observa en el diagrama p´-e. Influencia del bombeo profundo (tramo 4-5). Los abatimientos de los niveles piezométricos producidos por el bombeo regional profundo, que comenzó a mediados del siglo XIX, han producido aumentos en los esfuerzos efectivos sin que cambien significativamente los esfuerzos cortantes dentro de la masa de suelo. Así, el estado del elemento analizado pasa de 4 a 5 y continuará avanzando a lo largo de esa trayectoria, en la que los esfuerzos desviadores permanecen aproximadamente constantes. El cociente de esfuerzos efectivos, K = σ´h/σ´v, es mayor en el punto 5 que en el 4; es decir K5 > K4. Los cambios volumétricos correspondientes a esta etapa se muestran en la parte inferior de la Fig. 19.2. La consolidación inducida por bombeo profundo aumenta los valores de la carga aplicada pero disminuye los del coeficiente de preconsolidación (OCR) lo que significa que en el recorrido del tramo 4-5, el suelo se acerca a la condición de consolidación normal. 19.2.4 Efectos de la inyección a corto y largo plazo A corto plazo. Al penetrar un fluido fraguante dentro del suelo, como en el caso de un núcleo o el de una lámina de mortero, el suelo a su alrededor se desplaza lateralmente con lo que los esfuerzos horizontales se incrementan. Aceptando que los esfuerzos verticales no se modifican, este incremento de esfuerzo horizontal implica que los esfuerzos cortantes disminuirán de valor. Como la inyección de morteros se lleva a cabo rápidamente la trayectoria que sigue al elemento de suelo es la del tramo 5-6 y corresponde a un proceso de descarga no drenada que incrementa la presión de poro ∆u, que en la Fig. 19.2 es la distancia horizontal entre los tramos 5-6 y se puede evaluar aproximadamente con la expresión:

∆u ≈B[∆σh + A (∆σv − σh )]

(ec. 19.7)

En donde A y B son los parámetros de presión de poro de Skempton y ∆σv y ∆σh son incrementos de esfuerzos totales. Si se considera que el suelo está saturado, B = 1; además, para la inyección ∆σv = 0. Con esto:

∆u = ∆σh (1 − A )

(ec. 19.8)

El valor de A se obtiene experimentalmente y en general es menor que la unidad (para un material elástico poroso en donde los esfuerzos principales totales intermedio y menor son iguales, A =1/3); según los resultados de algunos experimentos obtenidos recientemente, puede esperarse que en la arcilla de la ciudad de México A < 1 para esta trayectoria de descarga. Nótese que si los esfuerzos cortantes continúan disminuyendo al aumentar los esfuerzos horizontales a lo largo de la trayectoria 5-7, eventualmente se alcanza una

593


condición en la que estos últimos superan en magnitud a los esfuerzos verticales. Si los esfuerzos horizontales se incrementan todavía más, eventualmente se podría alcanzar un estado de falla pasiva. El incremento de la presión de poro dado por las ecuaciones (19.2.7) y (19.2.8) tiene el efecto inmediato de detener el hundimiento regional en virtud de la disminución de esfuerzos efectivos que la acompaña lo cual también puede incluir ligeras expansiones durante algunas semanas. A mediano y largo plazo. La trayectoria en el tramo 6-7 representa cualitativamente los cambios que produce la inyección de mortero cuando, después de la inyección de morteros, el suelo se consolida. Durante este proceso de consolidación, el suelo alrededor de una zona inyectada sufrirá reducciones de volumen, es decir, asentamientos. Conforme fraguan los morteros inyectados y estos asentamientos aumentan, el suelo empezará a “colgarse” del mortero inyectado, generando esfuerzos cortantes entre ambos materiales. 19.2.5 Efecto futuro del hundimiento regional Una vez que se ha disipado la presión de poro producida por la inyección, la masa de suelo sometida a ese tratamiento nuevamente estará sometida a los efectos del hundimiento regional. Su trayectoria de esfuerzos será horizontal pues sólo aumenta el esfuerzo efectivo medio y el desviador es prácticamente constante. Los cambios de volumen que se producen estarán regidos por la disminución de compresibilidad inducida por la inyección de morteros. De acuerdo con los resultados de las pruebas de campo y laboratorio que fundamentan estas inyecciones, no sólo se reduce la compresibilidad del suelo sino que también incrementa su carga aparente de preconsolidación (TGC, 1998; Ovando y Vega Muñoz, 1997). Los estados del material inyectado en el diagrama e-p´, representado por el punto 8, del tramo 7-8 de la Fig. 19.2, que queda a la derecha de la línea de consolidación virgen del suelo original. En suma el suelo se comporta como endurecido a causa de la presencia de las láminas inyectadas. 19.2.6 Efecto teórico de la inyección El efecto de la inyección de núcleos de mortero en una arcilla se puede estudiar empleando la teoría de expansión de cavidades cilíndricas dentro de medios elasto-plásticos. Por ejemplo, las soluciones de Hill (1936), entre otros, se han aplicado al estudio de los cambios de esfuerzo que se producen en materiales elasto-plásticos en la vecindad de un pilote. Estas soluciones permiten determinar la presión necesaria para expandir una cavidad bajo condiciones no drenadas, en función de la resistencia del terreno; también se han utilizado para cuantificar el volumen del suelo que se remoldea alrededor de la cavidad durante su expansión. Sin embargo, estos desarrollos teóricos no permiten definir los cambios de esfuerzos efectivos que se producen en el entorno de la cavidad expandida, por tratarse de análisis en términos de esfuerzos totales. Verificación experimental. Los diagramas de la Fig. 19.2 representan un marco de referencia con el cual se puede interpretar la inyección de morteros. Sin embargo, para aplicarlo, debe verificarse experimentalmente y para ello se decidió la ejecución de pruebas 594


con el dilatómetro de Marchetti y con el piezocono. Las pruebas con el primero de estos instrumentos permiten conocer la magnitud del esfuerzo horizontal antes y después de las inyecciones, mientras que los ensayes de piezocono permitieron conocer los cambios de presiones de poro que induce la inyección. En la Fig. 19.3a se presenta un perfil que muestra la variación con la profundidad del esfuerzo vertical efectivo así como la forma en que varía un parámetro, KD, obtenido con el dilatómetro. El esfuerzo horizontal es proporcional al parámetro KD (Marchetti, 1980). En la Fig. 19.3b se presentan las distribuciones de presión de poro medidas con piezómetros abiertos y con un piezocono, antes y después de la inyección experimental de morteros que se llevó a cabo ahí, entre noviembre de 1997 y enero de 1998. La zona inyectada abarcó toda la longitud de la Formación Arcillosa Superior, entre los 12 y 37 m de profundidad aproximadamente. Es evidente que, de acuerdo con el marco conceptual propuesto aquí, la inyección de morteros incrementó la presión de poro, a todo lo largo de la zona inyectada. Como referencias comparativas se presentan la distribución hidrostática en el sitio así como mediciones efectuadas fuera de la zona inyectada.

Fig. 19.3a, Resultados del ensaye con dilatómetro de Marchetti

19.2.7 Inducción del fracturamiento hidráulico en suelos Esta manifestación se induce por la penetración de fluidos a presión en suelos arcillosos y se puede desarrollar a partir de un solo pozo de inyección; cuando son varios pozos con inyección simultánea las fisuras individuales producidas en cada uno de ellos tienden a unirse en una fisura común. Cuando se inyectan morteros viscosos, forman planos predominantemente verticales congruentes con el estado de esfuerzos, también se forman algunos planos inclinados y muy ocasionalmente horizontales. Gabriel Auvinet, ha investigado los aspectos teóricos más relevantes de este fenómeno (Auvinet, 1998 y 2000). A una cierta profundidad z de la masa de suelo, razonablemente homogéneo, el estado de esfuerzos debido al peso propio del material en las direcciones vertical y horizontal definidas por las siguientes expresiones: 595


Fig. 19.2.3b, Condiciones piezométricas

⎛ ν ⎞ σ x = σ y =⎜ ⎟ γz ⎝1 − ν ⎠ (ec. 19.9)

σ z =γ z donde γ ν z

peso volumétrico del suelo relación de Poisson del material profundidad.

La activación de fisuras se observa con frecuencia durante la ejecución de sondeos (Tamez et al, 1987) y se ha podido comprobar que este mecanismo ocurre espontáneamente en las grietas estacionales que se desarrollan después de las lluvias. La simple apertura de una perforación vertical cambia el estado de esfuerzos del suelo alrededor de la misma, porque el fluido de perforación modifica el estado de esfuerzos inicial; este cambio se puede estimar según dos criterios: (a) con la teoría de la elasticidad plana se puede definir el nuevo estado de esfuerzos y advertir que el esfuerzo desviador máximo se presenta en la pared de la perforación y (b) cuando las deformaciones salen del intervalo elástico, lo anterior deja de ser correcto y se tienen que definir los esfuerzos radiales para la zona plastificada que se genera alrededor de la perforación.

596


Cuando el cambio de esfuerzos en una distribución radial pasa de compresión a tensión, se inicia la fractura y la presión de fracturamiento estará dada por la siguiente expresión, debida a Cambefort (1964).

⎛ ν ⎞ p0 =⎜ ⎟γz+cu ⎝ ν −1 ⎠ onde cu

(ec. 19.10)

cohesión del medio o su resistencia no drenada

Es importante señalar que en esta expresión no influyen el radio de la perforación, la permeabilidad del medio ni la naturaleza del fluido. Además implica que el fracturamiento de un suelo cohesivo se presenta aún con presiones relativamente bajas. Experimentalmente se ha observado que la presión necesaria para provocar el fracturamiento tiende a ser algo mayor que el valor teórico anterior 19.2.8 Orientación y propagación de las fracturas El análisis del fracturamiento hidráulico de Matthews y Russell (1967), demuestra que las fracturas inducidas son perpendiculares a la dirección esfuerzo principal menor existente en el terreno y la orientación de las fracturas hidráulicas inducidas depende de la distribución de esfuerzos en la zona próxima a los pozos de inyección, Fig. 19.4.

Fig. 19.4, Orientación del fracturamiento, siempre perpendicular al esfuerzo principal menor

Por lo tanto, para predecir la orientación de las fracturas inducidas, en general, es necesario conocer o al menos estimar las direcciones y magnitudes de los esfuerzos principales en la zona que se proyecta inyectar. Esto adquiere mayor importancia cuando se pretende hacerlo debajo o en la periferia de una construcción existente.

597


Teoría de Griffith. Originalmente se estableció para estudiar la propagación de fisuras en materiales frágiles como el vidrio, posteriormente se adoptó para interpretar el mecanismo de fracturamiento de una masa de suelo plástico fisurable (Griffith, 1920). La hipótesis básica de esta teoría es que el material tiene un gran número de fisuras orientadas aleatoriamente y que la falla se presenta cuando el esfuerzo local en la fisura más grande o de orientación más susceptible alcanza un valor crítico. Griffith introdujo el concepto de “microfisuras” (grietas pequeñas en gran número) y demostró que en sus vértices existe una elevada concentración de esfuerzos que pueden conducir al desarrollo de una grieta. Además, supuso que las microfisuras tenían la forma de una elipse muy estrecha cuyo eje mayor es normal a la dirección del esfuerzo de tensión. Los trabajos de Griffith detallan la manera en que el estado de esfuerzos tiene concentraciones locales así como los criterios para que se propague una fractura ya existente, también expresados en términos del estado de esfuerzos. La relativa simplicidad de esta teoría permitió su difusión amplia en el campo de la Mecánica de Materiales y en la actualidad existen reinterpretaciones que han superado algunas de sus limitaciones iniciales. Conforme a esta teoría, el máximo esfuerzo de tensión está dado por:

⎛1 ⎞ 1 σmax =2σ⎜⎜ ⎟⎟ ⎝ρ⎠

2

(ec. 19.11)

donde ρ

radio de curvatura en el extremo del eje mayor de la elipse

De lo anterior, si los esfuerzos alcanzan su valor máximo, σmax, la fisura crecerá. En el caso de condiciones biaxiales de esfuerzo, el criterio de falla es el siguiente:

σ1 =T0 si σ1 +3σ2 <0

(σ1 − σ2 )2+ 8T0 (σ1 + σ2 ) = 0

(ec. 19.12) si 3 σ1 + σ 2 >0

donde T0 σ1 y σ2

resistencia a la tensión uniaxial esfuerzos principales

Estado de esfuerzos. Si se considera una fisura horizontal en una placa elástica de ancho unitario, fija en sus bordes horizontales superior e inferior, con geometría a > H y b > H, (Fig. 19.5), existirá un valor crítico del desplazamiento u que hará que la fisura se propague. Arriba y abajo de la fisura el material está libre de esfuerzos, mientras que a la derecha, actúan esfuerzos constantes producidos por la deformación vertical unitaria ε = u/H. Dichos esfuerzos están dados por:

598


σ=

ηEu H

(ec. 19.13)

donde E η

módulo de Young factor que depende de la relación de Poisson y la geometría considerada

Fig. 19.5, Crecimiento de una grieta dentro de un cuerpo sólido

Si la fisura o grieta crece de su longitud inicial, ao, hasta la orilla de la placa y lo hace casi estáticamente, sin producir energía cinética, la energía potencial se aproxima gradualmente a cero y las partes quedan libres de esfuerzos. La energía potencial se consume durante la propagación de la grieta y el trabajo se aplica a lo largo del incremento de superficie de la grieta. En 1920 Griffith definió este trabajo (físico), como el necesario para vencer las fuerzas de atracción de la estructura atómica del material. De acuerdo con esto, la fuerza de propagación de la grieta, denominada G*, es:

G* =

ηE 2 u 2H

(ec. 19.14)

El valor de la fuerza de propagación de la grieta debe ser igual al trabajo 2γ, necesario para propagar el frente de la grieta en el estado crítico.

G * = 2γ =

ηE 2 u 2H

(ec. 19.15)

por lo tanto, el desplazamiento crítico de la grieta es:

u=2

γH ηE

(ec. 19.16)

Criterio de propagación de fisuras o grietas. Para que una fisura se propague, basta que se cumpla alguna de las siguientes condiciones:

599


G * = Gc o K I = K IC

(ec. 19.17)

donde KIC es la resistencia a la propagación de la grieta y GC es el valor límite de G*, antes del inicio de la propagación de la grieta. Este criterio es aplicable sólo cuando la grieta ya existe, de lo contrario el material se considera continuo y por ello no ocurre la concentración de esfuerzos necesaria para que ocurra la fisuración. Los parámetros involucrados en la teoría de Griffith se determinan mediante pruebas de laboratorio diseñadas para ese objetivo. Propagación de fisuras por presión hidráulica. Gabriel Auvinet extendió los razonamientos de Griffith a los medios térreos y les sumó las condiciones ambientales que influyen en la ampliación de fisuras hasta transformarse en las grandes grietas que suelen abrirse en las orillas y centro del lago de Texcoco. Su teoría considera las siguientes condiciones: a)

Durante el estiaje se generan fisuras poco profundas en las capas superficiales del suelo, debido a la desecación solar de la superficie, con la correspondiente contracción volumétrica.

b)

Durante las lluvias las fisuras se llenan de agua y se genera una presión hidrostática local, que incluso puede tener un cierto tirante por encharcamiento; esta presión es independiente de la correspondiente a las aguas freáticas. Cuando ambas aguas se comunican, la presión se suma.

c)

La presión hidrostática en la fisura aumenta cuando ésta se propaga hacia abajo, esta propagación suele ser brusca y provocar el fracturamiento de la arcilla blanda, hasta generar grietas profundas que llegan a dañar las construcciones que se ubican cerca de ellas.

Esta teoría postula que la propagación de grietas en las arcillas del valle de México ocurre a consecuencia de la generación de tensiones en el vértice de fisuras preexistentes y que se amplían por el fracturamiento hidráulico causado por la presión del agua que se les introduce, particularmente durante las lluvias. La inyección de lechadas y morteros a presión activa fisuras preexistentes según el mecanismo descrito. La condición para que se propague una grieta en la cual se aplica una presión interna p, es que se cumpla en la punta de la grieta:

p > σ2 + T0

(ec. 19.18)

donde P σ2 T0

presión interna esfuerzo principal menor resistencia a la tensión del material

En la Formación Arcillosa Superior el esfuerzo principal menor σ’h es siempre el horizontal y se expresa como:

600


σ′2 = σ′h = K 0 σ′h Donde K0 es el coeficiente de empuje horizontal en reposo; las primas indican que los esfuerzos considerados son efectivos. La presión interna en la punta de una grieta llena de agua y de profundidad z es:

p = γw z

(ec. 19.19)

Sustituyendo valores se llega a:

γ w z > K 0 σ′h + T0

(ec. 19.20)

Finalmente, una grieta aumentará de tamaño si la altura del agua dentro de ella excede un valor crítico zcrit , dado por:

zcrit =

K 0 σ′z + T0 γw

(ec. 19.21)

Esta expresión se simplifica, porque en general puede despreciarse la resistencia a la tensión de los materiales térreos. Comentarios adicionales. La interpretación de Auvinet demuestra que la propagación de grietas en las arcillas del valle de México ocurre conforme a la teoría de Griffith, a consecuencia de la generación de tensiones, en la punta de fisuras preexistentes y que se amplían por el fracturamiento hidráulico causado por la presión del agua que se les introduce, particularmente durante las lluvias. De ella también se concluye que la inyección de lechadas y morteros a presión activa fisuras preexistentes según el mecanismo descrito. El análisis de diversos casos de propagación de grietas en el subsuelo de la ciudad de México, hecho por Arias y Auvinet (1989), demuestra que el llenado de grietas superficiales con agua arriba del NAF es suficiente para provocar su propagación. Ellos establecen que si el valor del parámetro KI es mayor que KIC, del orden de 20 kN/m3/2, la propagación se produce. Presión de fracturamiento hidráulico. Para diseñar la inyección de suelos cohesivos, es indispensable estimar la presión de su fracturamiento hidráulico, la cual se puede calcular conociendo el estado de esfuerzos dentro del suelo, su resistencia al esfuerzo cortante y la presión del agua dentro de los poros del suelo, a la profundidad de interés (Cambefort, 1964). Las expresiones resultantes son sencillas pero la dificultad práctica de aplicarlas estriba en la necesidad de determinar los esfuerzos totales y efectivos dentro del subsuelo. Por esa razón, se dedicó un gran esfuerzo a la medición in situ de los estados de esfuerzo así como de las propiedades mecánicas de las arcillas que subyacen a edificios históricos en el centro de la ciudad de México. A continuación se presenta una expresión que permite estimar la presión de fracturamiento hidráulico en el subsuelo a partir de la resistencia de punta del cono eléctrico y de la presión de poro real.

601


La presión de fracturamiento hidráulico se puede estimar con la ecuación 19.10, propuesta por Cambefort, expresada de la siguiente manera:

p0 = K 0 σ′ν + u + cu

(19.22)

donde K0 σ´v + u K0 σ´v u

esfuerzo horizontal total coeficiente de empuje de tierras en reposo esfuerzo vertical efectivo del punto presión de poro a la profundidad de interés

El término cu se identifica como la cohesión y corresponde a la resistencia no drenada del suelo, obtenida de ensayes triaxiales. Esta ecuación permite determinar el orden de magnitud de la presión que fractura al suelo. De acuerdo con la experiencia en el empleo del cono en los suelos blandos del valle de México (Santoyo et al 1989), se tienen las siguientes correlaciones:

cu =

q qc y σ′v = c Nk Nσ

(ec. 19.23)

Donde qc es la resistencia de punta medida con el cono eléctrico; NK y Nσ son factores de correlación. Por tanto:

⎛K 1 p0 = qc ⎜⎜ 0 + ⎝ Nσ N K

⎞ ⎟⎟+u ⎠

(ec. 19.24)

En las arcillas del centro histórico de la ciudad de México los valores medios de los factores de correlación son: NK = 12.5 y Nσ = 5. En investigaciones recientes se ha encontrado que para la arcilla de la ciudad de México, el valor de K0 es ligeramente superior a 0.35 (Ovando y López, 1999). Aceptando que este valor se incrementa por el efecto de envejecimiento (Mesri, 1993), se puede asumir que el valor de K0 en el campo es cercano a 0.5. Haciendo las sustituciones necesarias se llega a una expresión simple para determinar aproximadamente la presión de fracturamiento hidráulico de estas arcillas:

p0 ≅0.18qc +u ≈

qc +u 5

(ec. 19.25)

Patrón de fisuramiento de las arcillas. La teoría de Griffith, como se mencionó antes, demuestra que el fracturamiento hidráulico se desarrolla en el plano del esfuerzo principal mayor, y que la presión hidrostática vence al esfuerzo principal menor; esto implicaría la existencia de una sola grieta con longitud condicionada por el volumen de mortero inyectado cuyo ancho es función del gasto y de la viscosidad del mortero inyectado, Fig. 19.6. Considerando además las fisuras preexistentes en la masa de arcilla, producidas por los secados solares antes mencionados, parece factible que algunas de ellas se activen por la

602


presión del mortero y se produzcan láminas de mortero en los antiguos planos de los prismas de arcilla.

Fig. 19.6, Geometría de las láminas de mortero inyectado

Lo anterior implica que en una retícula horizontal de inyección de mortero, en el que cada crucero define una vertical con puntos de inyección a diferentes profundidades, se pueden inducir cuatro patrones de fisuramiento hidráulico y por ello de familias de láminas de mortero: a)

La familia principal de láminas paralelas entre sí, en el plano del esfuerzo principal mayor del sitio. La separación entre ellas depende de la separación entre las verticales de inyección. Además las láminas en un punto de inyección podrán empatarse con las de otra vertical coplanar de inyección, cuando queden en un mismo plano de fisuramiento (Fig. 19.7a).

b)

Una familia con láminas de mortero en un arreglo de planos radiales (Fig. 19.7b). Se puede originar por dos causas: (1) por la existencia de fisuras prismáticas preexistentes debidas al secado solar, o (2) que ambos esfuerzos horizontales sean iguales.

c)

Si se sigue inyectando el esfuerzo horizontal se incrementa y provoca que las direcciones de fisuramiento cambien. En estos patrones la dirección de las fisuras

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también estará influenciada por el estado de esfuerzos que induzca la estructura en el subsuelo.

Fig. 19.7, Geometría de la inyección de mortero

En general, podría también ocurrir que la dirección de fisuramiento cambie en algún estrato e incluso que no se desarrolle, y que por ello no se forme la lámina y que sólo se genere un campo semiesférico. Otra peculiaridad de la inyección es que en estratos permeables se podrán desarrollar también ocasionales lentes horizontales de mortero. 19.2.9 Endurecimiento de la masa de arcilla El comportamiento de la masa de arcilla expresado a través de las relaciones esfuerzodeformación–tiempo es el fundamento del conocimiento actual de la Mecánica de Suelos, cuyo enfoque tradicional ha sido considerar al suelo como un medio continuo. La inyección de suelos abre un nuevo campo experimental y teórico, al transformar a la masa de suelo en un medio con inclusiones discontinuas, ver fotografías de la Fig. 19.7. La evolución de este concepto, como casi todo lo nuevo, empezará por lo experimental y se podrá controlar sólo con el apoyo del Método Observacional. Con base en estudios experimentales sobre el comportamiento de muestras de suelo reforzado con láminas de mortero o lodos fraguantes, ensayadas en pruebas de laboratorio de compresión unidimensional, se advierte que la reducción de la compresibilidad inicial o endurecimiento del suelo se puede alcanzar según dos posibles mecanismos: Modificando la inclinación de la línea de consolidación virgen. En este tipo de comportamiento el suelo conservaría constante la carga de crítica o de preconsolidación del suelo pero se reduciría la pendiente de la línea virgen esfuerzo-deformación, Fig. 19.8.

604


Fig. 19.8, Reducción de la deformabilidad de la arcilla por inyección de un lodo fraguante o mortero blando

605


Fig. 19.9, Inducción de preconsolidación diferencial aparente

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Incrementando la carga de preconsolidación. En este caso se el suelo conserva constante la pendiente de la línea virgen e incrementa su carga de preconsolidación aparente, Fig. 19.9. Ensayes de laboratorio. Para evaluar de manera simplificada los dos mecanismos descritos se desarrolló una técnica de laboratorio que permitió estimar de manera preliminar la deformabilidad de un suelo arcilloso inyectado, conforme al porcentaje de mortero o lodo fraguante que se introduzca al subsuelo. Los morteros que se estudiaron inicialmente fueron de cemento con arenas andesíticas y pumíticas, después se extendió a los morteros de cal. En resumen se llegó a dos tipos de mortero. a)

Morteros de fraguado “rápido” obtenidos con cemento, arena pumítica y algo de cal o bentonita para controlar que su fraguado no ocurra durante la inyección, además de aumentar su manejabilidad. Estos morteros tienen fraguado inicial en 10 horas y endurecen significativamente después de unos 5 días.

b)

Mortero de fraguado “lento” obtenidos con cal y algo de cemento, arena pumítica y aditivos; el tiempo que tardan en endurecer estos morteros endurecen es de 100 a 150 días y conservan siempre la importante característica de la propiedad puzolánica de la mezcla cal pómez.

El programa experimental de laboratorio se hizo con equipos de consolidación unidimensional; en el Instituto de Ingeniería complementó y amplió esa investigación (Muñoz, 1999). Modelo de láminas radiales. En la Fig. 19.10 se muestra la geometría de especimenes de laboratorio con láminas de mortero radiales, que representan a escala la geometría de la inyección, considerando que se puede generar una fisura principal y dos secundarias a 60°. Se impuso que el espesor de la lámina principal fuera el triple de las secundarias. Haciendo referencia al marco teórico expuesto anteriormente, la fisura principal representa a las que se orientan según las direcciones de los esfuerzos principales; las secundarias a las que se formarían en inyecciones sucesivas, cuando el estado de esfuerzos se ha modificado por inyecciones previas. Durante los ensayes los extremos de las láminas se apoyan en los materiales rígidos de la tapa y la base, condición que representa aproximadamente a la de campo donde las láminas se apoyan en materiales notoriamente más rígidos que las arcillas lacustres, es decir, la Costra Superficial Natural y la primera Capa Dura. En el laboratorio también se ensayó otro modelo con pequeñas columnas de mortero Fig. 19.10, pero se abandonó, porque fue menos consistente. En la Fig. 19.11 se muestra el resultado de seis pruebas de consolidación, mediante gráficas de la deformación volumétrica contra los esfuerzos efectivos aplicados; el primer espécimen de referencia se ensayó en condiciones naturales, sin inyección alguna, las otras muestras tienen el 1, 3, 5 y 6% de mortero en forma de láminas verticales; estos porcentajes corresponden al volumen de mortero inyectado respecto al del suelo ensayado. La observación de esa figura demuestra que la inclusión de las láminas verticales de mortero genera un notable efecto estructural, porque a pesar de que la arcilla conserva su estado natural, el comportamiento de los especimenes inyectados los exhibe como menos

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deformables, con una carga de preconsolidación que crece a medida que se incrementa el espesor de las láminas.

Fig. 19.10, Preparación de especímenes para prueba de consolidación

Modelo de rigidez ponderada. El Prof. Enrique Tamez desarrolló un modelo para establecer la relación entre las rigideces de los materiales involucrados: la arcilla natural, el mortero y el conjunto arcilla inyectada con cierto volumen de mortero. La rigidez conceptualmente se define como el inverso del módulo de compresibilidad volumétrica, obtenido en pruebas de deformabilidad; físicamente, la rigidez representa la resistencia a la deformación originada con cierto esfuerzo aplicado. 608


Fig. 19.11, Curvas de deformabilidad a distintos porcentajes de inyección

En la Fig. 19.12 se presenta el modelo de rigidez ponderada, con base en el cual la rigidez necesaria del mortero de inyección se obtiene conociendo la compresibilidad de la arcilla natural y la de la arcilla inyectada, obtenidas de ensayes de laboratorio. Asimismo, debe especificarse la relación entre el volumen de mortero y el volumen de la arcilla inyectada. El módulo de compresibilidad del mortero se define por aproximaciones experimentales de dicha relación de volúmenes.

Km=

K p (1+R )−K s R

(ec. 19.26)

609


donde Kp Kvp Ks mvs Km mvm R

1/mvp = rigidez ponderada de la arcilla inyectada módulo de compresibilidad volumétrica de la arcilla inyectada 1/mvs = rigidez de la arcilla natural módulo de compresibilidad volumétrica de la arcilla natural 1/mvm = rigidez del mortero módulo de compresibilidad volumétrica del mortero relación entre el volumen de mortero y el volumen de la arcilla inyectada

Fig. 19.12, Modelo de rigidez ponderada

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19.10 Información sobre la inyección de suelos La inyección de suelos arcillosos induciendo el fracturamiento hidráulico de la masa de suelo es un tema de investigación de los últimos años, cuyos aspectos experimentales básicos han sido estudiados por Ayres (1992), Bell et al (1992) y Mori et al (1992). Sobre la metodología de los procedimientos de inyección se pueden citar las contribuciones de Zuomei et al (1982), Bruce (1992), Xanthacos (1994) y muy especialmente la de Iagolnitzer et al (1996). En cuanto a la aplicación de inyección de suelos para el control de hundimientos se está transformando en una reciente práctica aceptada en varios países. Con frecuencia creciente se ha empleado para lo que se conoce como inyección de compensación de los hundimientos causados por la excavación de túneles, los trabajos destacados en ese campo se deben a Gallavresi (1992) y Pototschink, M.J. (1992), Drooff et al. (1995). Finalmente, las investigaciones experimentales sobre endurecimiento del suelo por fracturamiento hidráulico apenas empiezan a surgir como tema de interés; en el Imperial College lo estudian bajo la dirección del Dr. David Hight (1997) y en el Instituto de Ingeniería de la UNAM, se realizan experimentos de laboratorio con arcilla de la ciudad de México (Ovando, 1998). Es interesante mencionar que en China se viene aplicando esta técnica desde hace varios años para incrementar la eficiencia de los pilotes de cimentación de edificios, Zuomei et al (1997) y Jin-li et al (1997); la empresa alemana Bauer también aplica una técnica similar. Los trabajos más recientes son de Bally et al (2001) y de De (2001). 19.11 Comentarios finales Se presentaron los conceptos teóricos que explican el fracturamiento de los suelos sometidos a presión de fluidos. La aparición de fracturas o discontinuidades en el suelo depende del estado de esfuerzos efectivos de campo así como de la orientación de los esfuerzos principales efectivos. Del análisis del cambio de esfuerzos dentro del subsuelo producido por las inyecciones efectuadas en el subsuelo del Centro Histórico de la ciudad de México, se concluye que: a)

La inyección de morteros para formar núcleos o láminas incrementa los esfuerzos horizontales totales en el suelo circundante.

b)

Las sobrecargas aplicadas por las estructuras prehispánicas y coloniales reducen la relación de esfuerzos efectivos K = σ´h/σ´v y por ello el subsuelo bajo las áreas bajo las estructuras serán más susceptibles al fracturamiento hidráulico que produce la inyección de morteros, que las zonas en donde no existen estas sobrecargas externas.

c)

Considerando que se mantienen constantes los esfuerzos verticales, el aumento de esfuerzos horizontales totales también implica una disminución de esfuerzos cortantes, por lo que el estado del suelo se aleja de la envolvente de falla, es decir, la inyección de morteros incrementa el factor de seguridad de las cimentaciones.

611


d)

Los incrementos de esfuerzo horizontal aumentan la presión de poro dentro del suelo, comportamiento que inicialmente contrarresta el efecto de la reducción del nivel piezométrico que da lugar al hundimiento regional.

e)

La disipación de este exceso de presión de poro también retarda el desarrollo de la fricción negativa entre el suelo y los núcleos y láminas los cuales comenzarán a tomar esfuerzos cortantes significativos cuando termine la consolidación inducida por la inyección. Después de este tiempo podrán apreciarse paulatinamente los efectos de los morteros inyectados como reductores de la compresibilidad del suelo.

f)

El comportamiento de las láminas de mortero varía con el tiempo, en función de la evolución de sus propiedades y de las presiones de poro inducidas durante la inyección. Esto obliga a observar instrumentalmente la respuesta del suelo y de la estructura. Es previsible que el proceso de endurecimiento del suelo requiera ajustes, algunos de ellos en el largo plazo.

En suelos cohesivos como las arcillas de la ciudad de México la presión de fracturamiento se puede estimar con la fórmula de Cambefort o con las expresiones aproximadas que se presentan en este capítulo, en las que esta presión se expresa en términos de la resistencia a la penetración medida con un cono eléctrico. Los desarrollos teóricos presentados coinciden en señalar que las grietas producidas por el fracturamiento hidráulico de las arcillas se orientan a lo largo de direcciones perpendiculares a las de los esfuerzos principales menores. En zonas sometidas a hundimientos bruscos, estas direcciones resultan ser paralelas a las curvas de igual elevación o hundimiento que se obtienen en nivelaciones topográficas. 19.3 Técnicas de inyección de suelos blandos 19.3.1 Modelos geométricos usuales Cuando se aplica una inyección puntual de cierta viscosidad en los suelos finos, éstos pueden reaccionar de cuatro maneras en función de su permeabilidad, textura, estructura y estado de esfuerzos de la masa del suelo, de tal forma que puede inducirse: (a) fracturamiento hidráulico radial al punto de inyección, (b) fracturamiento en un plano, con una componente principal, (c) desplazamiento volumétrico esferoide y (d) impregnación del suelo, aunque este último sólo ocurre en suelos muy permeables, Fig. 19.13. Fracturamiento radial. Se le identifica también como encapsulado o de estructura de naipes aleatoria; en suelos blandos, este modelo siempre se manifiesta y, para que su geometría se conserve, el volumen de cada etapa de inyección debe ser controlado, ya que el exceso causa que la geometría del flujo de inyección se pudiere concentrar en un plano y transformar la estructura de mortero en una del segundo tipo. Fracturamiento plano. Consiste en la generación de láminas de mortero cuyo arreglo es función del estado de esfuerzos de la masa de suelo; la orientación de los planos a lo largo de los cuales penetra el mortero coincide con la que guarda el plano principal del esfuerzo menor. 612


Fig. 19.13, Tipos de inyección en suelos

Inyección de compactación. Se trata de generar esferoides por desplazamiento radial del suelo inducido por la presión aplicada, lo cual se logra sólo con morteros muy viscosos; lo contrario produce fracturamiento hidráulico. Un caso especial de este tipo de inyección es la denominada inyección de compensación que genera el levantamiento de una cierta área, técnica que se está utilizando en varios países para contrarrestar los hundimientos que genera la construcción de túneles en suelos blandos. Inyección de impregnación. Este modelo sólo se puede aplicar en suelos muy permeables como arenas y gravas, en las que el mortero puede penetrar entre las partículas y se puede hasta saturar a la masa de suelo. 19.3.2 Modelo geométrico TGC Es importante aclarar que la inyección de morteros fluidos para crear por fracturamiento hidráulico en la masa de suelo las láminas de mortero rígido o semirígido es un procedimiento que se puede aplicar sin restricciones. En México se utilizó desde 1875 y en 1910 se adoptó para el actual Palacio de Bellas Artes, aunque sin comprender que lograron ese efecto. Actualmente en varios países europeos investigan ese tipo de inyección e incluso han generado procedimientos protegidos con patentes. TGC ha desarrollado una patente para la peculiar geometría de núcleos y láminas que se describe más adelante, así como un procedimiento para inducirla en la masa de suelo.

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Descripción. Se trata de una estructura más compleja que las anteriores compuesta por familias de láminas paralelas de mortero con espesor de milímetros a centímetros, complementadas o reforzadas con núcleos cilíndricos de mortero cuyo diámetro es de unos 10 cm a 30 cm y cuyo eje vertical coincide con el de inyección, Fig. 19.14. La fabricación de los núcleos se hace dentro de una perforación previa de diámetro menor, el mortero se introduce a presión dentro de una funda geotextil permeable de poliéster, la cual al inflarse contra las paredes de la perforación se conforma condicionada por la rigidez lateral de cada estrato del subsuelo, Fig. 19.14. Estos Núcleos Reductores de la Deformabilidad pueden ser discontinuos en congruencia con la estratigrafía. Conviene aclarar que los micropilotes se diferencian de estos núcleos, porque los primeros están conectados a la base de la estructura, son continuos y siempre tienen acero de refuerzo (Santoyo y Ovando, 2001).

Fig. 19.14, Núcleo con láminas laterales de mortero inyectado (geometría TGC)

19.3.3 Pruebas preliminares de inyección Para inyectar el subsuelo arcillosos de un cierto sitio se debe empezar por verificar que se puede injertar en el subsuelo una estructura de láminas de mortero mediante el fracturamiento hidráulico en los estratos de arcilla; dado que cada caso es fundamentalmente diferente y por ello siempre se debe iniciar con una etapa experimental. Variables por evaluar. Las metas específicas de la etapa experimental se enfocan a determinar la influencia de las cuatro variables más significativas de la inyección: (a)

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volumen requerido para formar la estructura de mortero; (b) viscosidad del mortero; (c) presión que se debe aplicar a las distintas profundidades y (d) tiempo de operación. La etapa inyección preliminar debe servir para evaluar los siguientes parámetros: a) b) c)

Penetración horizontal de los morteros. Influencia del volumen y viscosidad del mortero. Control del volumen y tiempo.

La evaluación se realiza mediante muestreo para comprobar la dirección y espesor de las láminas de mortero. Penetración horizontal de morteros. Para verificarla se colocan 2 tubos para inyección en perforaciones separados unos 5 a 10 m, con la intención de que las láminas de ambos se unan. Colocada la mezcla se deja reposar un tiempo mínimo de 72 horas para alcanzar el 75% de su resistencia y se procede a hacer un muestreo en el punto medio. Influencia de la viscosidad del mortero y control del volumen inyectado. Esta prueba permite verificar el controlar de los porcentajes de inyección, así como el efecto de la viscosidad de los morteros. Los valores de la viscosidad que se recomienda ensayar son: 45 a 100 seg Marsh; de estas pruebas se determinó que la viscosidad óptima de los morteros, en términos de la facilidad de bombeo. Control del volumen, viscosidad y tiempo. En esta prueba se miden los tiempos para inyectar un cierto volumen de mortero dentro del subsuelo, a una profundidad dada, lo que constituye un dato muy importante en la planeación de un proyecto de inyección. 19.4. Características de los morteros 19.4.1 Conceptos básicos Los morteros para la inyección de arcillas blandas deben ser estables y su compresibilidad y resistencia al corte controlables, también deben tener un sangrado mínimo y además deben ser bombeables. Los materiales que los integran son: Cemento Portland Ordinario (CPONMX-C-414) o bien Puzolánico (CPP), cal hidráulica, arenas de distintas rocas, preferentemente pumíticas por su capacidad puzolánica y por que su baja densidad facilita la estabilidad de los morteros durante la preparación, bombeo e inyección. Investigación experimental. Los trabajos de inyección se apoyaron en pruebas experimentales que incluyeron un análisis de la influencia de los diversos componentes de los morteros en sus propiedades físicas y mecánicas. Las primeras, las propiedades físicas definen el grado de manejabilidad o fluidez de los morteros para ser bombeados e inyectables; también permiten determinar los tiempos óptimos de mezclado y los lapsos de tiempo requeridos entre las diferentes etapas de inyección. De las segundas se analizaron las relevantes a su resistencia a la compresión así como su compresibilidad bajo condiciones de deformación unidimensional. Las mezclas ensayadas fueron: (a) tres tipos de morteros agua-cemento con: arena pómez, arena andesítica y arena pómez mas bentonita; (b) morteros de cal con arena pómez y 615


bentonita y lodos fraguantes de agua cemento y bentonita. En los ensayes se varió la dosificación de sus componentes para valorar la influencia de cada una de ellas en los siguientes parámetros: Viscosidad. Este parámetro controla la fluidez de los morteros para asegurarse que sean bombeables. Las viscosidades se midieron con el cono de Marsh con el cual se determinó que las mezclas con viscosidades superiores a 120 segundos no pueden bombearse, lo cual confirma las conclusiones de Jones (1963). También se encontró que las viscosidades óptimas se encuentran entre 60 y 80 seg. Con respecto a las mezclas que contienen bentonita, se estableció como regla práctica que el contenido máximo de ésta para obtener mezclas manejables en campo, es de 6 %. Tiempo de fraguado. Este parámetro determinado haciendo pruebas con la aguja de Vicat, permite programar los lapsos de tiempo en el cual se deben efectuar las diferentes etapas de inyección en campo. Se examinó la influencia de este parámetro en las propiedades mecánicas de las mezclas, es decir en su resistencia y compresibilidad. En particular, se analizó la influencia del contenido de cal de las mezclas que la contenían contra el tiempo de fraguado. Sangrado. Esta característica de los morteros de inyección se define como la cantidad de agua que expulsan al fraguar expresada en porcentaje como el cociente del volumen de sangrado entre el volumen inicial de mortero. El sangrado es una medida física del grado de contracción que experimenta la mezcla después de fraguar, por ello los morteros deben presentar reducciones mínimas de volumen después del fraguado.

Fig. 19.15, Correlación entre sangrado y contracción de morteros

616


Un mortero con un porcentaje de sangrado admisible es aquel, que además de tener un sangrado pequeño (menor al 10%), también tiene una viscosidad comprendida entre 60 y 80 seg. Con base en los resultados de los ensayes se encontraron correlaciones lineales entre el sangrado y la contracción volumétrica. En las gráficas de la Fig. 19.15 se ilustran estas correlaciones, para diferentes contenidos de arena. 19.4.2 Propiedades mecánicas de los morteros Resistencia a la compresión simple. Se determinó en especímenes colados en moldes de 5.6 cm de diámetro y 11 cm de altura; las muestras se curaron en ambiente húmedo y sumergidas en agua y se probaron a 7, 14 y 28 días de edad. En estos ensayes se examinó la influencia de los siguientes parámetros en la resistencia: la relación agua/ cemento, el contenido de cal o bentonita y los contenidos de arena y de cemento. En la Fig. 19.16 se ilustran algunos de los resultados que se obtuvieron expresando gráficamente la resistencia a la compresión simple en términos de las relaciones cemento/arena y cemento/agua, para morteros con diferentes componentes. Deformabilidad. Estas pruebas se realizaron en el consolidómetro para suelos, con un anillo de consolidación típico de 8 cm de diámetro y 2 cm de altura; los especimenes, después de elaborados, fueron conservados en un ambiente húmedo para no alterar su proceso de curado normal y se ensayaron cuando tenían dos semanas de edad, la resistencia de los morteros era del orden del 85% de la máxima, aplicando presiones de consolidación entre 8 y 9 kg/cm2. Los resultados de los primeros ensayes permitieron concluir que la edad de las mezclas es un factor importante que influye en los resultados obtenidos, los cuales variarán en cada caso, si la misma mezcla se prueba a 7, 14 ó 28 días después de elaborada. A partir de las curvas de deformación, presentados en escala aritmética se determina la rigidez (Km) de las mezclas, definida como el inverso del módulo de compresibilidad volumétrica mv:

Km =

1 mv

(ec. 19.27)

Estos ensayes se realizaron con la finalidad de establecer una correlación entre la resistencia de los morteros (qu) y la rigidez del mismo (Km), definida ésta última como el inverso del módulo de deformación volumétrica Elección de los morteros para inyección. El diseño de los morteros de inyección empieza con la definición de su deformabilidad y su resistencia; el primer parámetro es inversamente proporcional a su rigidez y se determina con las ecuaciones del modelo de rigidez ponderada presentado en el inciso 19.2.9; las curvas de deformabilidad obtenidas al ensayar los morteros se utilizaron como guía.

617


Con respecto a la resistencia de los morteros se deberá considerar que los que contienen cemento y cal alcanzan su máxima resistencia a los 6 meses mientras los de cemento y bentonita la alcanzan a los 28 días.

Fig. 19.16, Resistencia en función de la relación cemento/arena y cemento/agua en morteros de inyección

Como la resistencia de los morteros es función de la relación cemento/agua y cemento/arena, en la Fig. 19.17 aparece la relación entre estos tres factores y con ésta se puede realizar el diseño de los morteros más usuales, con rangos de resistencias entre 7 y 45 kg/cm2. 618


Fig. 19.17, Ensayes de compresibilidad de arcilla natural e inyectada con mortero

Conclusiones. Por sus características físicas y propiedades mecánicas, los morteros que se recomienda utilizar en la inyección de las arcillas blandas, con la finalidad de reducir su compresibilidad, pueden ser elaboradas con cemento, cal, arena pómez y cemento, bentonita y arena pómez. Los primeros tienen ventaja sobre los segundos debido a su propiedad puzolánica que les permite aceptar mayores deformaciones sin disminuir su resistencia. En cuanto a su resistencia máxima, se alcanza a edades del orden de 6 meses que en algunos casos puede ser compatible con el objetivo de reducir la compresibilidad a largo plazo. Los morteros a base de cemento, bentonita y arena pómez adquiere su resistencia máxima a 28 días de edad. 19.5

Modelo numérico de la inyección 19.5.1 Alcance

El análisis numérico de un caso en el Centro Histórico de la ciudad de México, presentado aquí a manera de ejemplo, se llevó a cabo con el programa de computadora Plaxis 6.1 (PLAXIS, 1995), el cual permitió modelar separadamente los núcleos y las láminas con rigideces variables respecto de las del suelo circundante, así como las condiciones de apoyo;

619


el asentamiento en la masa de suelo se originó mediante una sobrecarga en la superficie y como consecuencia del abatimiento del nivel freático, siendo este último el de mayor interés. Por su parte Auvinet (1998) analizó el efecto de los núcleos cilíndricos, que denominó inclusiones rígidas, sin incluir la presencia de las láminas laterales, que consideró poco eficientes. 19.5.2 Modelos analizados Modelo del suelo. Está constituido por un estrato de 38 m de espesor, 15 m de ancho, con frontera inferior fija y fronteras laterales deslizantes, Fig. 19.18; la resistencia al corte del suelo se modeló con un valor de 0.5 kg/cm2 en la superficie y el cual se incrementa linealmente con la profundidad a razón de 0.05 kg/cm2 por metro, con un módulo de rigidez constante de 10 kg/cm2 correspondiente a un módulo de compresibilidad de 0.1 cm2/kg. Modelo con núcleos de mortero flotantes. La primera parte de la modelación se realizó simulando un núcleo aislado de mortero, éste se modeló como un elemento viga con simetría radial sobre su eje (modelo axisimétrico); las dimensiones fueron 20 cm de radio y 30 m de longitud. Con esta longitud el núcleo resulta flotante en el subsuelo, Fig. 19.19. En el modelo se estableció como variable la relación entre el módulo de elasticidad del núcleo de mortero y el módulo de rigidez del suelo, En/Es; se realizaron análisis para valores de la relación paramétrica de módulos iguales a 10, 100 y 1000. En el modelo se empleó una sobrecarga superficial de 10 t/m2, del mismo orden de magnitud del abatimiento existente en la zona del Centro Histórico, Fig. 19.19. En la Fig. 19.19 se presentan los resultados obtenidos; las abscisas representan la distancia horizontal entre el centro del núcleo y cualquier punto X ubicado a lo largo de la superficie de la malla, normalizada respecto del radio del núcleo. En las ordenadas se presenta el asentamiento resultante para cada En/Es normalizado respecto del asentamiento máximo que sufriría el depósito sin el núcleo de mortero. Se observa que la reducción del asentamiento es máxima en el núcleo (X/r ≤ 2): para la relación En/Es = 10 el asentamiento total se reduce en un 4%; en la de En/Es = 100 el asentamiento se reduce en 14% y para En/Es = 1000 el asentamiento se reduce en un 34%. Asimismo, el modelo permite establecer que la influencia del núcleo cilíndrico decrece rápidamente con la distancia; a dos veces el radio del pilote, la reducción inducida es del orden de 1, 6 y 16% para las relaciones En/Es mostradas. La limitación del análisis axisimétrico en un programa bidimensional es que solo se puede analizar rigurosamente un núcleo. Modelo con láminas flotantes de mortero. La segunda modelación se realizó con elementos viga simulando láminas de mortero de 7.5 cm de espesor sin apoyarse en la capa dura; se consideró simetría sobre un eje central, con un estado de deformación plana (modelo bidimensional de deformación plana); la separación entre las láminas fue de 1.5 y 3.0 m, con una longitud de 30 m. La geometría de las láminas representa dentro del modelo el 4 y 2% del volumen inyectado, respectivamente.

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Fig. 19.18, Modelo del subsuelo analizado

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Fig. 19.19, Núcleo flotante de 40 cm de diámetro axisimétrico con sobrecargas en la superficie

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Fig. 19.20, Restricción de asentamientos debida a núcleos flotantes (sobrecarga en la superficie)

El modelo se sometió a dos condiciones de carga: la primera con una sobrecarga superficial de 10 t/m2, del mismo orden de magnitud del abatimiento piezométrico, Fig. 19.21, y la segunda se realizó aprovechando la capacidad del programa empleado para considerar un abatimiento de nivel freático dentro de la masa de suelo equivalente a 10 m de columna de agua, Fig. 19.22. Caso a. Restricción de asentamientos por sobrecarga en la superficie. En la Fig. 19.23 se presentan los resultados del modelo; en las abscisas se muestran la relación normalizada entre la distancia X/(b/2) medida desde el centro de la malla al eje de las láminas respecto de su semiespesor; en las ordenadas se presenta el asentamiento resultante para cada En/Es normalizado respecto del asentamiento máximo del depósito sin láminas. Se observa que para láminas separadas 3 m y con sobrecarga en superficie, el asentamiento que se obtiene es del 50% del total cuando En/Es = 10; para la misma separación y con En/Es = 1000 el asentamiento se reduce al 65%. Por otra parte, la Fig. 19.23 muestra que para láminas separadas 1.5 m, el asentamiento se reduce al 82% del total cuando En/Es = 10; para la misma separación y con En/Es = 1000 el asentamiento se reduce al 85%.

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Fig. 19.21, Láminas bidimensionales de 7.5 cm de espesor con sobrecarga en la superficie

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Fig. 19.22, Láminas bidimensionales de 7.5 cm de espesor con abatimiento del nivel freático

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Fig. 19.23, Restricción de asentamientos debida a láminas flotantes (sobrecarga en la superficie)

Caso b. Restricción de asentamientos por abatimiento del nivel freático. En la Fig. 19.24 se observa que en el modelo con abatimiento del nivel freático de 10 m, para láminas separadas 3 m con una relación de En/Es = 10 el asentamiento sólo se reduce en un 4%, mientras que cuando En/Es = 1000 el asentamiento se reduce en promedio del orden del 40%. Asimismo, la figura muestra que para láminas separadas 1.5 m, el asentamiento se reduce al 7% del total cuando En/Es = 10; para la misma separación y con En/Es = 1000 el asentamiento se reduce al 45 %. Comparación de los casos. Se advierte una diferencia importante, así para la sobrecarga superficial es mayor el gradiente de la pendiente de la deformación en la zona de suelo entre láminas, que la que resulta con el abatimiento del nivel freático, la cual se observa más suave. Modelo con láminas de mortero apoyadas en un estrato rígido. La tercera modelación se realizó con cuatro láminas de mortero de 7.5 cm de espesor, con separación de 1.5 m entre ellas. Las láminas se apoyaron en un estrato duro que simula la Capa Dura, Fig. 19.25. Se consideró el modelo bidimensional. La geometría de las láminas representa dentro del modelo el 4% del volumen de suelo. En el modelo se empleó un abatimiento de 10 m de columna de agua. En la Fig. 19.26, se presentan los resultados para separación entre láminas de 1.5 m y 3 m, sin apoyo (láminas flotantes) y apoyadas en la Capa Dura; en las abscisas se muestra la relación normalizada entre la distancia X/(b/2), medida desde el centro de la malla al eje de las láminas respecto de su semiespesor; en las ordenadas se presenta el asentamiento resultante respecto del asentamiento máximo para la relación de módulos En/Es = 100.

626


Fig. 19.5.7

Restricción de asentamientos debida a láminas flotantes (abatimiento del NAF)

Comparación de los modelos. Para las láminas flotantes, el asentamiento se reduce entre 22 y 30% dependiendo del porcentaje de inyección; para las apoyadas en la Capa Dura se observa en una reducción del 25 al 36% dependiendo del volumen inyectado. 19.5.3 Influencia de la rigidez de las láminas Para evaluar la disminución que se puede lograr del asentamiento debido al abatimiento del nivel freático, en la Fig. 19.27 se recopilan los resultados de las reducciones de deformación logradas con láminas apoyadas y flotantes, para las relaciones de módulos de rigidez de 10, 100 y 1000 y con porcentajes de inyección igual al 4%. Para la relación de módulos de 10, la influencia teórica es poco significativa, mientras que la eficiencia mejora notablemente para relaciones de módulos hasta de 300, con los cuales se logran reducciones de deformación del 40 %; asimismo, en esta gráfica se observa que las láminas mejoran su trabajo al estar apoyadas en la Capa Dura.

627


Fig. 19.25, Láminas bidimensionales de 7.5 cm de espesor con abatimiento del NAF apoyadas en la capa dura

628


Fig. 19.26, Restricción de asentamientos debida a láminas flotantes y apoyadas (abatimiento del NAF; En/Es = 100)

19.5.4 Conclusiones Comparando las Figs. 19.20 y 19.23 se deriva que las láminas de mortero pueden ser más eficientes que los núcleos de mortero para reducir las deformaciones. Tanto para los núcleos como para las láminas con las separaciones consideradas, el parámetro fundamental para la reducción de asentamientos es la relación de módulos En/Es. De la Fig. 19.27 se deduce tentativamente que la rigidez del mortero de las láminas incrementa la capacidad de reducir las deformaciones del suelo; con relaciones de módulos hasta del orden de 300 y que morteros más rígidos parecen innecesarios. Esta conclusión teórica coincide razonablemente con el concepto de rigidez ponderada que se describe en el inciso 19.2.9. El programa Plaxis es una poderosa herramienta para el análisis numérico, sin embargo carece de la capacidad de simular la presencia conjunta de núcleos y láminas en la masa de suelo, por lo que la suma de sus efectos no puede ser por ahora demostrada teóricamente y queda a la espera de estudios posteriores con técnicas de análisis tridimensional de esfuerzos. Aunque este análisis no es concluyente, permite inferir que las láminas de mortero pueden reducir hasta el 40 % del hundimiento y que los núcleos, como lo demostró Auvinet, pueden conducir a reducir significativamente los hundimientos diferenciales; se puede entonces imaginar que el conjunto de láminas y morteros tengan mayor potencialidad para mejorar el 629


comportamiento de subsuelos blandos para conseguir que sus hundimientos sean más uniformes.

Fig. 19.27, Efecto de la rigidez de las láminas en la restricción de asentamientos (abatimiento del NAF)

Las limitaciones de estas herramientas teóricas orillaron a reconocer que únicamente casos de inyección experimental seguidos con el Método Observacional son la única manera de demostrar la eficiencia conjunta de láminas y núcleos en la reducción de la deformabilidad del subsuelo. 19.6

Experiencias en casos 19.6.1 Palacio de las Bellas Artes

Antecedentes. El Teatro Nacional diseñado por Adamo Boari, actual Palacio de las Bellas Artes, desde el inicio de su construcción en 1904 se advirtió que se hundía; se sabe que construida la plataforma de cimentación, se asentó diferencialmente 7.3 cm. Para el año de 1907 estaba casi concluida la estructura metálica, las mediciones mostraron que ya tenía inclinación al Poniente, “lo que hizo necesario reforzar los cimientos de ese lado”. Boari dió la siguiente explicación: "En ese año la plataforma se inclinó hacia el Suroeste; algunos meses después varió la inclinación hacia el Noroeste y desde entonces sigue esa dirección".

630


1ª Campaña de inyección de 1910. El problema de los asentamientos del Teatro hizo crisis a finales de 1908, por ello a partir de ese año las mediciones topográficas fueron más meticulosas; el hundimiento diferencial medido durante 1909 alcanzó la alarmante cifra de 27.2 cm/año entre las esquinas Sureste y Noroeste. En septiembre de 1910 se inician las inyecciones en el lado Oriente de la plataforma. Primero se intentó con una lechada simple de cemento Pórtland; después, para retardar el fraguado inicial se decidió agregar cal. La dosificación fue 100 kg de cemento, 20 litros de cal grasa 150 litros de agua, se inyectó con un tubo de acero en punta de 9 m de largo y 2 1/2 pulgadas de diámetro, que se ilustra en la Fig. 19.21 elaborada por Boari.

Fig. 19.21, Dibujo original de Adamo Boari elaborado en junio de 1915

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El tubo de inyección se hincaba con un martillo de 300 kg de peso hasta 9.5 m de profundidad y se iba subiendo hasta los 5 m, introduciendo la lechada. El tanque mezclador de la lechada tenía 0.7 m de diámetro y 1.2 m de altura, la operación se efectuaba con una manivela manual con paletas de madera. La presión de penetración (algo mayor de 2 kg/cm2), se inducía colocando el tanque en la azotea del edificio. Esa campaña de inyección se completó en septiembre de 1911, el volumen inyectado se anota más adelante. 2ª Campaña de inyección de 1912. Se llevó a cabo entre mayo y agosto de 1912, esta vez los puntos tratados se ubicaron en ambos lados oriente y poniente, se utilizaron 908 t de cemento. En cuanto a la evolución de la construcción del Teatro, a partir de 1912 y hasta 1916 casi no progresa por problemas políticos, pero afortunadamente se siguieron las nivelaciones topográficas. 3ª Campaña de inyección de 1913. Entre julio y agosto se hicieron las últimas inyecciones, posiblemente se utilizaron 616 t de cemento. Comentarios sobre estas inyecciones. El total de cemento inyectado hasta 1913 fue de 2,475 t y 535 m3 de lechada de cal grasa (Barocio y Alvarez 1921), posiblemente se usaron 3712 m3 de agua, lo cual implica que el volumen de lechada de cal fuera 21.6 l/m3, en vez de los 20 proyectados. En la Fig. 19.29 se define que el total de sacos de cemento fue de 60,649 unidades, es decir, 3,032 t de cemento, valor que supera en 457 t al consignado en los informes.

Fig. 19.29, Campañas de inyección 1910, 12 y 13

632


La distribución de las inyecciones realizada en los años 1910 a 13 se aclara en la Fig. 19.30, copiada de una original de Boari de abril de 1911, en donde se advierte que hubo 48 puntos de inyección, lo cual difiere de los 39 que se cita en varios de los documentos.

Fig. 19.30, Campañas de inyección 1924-25

Inyección experimental de 1921. Los ingenieros Alberto Barocio y Luis Alvarez Varela elaboraron un excelente informe técnico, que empieza por una revisión de los efectos de las primeras inyecciones con cemento desleído, del cual obtuvieron muestras con un tubo dentado (Barocio y Alvarez 1921). La dosificación de la mezcla experimental inyectada al subsuelo fue 100 l de arena de las minas de Tacubaya, menor de la malla Nº 20, 50 l de arcilla de "lama de río", 50 l de pasta de cal grasa apagada y 75 l de agua. Realizaron pruebas de inyección en dos sitios, del lado Oriente y del Poniente, empleando los inyectores Canniff; desgraciadamente, no describen su funcionamiento. Fueron colocados a percusión entre 3.5 a 12 m de profundidad, se aplicaron presiones de hasta 120 lb/pulg2; llama la atención que, para demostrar la influencia del trabajo, recurrieron a hacer pruebas de penetración dinámica hincando pilotes de madera con una masa de 669 kg, con altura de caída de 3 m. Su análisis de esfuerzos los lleva a concluir que las cargas generan asentamientos en la "capa líquida de 12 m de espesor”; de sus pruebas de laboratorio deducen que es indispensable inyectar 3802 m3 para "consolidar" cada metro superficial. La superficie la

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dividen en dos partes: la comprendida entre la ataguía y la plataforma del cimiento, con ancho medio de 3 m, la estiman en 5127 m2 y la faja perimetral, externa a la ataguía, de 10 m de ancho, la estiman en 9224 m2 (con las dimensiones del entorno no se confirman estos valores). En cuanto a la dosificación de la lechada que proponen se utilice, mantienen los 100 kg de arena, los 50 l de arcilla, para la cal proponen 50 l en polvo, sobre el agua no dan ninguna indicación. 4ª Campaña de inyección de 1924-25. En la Fig. 19.30 se consignan las fechas y volúmenes de inyección en la banda externa de la ataguía de 10 m de ancho; esta campaña de inyección se efectuó del 14 de mayo de 1924 al 5 de junio de 1925; se inyectó un total de 3499 m3 de mortero. El proceso se inició por el lado oriente inyectándose 1561 m3 en una secuencia, en cambio en el lado poniente se inyectó cada punto en dos ocasiones. El volumen introducido en ese lado fue de 1938 m3, la información disponible no precisa la dosificación de la lechada empleada, aunque precisa que se utilizó cemento en vez de la cal propuesta por Barocio-Alvarez. Inyección interior a la ataguía. Hasta ahora no se ha localizado información sobre los puntos de inyección ni del volumen introducido en la banda interna; considerando que conservaran la misma relación de las áreas exterior e interior, el volumen de mortero pudo ser del orden de 1900 m3. Características de los morteros. Se hizo una reproducción aproximada de los morteros utilizados para inferir sus parámetros significativos, sus resistencias a la compresión simple fueron de 25 y 60 kg/cm2 para los morteros de cemento-cal y de cal-arcilla-arena respectivamente. En cuanto a las sangrías, fueron de 5.6 y 10% respectivamente. Volumen total inyectado. Es interesante revisar el volumen de mortero inyectado para modificar el comportamiento del subsuelo, considerando que penetró bajo toda la plataforma, para incrementar el espesor y reforzar la resistencia de la capa dura superficial. En la Fig. 19.6.2 se anotan los números de sacos de cemento empleados en las inyección entre 1910 y 1913 y los volúmenes de morteros deducidos y en la Fig. 19.30 los volúmenes de morteros inyectados entre 1914 a 25 (todos estos valores están consignados en el Archivos de la Nación); el único valor supuesto es el del mortero inyectado en la banda interior de la tablestaca. Las áreas de suelo tratado son: bajo la plataforma 7450 m2, a la banda interior de 3 m corresponden unos 2760 m2 y unos 3690 m2 a la exterior de 10 m de ancho, lo cual define que el área de suelo inyectado es de 13,900 m2, valor menor al calculado por Barocio. Con estas áreas el volumen de suelo hasta 12 m de profundidad es de 166,800 m3. La relación del volumen inyectado, corregido por la pérdida de volumen del mortero (sangría), al volumen de suelo modificado es del orden de 5.6%. Este aspecto deberá ser investigado para definir el porcentaje óptimo de mortero que modifica el comportamiento de los suelo del Valle de México. En cuanto al peso del mortero inyectado con relación al del edificio de 87,450 t, resulta del 15% de la magnitud de la masa de suelo, que indudablemente generó algún incremento en los hundimientos, considerando que se incrementaron los esfuerzos aplicados en 0.8 t/m2.

634


Comportamiento logrado. En la Fig. 19.31 se muestran los hundimientos hasta 1925, así como las fechas en que se realizaron las campañas de inyección. Desafortunadamente, la información de los años de 1925 a 1930 no se ha localizado, fechas en que se incrementaran nuevamente las cargas que se aplican al suelo. En esa figura se destaca que en 1909 la columna Suroriente Nº 14 tenía la menor velocidad de hundimiento, de 15.7 cm/año, mientras que la Norponiente Nº 191 lo hacía a 42.9 cm/año, el diferencial de 27.2 cm/año causó la alarma que motivó la decisión de inyectar el subsuelo del Teatro.

Fig. 19.31, Evolución de los asentamientos del Teatro Nacional

En el comportamiento observado en la Fig. 19.31, se advierte que la evolución de los hundimientos se modificó a consecuencia de las inyecciones, porque las columnas del lado poniente del Teatro dejaron de hundirse a mayor velocidad que las del lado oriente; la más notable es la columna Nº 13 que siendo de gran velocidad inicial se uniformiza con las demás. Se puede decir que esta figura demuestra que la inyección del subsuelo, aunque no detuvo el hundimiento, indujo uniformidad en los asentamientos. En esos años este logro fue incomprendido por ingenieros y arquitectos, pero hoy lo podemos juzgar como un logro notable. 19.6.2 Un edificio en la orilla del lago Antecedentes. Se trata de un edificio de la UNAM ubicado en la ladera Sur del Peñón del Marqués, volcán que emerge al oriente de la Ciudad de México; este edificio de dos pisos con largo de 44.2 m y ancho de 7.2 m sufrió un proceso de hundimiento diferencial, acumulando en algo menos de 20 años un asentamiento diferencial de 101 cm como se ilustra en la Fig. 635


19.32.a; su desplome en el eje corto era de 4.2% y en el largo de 1.8%, valores tan altos que se había tomado la decisión de demolerlo. Sin embargo, el Dr. Fernando López Carmona propuso tomarlo como un proyecto experimental que empezó por devolverlo a la vertical. Mediante la subexcavación de su cimentación, se corrigió hasta dejarlo en la condición de la Fig. 19.32.b. Después se procedió a inyectar su subsuelo para demostrar la validez de la inyección del subsuelo.

Fig. 19.32, Desplomes corrección geométrica y estratigrafía

636


Fig. 19.33.a, Ubicación de los núcleos reductores de deformación

Fig. 19.33.b, Endurecimiento del suelo con núcleos de mortero de inyección

637


Fig. 19.34, Hundimientos en la FES Zaragoza antes y después de la inyección de morteros (1720 días transcurridos)

Problemática general. La FES Zaragoza se encuentra en una zona de transición abrupta localizada en las faldas del Cerro del Peñón y la zona del lago, donde los espesores de los suelos blandos varían en cortas distancias, como se ilustra en la Fig. 19.32c, lo que ocasiona que se desarrolle un proceso continuo y gradual de hundimiento regional diferencial, producto del abatimiento piezométrico inducido por el bombeo profundo para el suministro de agua potable. Inyección del subsuelo. En la Fig. 19.33a y b se ilustra de manera esquemática los puntos de localización de los núcleos de inyección y la posición teórica de las láminas de mortero inyectado. Comportamiento anterior. Se tomó a la esquina A-2 como la referencia de velocidad de hundimiento cero, ya que era la de menor velocidad; en la Fig. 19.34 con líneas discontinuas se precisan las velocidades de hundimiento diferencial de las tres esquinas, se advierte que la Suroriente M-1 lo hacía con mayor rapidez, se hundía a 4.8 cm/año y la Surponiente A-1 lo hacía con 1.4 cm/año. Comportamiento logrado. En la misma Fig. 19.34 se anotan las curvas de hundimiento determinadas respecto a la esquina A-2; después de la inyección y posterior a que las

638


láminas alcanzaran su rigidez y se hubieran ajustado, la esquina M-1 redujo su velocidad de hundimiento a 0.87 cm/año; por su parte la esquina A-1 ahora se hunde a 0.65 cm/año. Conclusión. La reducción alcanzada con la inyección aplicada es del 54 al 82%, está pendiente decidir otra etapa de inyección. En cualquier caso este ejemplo demuestra la notable capacidad de reducir la velocidad de los hundimientos diferenciales que tiene la inyección de morteros. 19.6.3 Catedral Metropolitana y Sagrario Objetivos. La suma de los hundimientos diferenciales de la Catedral y del Sagrario y los futuros que les inducirá el abatimiento de la presión del agua del subsuelo, originada por el bombeo profundo, eran suficientes para dejar a esos templos en condiciones de riesgo ante un sismo y por ello justificaron practicar la Corrección Geométrica de esos templos para reducir el asentamiento diferencial acumulado que se ilustra con las configuraciones de 1907 y 1989 de la Fig. 19.35 del. El propósito fue darles la capacidad para soportar los hundimientos diferenciales futuros; así, entre junio de 1998 y septiembre de 1999, se indujo una corrección del hundimiento diferencial de 92 cm, mediante el proceso de subexcavación y el efecto del bombeo local. Esa corrección se redujo a 88 cm al suspender esas actividades el hundimiento regional comenzó a ejercer nuevamente su influencia nociva.

Fig. 19.35, Configuraciones topográficas en 1907 y 1989

Posteriormente, por la importancia de este monumento, se decidió identificar un tratamiento del subsuelo capaz de reducir la velocidad de los futuros hundimientos diferenciales; después de analizar diversas técnicas, la única que resultó factible de aplicar fue la inyección de morteros para el endurecimiento de las arcillas blandas en las orillas de los templos, donde se encuentran los suelos más blandos. 639


Fig. 19.36, Inyección del subsuelo de Catedral, Etapa 1ª, sep 98 a sep 99, Etapa 2ª, mayo a julio 2000

Se empezó por verificar la funcionalidad de la inyección en una zona experimental ubicada en el atrio, a un lado de la torre Poniente. El tratamiento se realizó entre noviembre de 1997 y enero de 1998 inyectándose en la Formación Arcillosa Superior 179.5 m3 de mortero en 18 núcleos. El beneficio de esa inyección se comprobó con las mediciones de una plomada electrónica de precisión de 1/34,000 instalada en la torre, las cuales indicaron una ligera reducción de la velocidad de inclinación y por ello de los hundimientos, con esa prueba se decidió proceder a la inyección. El reto fue complejo, porque las áreas son enormes. La Catedral cubre 9000 m2 incluyendo el pedraplén de su cimentación que sobresale en promedio 5.5 m del perímetro de los muros. El Sagrario ocupa 3000 m2 y el Museo 800 m2, lo que da un total de 12 800 m2. 640


Endurecimiento del subsuelo de la Catedral y Sagrario. En la Fig. 19.36 se muestran las áreas donde resultó necesario endurecer la Formación Arcillosa Superior. En la Catedral fue de 5348 m2, en el Sagrario de 1000 m2 y en el Museo de 785 m2, el total fue de 7 133 m2. En esta figura se observa que los porcentajes de inyección varían de 1 a 7% en la Catedral y de 1 a 5% en Sagrario. La inyección se realizó mediante 585 núcleos de mortero deformable con sus respectivas familias de láminas laterales, 421 se ubicaron en la Catedral, 111 en el Sagrario y 53 en el Museo. El mortero de inyección adoptado para reducir la compresibilidad del subsuelo de la Catedral está dosificado a base de cemento, bentonita y arena pómez con una resistencia a la compresión simple a 28 días de 44 kg/cm2 y con módulo de compresibilidad volumétrica, mvm de 0.004 cm2/kg. El volumen total de mortero inyectado fue de 5189 m3. Las perforaciones necesarias para realizar la inyección implicaron atravesar los espesores del pedraplén, de los rellenos arqueológicos y de la costra superficial, para después profundizar en las arcillas de la Formación Arcillosa Superior hasta encontrar la Capa Dura; esas perforaciones se practicaron desde la superficie en los atrios y desde sótanos y criptas. En cuanto a las técnicas de perforación e inyección, se aplicaron las más adecuadas a las condiciones que imponen las estructuras y su subsuelo. En la Fig. 19.37 se muestra un núcleo y sus láminas laterales y también un esquema de una familia de láminas con sus núcleos laterales.

Fig. 19.37, Estructura de mortero con la geometría TGC

641


Nivelaciones topográficas. Se llevan a cabo con nivel de precisión en los 337 puntos de control distribuidos en toda el área del monumento; en la Catedral y Sagrario se nivelaron los plintos de las columnas, las pilastras o muros de las capillas y también los muros exteriores. En las nivelaciones siempre se hace coincidir la curva cero con la referencia histórica punto C-3 localizado en el Ábside ubicado al costado poniente del Altar Mayor, obteniendo así movimientos diferenciales con respecto a este punto. Todas se refieren al banco de nivel profundo instalado 100.4 m bajo la superficie, BNP-100; por ello, los movimientos registrados son la combinación de los provocados por el hundimiento regional y los inducidos por las acciones antes mencionadas. Efectividad de la inyección. Se puede evaluar este efecto comparando las configuraciones topográficas de los hundimientos anuales efectuadas en la Catedral y Sagrario antes de la intervención de la subexcavación en 1989 y como lo hacen después de las inyecciones, para comprobar el efecto uniformador de los hundimientos que induce la inyección del subsuelo. a)

Antes de la inyección. En la Fig. 19.38a se presenta una imagen del comportamiento inicial, mediante la configuración anualizada de velocidades de hundimiento deducida con nivelaciones de precisión entre el 7 de enero de 1991 y el 2 de septiembre de ese año. Se aprecia que la parte central de la Catedral emergía con respecto a su esquina nororiente, a razón de 16 mm/año y que la Torre Poniente se asentaba diferencialmente a razón de 12 mm/año. Por su parte el Sagrario presentaba una velocidad máxima de hundimiento en su esquina suroriente de 20 mm/año, con respecto a su punto más alto.

b)

Después de la inyección. El primer indicador del beneficio de la inyección es que se ha mantenido el diferencial máximo de hundimiento de 88 cm desde septiembre de 1999 hasta julio de 2002. En cuanto a los diferenciales de hundimiento acumulados durante un año, entre el 10 de septiembre de 2001 y el 9 de septiembre de 2002 se presentan en la Fig. 19.38b. Del análisis de esta figura se deduce que la zona central de la Catedral también emerge con respecto a su perímetro pero ahora lo hace con una velocidad máxima de hundimiento, que se presenta en la esquina nororiente, de 5 mm/año y en el surponiente con 2.5 mm/año. El diferencial máximo de velocidades de hundimiento para este periodo es de 9.mm/año, entre la zona del crucero y la esquina nororiente de la Catedral.

Conclusión. De la comparación de las Figs. 19.37a y 19.37b, se puede decir que la inyección de morteros en el subsuelo ha modificado el patrón de velocidades de hundimiento y que el cambio ha sido benéfico para las estructuras ya que se logró que dicha velocidad disminuyera hasta en un 70% en la esquina Nororiente y en 85% en la esquina Surponiente. Por otro lado, el diferencial máximo entre el centro y la esquina nororiente de la Catedral bajó de 19 a 7mm/año lo que equivale a una disminución del 73%. En el Sagrario se aprecia que los efectos benéficos de la inyección son aún más notorios ya que de los 16 mm/año que presentaba la esquina suroriente en 1991, pasó a 8 mm/año en este año lo cual equivale a una reducción del 50%.

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Fig. 19.38, Comparación de velocidades de Hundimiento anual


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Reconocimientos En la elaboración de este trabajo se aprovecharon las entusiastas colaboraciones de los ingenieros Óscar Cuanalo, Alejandro González, Rocío Bailón, Julio Hernández, Gerardo Miranda, Ernesto Holguín, José A. Segovia, David Calderón, René Contreras, Ricardo Martínez y del historiador Xavier Guzmán. Los dibujos los realizaron Rubén Torres, Luis Miguel Zúñiga y Luis Carlos Sánchez. Finalmente, Lourdes Cervantes y Cristina Aldama transcribieron varios de los escritos. Referencias Auvinet, G. (1998) “Criterios para el uso de inyecciones de consolidación en suelos blandos”, Informe del Instituto de Ingeniería UNAM a la CNCA. Ayres, D.J. (1992) “Hydrofracture Grouting of Landslips in Cohesive Soils”, Proc. Conf. on Grouting, in Ground, Edit Thomas Telford, London. Bally, R.J. and Nicola, G. (2001) “Soil reinforcement by fracture grouting using self hardening fluids”. Proc. XV Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Engng. Estambul. Barocio, A. y L. Alvarez Varela. (1921) “Experiencias y Estudios Verificados para Formular el Proyecto de Consolidación del Subsuelo del Teatro Nacional”. Revista Ingeniería. 1er año, Tomo I, No 5. Jun 1921. También en el Expediente 522/293, Fojas 114-133. Bell, A.C. (1992) “Grouting in the Ground”. Londres, Thomas Telford Pub. Bruce, D.A. (1992) “Trends and Develpments in American Grouting Practice”, Proc. Conf. on Grouting in Ground, Londres,Edit, Thomas Telford. Cambefort, H. (1964) “Inyection des sols, principes et méthodes”, Paris:Editions Eyrolles. De, P.K. (2001) “Ground improvement by grouting”. Proc. XV Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Engng., Estambul. Drooff. E.R., P.D. Tavares y J. Forbes. (1995) “Soil fracture grouting to remediate settlement due to soft ground tunneling”. RETC Proceedings. Echeverri, G. (1996) “Modelo constitutivo para un suelo con endurecimiento por deformación”, Tesis de Maestría, México, Fac. de Ing. UNAM, Div. de Estudios de Posgrado. Gallavresi, F. (1992) “Grouting Improvement of Foundation Soils”, Proc. ASCE Conf., Grouting in Geotechnical Engineering, Nueva Orleans. Hill, R. F. (1936) “The mathematical theory of plasticity”, Cambridge University Press. Iagolnitzer, Y et al. (1996) “La Pratique de L'injection solide”. Revue Francaise de Géotechnique Nº 75, 2º Trimestre.

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646

20 Abatimiento del nivel freático para la construcción Roberto Anzaldúa

20.1

Introducción

La construcción de edificios con uno o más sótanos o de cuartos de máquinas o de otras obras subterráneas, eventualmente incluye excavaciones bajo el nivel de aguas freáticas; estas excavaciones requieren el abatimiento de ese nivel por debajo del de desplante para prevenir la erosión o la falla de los taludes o para disminuir la presión sobre elementos de soporte provisionales, y también para asegurar condiciones de trabajo en seco, que permitan eficiencia y rapidez durante la construcción. En algunos casos puede requerirse excavar en sitios en donde existe un estrato permeable bajo otro estrato prácticamente impermeable; en esos casos, si no se alivia la presión excesiva, puede presentarse la falla de fondo por subpresión. El abatimiento del nivel freático también puede ser utilizado para incrementar la presión efectiva del suelo, disminuyendo la expansión que se presentará por descarga durante la excavación, lo que puede resultar muy importante en sitios como la zona de Lago de la ciudad de México. El agua del suelo debe manejarse por medio de un sistema de bombeo adecuado al tamaño y profundidad de la excavación, a las condiciones geológicas del sitio y a la secuencia estratigráfica de cada lugar. En este capítulo se describen los principales aspectos relacionados con el abatimiento del nivel freático, como parte del procedimiento constructivo. Primero se presentan aspectos teóricos relacionados con el tema; posteriormente se describen aspectos prácticos, como ayuda para determinar el sistema de bombeo adecuado y su diseño; finalmente, se detallan casos prácticos que incluyen las condiciones extremas de abatimiento del nivel freático en arenas limpias y el manejo del agua en un sitio donde predominan los estratos arcillosos. 20.2

Flujo de agua en suelos 20.2.1 Ecuación de flujo establecido

La permeabilidad representa la rapidez con la que el agua se mueve a través del suelo bajo gradiente hidráulico unitario. Es así cómo dependiendo de la permeabilidad puede requerirse bombear un volumen importante de agua en suelos muy permeables como gravas y arenas, o un volumen de agua mínimo en suelos poco permeables como las arcillas.

647


La descarga de agua por unidad de área puede expresarse como:

v=

Q A

(ec. 20.1)

donde Q es el volumen de agua por unidad de tiempo, A es el área de la sección transversal al flujo y ν es una velocidad virtual del agua en los conductos capilares del suelo. Si se define a n como la porosidad del suelo, el área de poros resulta:

Ap= n A Y se puede establecer la velocidad de poros νp como sigue: νp Ap = ν A Por lo tanto: νp =

v n

En suelos granulares, el valor de n varía de 0.3 a 0.5, por lo que νp > v. El valor de νp representa una velocidad media en los poros. Para flujo laminar, de acuerdo con la ley de Darcy, se tiene (Fig. 20.1) ν= k i

(ec. 20.2)

Donde k se define como el coeficiente de permeabilidad e i es el gradiente hidráulico que corresponde a la pérdida de carga por unidad de longitud en el trayecto del flujo de agua; es decir:

i =

∂h ∂l

(ec. 20.3)

El coeficiente de permeabilidad también puede definirse como:

k =

Yw K η

Donde K es la permeabilidad específica, que depende de la forma y tamaño de los granos y de la porosidad. El símbolo η representa la viscosidad del agua, que es función de la temperatura. Para fines prácticos se considera constante, ya que para 20ºC se tiene η= 10.3 x 10-6 seg/cm2, valor para el que normalmente se define el valor de k en laboratorio.

648

Abatimiento del nivel freático para la construcción

Fig. 20.1, Representación esquemática de la ley de Darcy

Si se considera un elemento infinitesimal de la masa del suelo sujeto a filtración, entonces la velocidad de agua que entra y que sale del elemento puede representarse vectorialmente como se indica en la Fig.20.2; sin embargo, si no se tiene pérdida de agua, por continuidad del flujo el gasto del agua que entra por los lados ab y ac debe ser igual a la que sale por los lados bd y cd.

Fig. 20.2, Flujo de agua a través de un elemento de suelo

649


Así puede establecerse la condición de continuidad del flujo bidimensional (esto es, qz = 0):

∂k x ∂k y = =0 ∂x ∂y

(permeabilidad constante)

El incremento de gasto ∆q en las direcciones x e y se expresa como: ∆q = ∆qx + ∆qy = ( k x

∂ 2ψ ∂ 2ψ + k )dx dy dz y ∂x2 ∂y 2

donde kx, ky dx, dy, dz

coeficiente de permeabilidad en las direcciones x e y, respectivamente lados de un elemento diferencial

En términos de la relación de vacíos y el grado de saturación, el incremento del gasto de un elemento diferencial respecto del tiempo resulta: ∆q =

∂Vw dx dy dz ∂ (S r e ) = ∂t 1+ e ∂t

(ec. 20.4)

Para flujo establecido, la relación de vacíos, e, y el grado de saturación, Sr, permanecen constantes y la ecuación se simplifica en:

∂2ψ ∂2ψ kx +ky =0 ∂x 2 ∂y 2

(ec. 20.5)

El flujo de agua en un caso particular está gobernado por la ecuación (ec. 20.4), que con el tiempo tenderá a las condiciones de flujo establecido dadas por la ecuación (ec. 20.5). 20.2.2 Permeabilidades de diferentes suelos Para efectos de comparación, en la tabla 20.1 (Powers, 1981) se presentan los valores típicos del coeficiente de permeabilidad tanto de suelos granulares, como de suelos finos y de mezclas de éstos. Sin embargo, debe tenerse en cuenta que la mayoría de los depósitos de suelo presentan cierta estratificación con capas de mayor o menor permeabilidad, en general con una orientación prácticamente horizontal. Por tanto, se puede esperar en los suelos un comportamiento anisotrópico, en los que la permeabilidad en sentido horizontal es sensiblemente mayor que en el vertical. La anisotropía del suelo resulta determinante en problemas de abatimiento del nivel freático, lo cual debe considerarse en los estudios y pruebas que se realicen para evitar cometer errores serios.

650


Tabla 20.1, Coeficientes de permeabilidad típicos Suelo Grava uniforme (GP) Grava bien graduada (GW) Arena uniforme (SP) Arena bien graduada (SW) Arena limosa (SM) Arena arcillosa (SC) Limo (ML) Arcilla (CL) Arcillas coloidales (CH, OH)

k, cm/s 0.2 a 1 ó más 5 x 10-2 a 0.3 5 x 10-3 a 0.2 10-3 a 0.1 10-3 a 5 x 10-3 10-4 a 10-3 5 x 10-5 a 10-4 10-6 a 10-8 10-8 a 10-10

20.2.3 Redes de flujo El ingeniero de cimentaciones debe conocer las condiciones de la presión del agua en el suelo para un proyecto particular y definir las zonas en donde es previsible que ocurran fuerzas de filtración significativas. Con objeto de resolver el problema analíticamente, es necesario conocer la posición de las líneas de filtración y la variación del potencial hidráulico que se presenta en el agua que fluye siguiendo esas líneas de corriente. Para los problemas que puedan resolverse considerando el flujo como bidimensional, es posible obtener una solución razonable para fines prácticos, que proporciona resultados satisfactorios (Cedergren, 1968). Si se consideran dos líneas de corriente que limitan un canal de flujo en el sistema, se puede establecer que la descarga en ese conducto es constante. Asumiendo que el problema en estudio se reduce a dos dimensiones, entonces las líneas de corriente pueden ser representadas por la siguiente ecuación general:

Φ = f 1 ( x, y )

(ec. 20.6)

Donde x e y son las coordenadas de referencia; se obtiene una curva para cada valor determinado de Φ, que representa una línea de flujo. Por otra parte, una superficie equipotencial es una superficie de igual nivel piezométrico que puede definirse por medio de:

ψ =h+ z

(ec. 20.7)

donde z representa la altura del punto sobre el plano de referencia horizontal y h es la carga piezométrica para ese punto respecto de la superficie equipotencial. Entonces, a lo largo de la línea equipotencial el valor de Ψ es constante, es decir, el lugar geométrico de los puntos de igual nivel piezométrico representa una línea equipotencial. La ecuación de la familia de líneas equipotenciales puede representarse con la siguiente ecuación:

ψ = f 2 ( x, y )

(ec. 20.8)

en la cual, para cada valor constante de Ψ, se obtiene una curva que representa a una línea equipotencial para la sección transversal considerada.

651


El sistema formado por la familia de las líneas de flujo y la correspondiente a líneas equipotenciales, define dos familias que son conocidas como red de flujo; para cada caso particular, de acuerdo con las características de frontera del dominio del flujo y según la geometría específica, se tiene una solución también particular. Suelo isótropo. También puede demostrarse por consideraciones físicas y matemáticas que

las funciones f1 y f2 resultan ortogonales entre sí, es decir, la familia de líneas de flujo resulta perpendicular respecto de la familia de líneas de igual nivel piezométrico; esto resulta válido sólo cuando las ecuaciones de Laplace se cumplen por dichas funciones y la masa de suelo es isótropa. De acuerdo con lo arriba mencionado, la solución a problemas de flujo en dos direcciones, se reduce a encontrar dos funciones, Φ y Ψ, que satisfagan en forma simultánea las ecuaciones de Laplace y las condiciones de frontera particulares para el caso en estudio. Para fines prácticos se puede evitar el uso de teorías complicadas en la solución de las ecuaciones diferenciales resultantes, empleando un método gráfico que normalmente proporciona suficiente aproximación. Considérese la Fig. 20.3, en la que se muestra una familia de líneas de flujo perpendiculares a líneas equipotenciales en un suelo isótropo; en la red de flujo la caída de carga piezométrica ∆ h es constante; entre dos canales de flujo y dos líneas equipotenciales se define cada pareja de líneas de flujo, entre las cuales se presenta un mismo gasto. Una red de flujo como la mostrada en la Fig. 20.3 y trazada según lo indicado en el párrafo anterior resulta formada por rectángulos curvilíneos. La magnitud de la descarga para cada uno de los canales resulta:

Fig. 20.3, Red de flujo de agua

652


∆q = k

∆h ∆h ∆h S1 = k S 2 ..... = k Sn l1 l2 ln

(ec. 20.9)

Por lo tanto, al ser ∆ q y ∆ h constantes, se tiene:

S S1 S 2 = .... = n l1 l2 ln

(ec. 20.10)

Para facilitar el trazo de las redes de flujo se considera S n/ l n =1, por lo que en ellas se forman cuadrados curvilíneos. Entonces, al satisfacerse también las condiciones de frontera de un problema determinado, se obtiene una solución para el flujo en condiciones hidrodinámicas particulares del caso en análisis. Debe tomarse en cuenta que se han planteado las siguientes hipótesis: 1) 2) 3) 4) 5)

El suelo es homogéneo e isótropo y el flujo cumple con la Ley de Darcy. Las líneas de flujo y las que representan iguales niveles piezométricos son perpendiculares entre sí. Los canales de flujo resultan con un mismo gasto:∆ q = k∆h, donde ∆h es la caída de carga entre dos líneas equipotenciales consecutivas. La caída de potencial ∆h es uniforme El valor de ∆h resulta igual a la caída de potencial total, dividida entre el número de caídas equipotenciales:

∆h = 6)

Ht Np

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

Q = ∆q N f Una vez trazada la red de flujo, es posible determinar en cada punto, las siguientes propiedades: La presión hidráulica: u = γw h El gradiente hidráulico: i = (Hi/ l ) Np La velocidad (Darcy) de la corriente en el conducto: ν = k(Hi/ l ) Np

El gasto:

Q = k Ht

Nf Np

653


El coeficiente Nf /Np define el valor característico de la red de flujo; para cada problema particular se deberá obtener uno y sólo uno de estos cocientes:

Rc =

Nf Np

(ec. 20.11)

En la Fig. 20.4 se presenta un ejemplo de aplicación que corresponde a una excavación limitada por dos tablestacas impermeables (Zeevaert, 1983); en este caso, el perímetro de las tablestacas define una línea de frontera del flujo y la base impermeable otra frontera. Los planos horizontales hacia cada una de las tablestacas corresponden a líneas equipotenciales. Como se muestra en la figura, para la red de flujo obtenida, corresponden 8 canales de corriente y 9 caídas de potencial.

Fig. 20.4, Red de flujo para una excavación limitada por tablestacas impermeables

Considerando para el suelo un coeficiente de permeabilidad k = 10-3 cm/s, el gasto por metro líneal resulta de:

Q = k H t Rc Q = 53 cm3/s/m También se puede obtener de la Fig. 20.4 la presión hidráulica en cada punto de la tablestaca, así como la subpresión en el plano ab, determinada por las líneas equipotenciales utilizando la expresión:

ψ = h+z Misma que se utiliza para determinar la posible existencia de una falla de fondo por subpresión.

654

Abatimiento del nivel freático para la construcción Suelo estratificado. El caso correspondiente a suelos estratificados está representado por la

ecuación (ec. 20.5), donde kx y ky son los coeficientes de permeabilidad medios del suelo, en las direcciones horizontal y vertical, respectivamente. Para resolver los problemas de flujo en este tipo de suelos por el método gráfico, se efectúa una transformación lineal de uno de los ejes coordenados. La escala de transformación λ =

λ=

xt está dada por: x

ky kx

El procedimiento para trazar la red de flujo es simple. Únicamente es necesario reducir la geometría, multiplicando todas las dimensiones horizontales por λ y trazar la red de flujo en la nueva geometría; la geometría real de dicha red se determina en el sistema coordenado normal multiplicando todas las abscisas del sistema transformado por 1/λ, en la que las líneas de flujo ya no son ortogonales a las equipotenciales. El valor característico Rc de la red de flujo permanece igual en los dos sistemas ya que las ordenadas no cambian. La presión hidráulica no cambia, para puntos correspondientes, de un sistema a otro; sin embargo, el gradiente hidráulico debe obtenerse en el sistema real, en el que las hipótesis enunciadas a continuación también sean válidas. 1) 2)

La caída entre líneas equipotenciales permanece constante Todos los canales de flujo tienen el mismo gasto

Por otra parte, en suelos estatificados en que la permeabilidad no cambia de un estrato a otro en forma significativa, es posible hallar un coeficiente de permeabilidad promedio, tanto en la dirección horizontal como en la vertical. Llamando k1, k2, k3,…, kn al coeficiente de permeabilidad (horizontal o vertical) y dl, d2, d3,…, dn al espesor de los diferentes estratos, se llega a las siguientes expresiones (Zeevaert, 1983) de los coeficientes de permeabilidad medios:

∑k d = ∑d n

kz

i

1

n

i

Flujo paralelo a la estratificación

i

1

∑d = d ∑k n

kz

1

i

n

i

Flujo normal a la estratificación

1

i

Línea de flujo para la superficie libre. En algunos problemas relacionados con excavaciones es necesario encontrar la posición aproximada de la línea superior de flujo sujeta a la presión atmosférica; en general, su ubicación es desconocida, pero existen algunos

655


procedimientos semiempíricos que pueden permitir ubicarla aproximadamente, basados en investigaciones prácticas (Powers, 1981) 20.3

Análisis de grupos de pozos 20.3.1 Red de flujo

En la ingeniería de cimentaciones es importante analizar el comportamiento hidrodinámico de grupos de pozos para conocer las condiciones de flujo y las presiones hidráulicas que afectan la estabilidad de las excavaciones, así como para evaluar el gasto en los pozos y programar el bombeo necesario. El estudio práctico de estos problemas puede enfocarse por medio de redes de flujo. En el caso de un flujo horizontal a través de un estrato permeable confinado por estratos impermeables (Fig. 20.5), se asume que el gradiente hidráulico es constante en cualquier punto a lo largo de una sección vertical, y que es igual a la pendiente de la superficie libre del agua, determinada esta última por medio de piezómetros instalados en el estrato permeable.

Fig. 20.5, Flujo de agua horizontal en un acuífero confinado

La descarga total del grupo de pozos es:

Q = kh D S0

Nf Np

donde D es el espesor del estrato permeable y las literales restantes han sido previamente definidas.

656


El valor característico de la red de flujo es:

Rc =

Nf

(ec. 20.10)

Np

Para ilustrar el procedimiento, tomemos como ejemplo un pozo aislado de radio ro que atraviesa un estrato permeable de espesor Do. La red de flujo correspondiente se muestra en planta en la Fig. 20.6, en donde se aprecia que tiene un valor característico Rc = 1.6 hasta la quinta línea equipotencial. Entonces, la descarga es igual a:

Q = 1.6 (k h D S 0 )

(ec. 20.11)

Fig. 20.6, Red de flujo para un pozo aislado

Este valor puede ser verificado usando la ecuación 20.A2.5 del Anexo 20.A2, deducida directamente de la hipótesis de Dupuit, considerando un solo estrato confinado.

Q=

6.28 (k D S 0 ) R0 h ln r0

(ec. 20.12)

657


Comparando las ecuaciones anteriores se observa que el valor característico Rc es una función del radio Ro/ro, que resulta:

Rc =

6.28 R ln 0 r0

De la Fig. 20.6, para cinco caídas de potencial, Ro/ro = 60, de donde se obtiene

Rc = 1.5 Los resultados obtenidos aplicando el método de la red de flujo a un pozo aislado y los calculados por medio de la fórmula teórica pueden considerarse equivalentes. Antes de dibujar la red de flujo, debe estimarse el valor de R0 (ecuación 20.A2.6, Anexo 20.A2) para establecer la frontera de las líneas equipotenciales. El concepto descrito puede aplicarse al estudio de un grupo de pozos en acuíferos, sujetos a flujo prácticamente horizontal; para acuíferos libres puede obtenerse una aproximación razonable aplicando la ecuación 20.A2.4 del Anexo A2 (Fig. 20.A2.2). 20.3.2 Cálculo del gasto de diseño Considérese el caso de ocho pozos localizados en un área abastecida de agua en las fronteras A B C D, como se muestra en la Fig. 20.7a, de tal forma que el perímetro del área representa la frontera de la línea equipotencial. Es decir, el agua tiene en todo el perímetro el mismo nivel piezométrico. Los ocho pozos de diámetro 2ro están distribuidos como se muestra en cuatro de ellos en la figura 20.7a, con los restantes dispuestos simétricamente respecto del eje CD. El nivel dinámico en todos los pozos es el mismo. El espesor del estrato permeable es Do y el coeficiente de permeabilidad, kh. De la red de flujo se obtiene para cada pozo de orilla:

q=

8 (k h D0 S 0 ) 5

y para cada uno de los pozos intermedios:

q=

5 (k h D0 S 0 ) 5

Entonces la descarga total es:

q = 10.4 (k h D0 S 0 )

658


Fig. 20.7, Determinación del radio equivalente aproximado rs para sistemas circulares (b) y sistemas rectangulares (c)

Se observa que por medio de redes de flujo se pueden resolver problemas relativos a grupos de pozos, siempre y cuando se determine el valor de Ro correspondiente a la línea equipotencial de frontera, que se considera permanece sin afectaciones durante el bombeo realizado en los pozos. 659


20.3.3 Pozo equivalente Muchos problemas pueden ser analizados suponiendo que el sistema de pozos actúa como un solo pozo de radio ro (Powers, 1981). Esta aplicación es de gran utilidad para un sistema circular de pozos con poco espaciamiento entre sí, como se muestra en la Fig. 20.7b. Los sistemas rectangulares como el de la Fig. 20.7c pueden resolverse como un sistema circular de área igual a la envolvente de los pozos, de donde resulta:

rs =

ab

π

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

rs =

a+b

π

Los dos criterios producen aproximaciones razonables cuando los pozos se proyectan con un espaciamiento relativamente pequeño, Ro es sensiblemente mayor que ro y la relación a/b es del orden de 1.5 ó menor. 20.3.4 Flujo de agua hacia excavaciones Al excavar por debajo del nivel freático ocurren dos fenómenos: 1. Disminución de los esfuerzos totales por la descarga de la masa de suelo excavada, que genera una disminución de esfuerzos efectivos y de la presión de poro; considerando que se va excavando sin cambio de volumen, existe un efecto de succión. 2. Tendencia al flujo por la diferencia de niveles de agua entre el interior de la excavación y el suelo circundante. Se producen así dos gradientes que tienden a disminuir los esfuerzos efectivos debidos a la succión por descarga y a la diferencia de niveles de agua; conforme pasa el tiempo y dependiendo de la permeabilidad del suelo y la geometría de la excavación, se desarrolla un flujo para restablecer la condición hidrostática, durante el cual aumenta el contenido de agua y disminuyen los esfuerzos efectivos. El objetivo del bombeo consiste en extraer el agua libre de la masa de suelo mientras permanezca abierta la excavación, para evitar eventuales condiciones de inestabilidad y deformaciones excesivas. En la práctica, la diferencia de permeabilidades y estratificación de los depósitos naturales tiene las siguientes implicaciones.

660

Abatimiento del nivel freático para la construcción Extracción de agua en suelos arenosos. Debido a la alta permeabilidad de los suelos

granulares, el flujo se establece de manera inmediata, por lo cual el bombeo en estos suelos se diseña para controlar el gasto de agua que se filtra hacia la excavación, evitar fuerzas de filtración ascendentes y poder trabajar en seco; el volumen que se requiere manejar puede variar desde 0.1 m3/s hasta varios m3/s. Extracción de agua en suelos finos. Los depósitos de suelos arcillosos frecuentemente

presentan microfisuramiento, así como intercalaciones de delgados estratos arenosos de mayor permeabilidad; en estas condiciones, el bombeo se realiza fundamentalmente para extraer el agua libre, con lo cual se evita que se activen las fisuras existentes y se disminuye al mínimo la modificación de esfuerzos efectivos por cambios en la humedad de los suelos finos; de esta manera se evitan expansiones excesivas y los asentamientos subsecuentes, así como condiciones de inestabilidad por disminución de la resistencia de los suelos. En cualquier caso, los pozos deben atravesar todos los estratos que puedan generar una falla por subpresión. En la ciudad de México son usuales los gastos de 0.1 a 0.5 l/s en excavaciones típicas de 4 a 5 m de profundidad en predios con dimensiones del orden de 50 x 50 m de lado. 20.4

Exploración e instrumentación del sitio

La investigación geotécnica del subsuelo para un proyecto de ingeniería tiene diversos propósitos, entre otros: determinar la secuencia estratigráfica; definir las propiedades mecánicas de los suelos para diseño de cimentaciones y cálculo de empujes, tanto sobre estructuras de soporte provisional, como sobre muros estructurales definitivos; y evaluar problemas constructivos, tales como estabilidad de excavaciones y control del agua del subsuelo. El estudio geotécnico específico para análisis del sistema de abatimiento comprende las etapas siguientes: • • • •

Estudios previos Exploración complementaria Instrumentación Ensayes de laboratorio 20.4.1 Estudios previos

Los estudios se inician con la recopilación y análisis de la información existente del área en estudio, que pueda ser de utilidad para conocer las condiciones estratigráficas generales de la zona, lo cual se complementa con sondeos preliminares si es necesario (Del Castillo, 1978). En cuanto al agua del subsuelo, las siguientes fuentes pueden proporcionar información de interés. Estudios geológicos. Estudios de este tipo realizados para abastecimiento de agua, en cimentación de estructuras, para exploración minera o como investigación, pueden proporcionar información acerca del origen y formación de los suelos y a las condiciones del agua freática. 661


Mapas o fotografías aéreas antiguas. En éstos es posible identificar cursos de agua antiguos que han sido rellenados simplemente o entubados; los mapas preparados por el INEGI son ampliamente utilizados por los proyectistas. Sondeos para otros proyectos. En ocasiones es posible obtener información geotécnica de proyectos previos en el sitio en estudio o de sus inmediaciones. Esta información puede resultar útil tanto para conocer las condiciones del agua del subsuelo, como para evaluar fuentes potenciales de agua de acuíferos cercanos. Si la información previa disponible no es suficiente, se requiere efectuar una primera etapa de sondeos de exploración para precisar la ubicación del nivel freático. Con base en la revisión de la información disponible, y tomando en cuenta los resultados de la exploración preliminar, se puede efectuar un diagnóstico de los problemas que originará el agua del subsuelo en el proyecto; si los problemas previstos son importantes para el diseño, el proceso constructivo, el costo o posibles afectaciones a otras estructuras, entonces se requiere efectuar un estudio detallado del agua del subsuelo. 20.4.2 Exploración complementaria Cuando se prevén problemas con el agua del subsuelo se debe tener atención especial en el programa de sondeos de detalle. Para determinar las condiciones estratigráficas, se recomienda en primer término efectuar sondeos de cono mecánico que cubran el área de interés y las zonas vecinas que puedan tener influencia en el proyecto; con la información obtenida de estos sondeos, se podrá definir la presencia de posibles capas de materiales impermeables, que de ser frecuentes indicarán la existencia de acuíferos separados. Para excavaciones bajo el nivel freático en suelos arcillosos de consistencia blanda a muy blanda, como los que se tienen en la zona del lago de la ciudad de México (Del Castillo, 1978), el propósito del bombeo es principalmente estabilizar las paredes y el fondo de la excavación. Es importante detectar la presencia de capas arenosas, ya que en éstas se puede generar subpresión capaz de provocar la falla del fondo de la excavación. En una segunda etapa se programan sondeos de muestreo para verificar la interpretación de los sondeos de cono y obtener muestras para la ejecución de ensayes de laboratorio. Es necesario asignar a cada brigada de exploración un ingeniero calificado que conozca los datos preliminares recopilados, el cual deberá efectuar una identificación adecuada de las muestras obtenidas y hacer observaciones respecto del nivel del agua encontrado (Tamez, 1987). La profundidad de los sondeos normalmente deberá ser sensiblemente mayor que la profundidad de excavación, ya que el volumen de agua que deberá bombearse está determinado por el espesor del acuífero; en general, en excavaciones de gran profundidad conviene que al menos algunos de los sondeos se lleven por debajo del nivel del fondo hasta una profundidad igual al ancho de la excavación, o bien hasta llegar a la roca basal. Son de fundamental importancia las observaciones del nivel de agua durante la perforación y requieren el conocimiento de los suelos atravesados, los métodos de perforación y las posibles condiciones hidrológicas. 662


Los niveles de agua en arcillas tienen poco significado, pero cuando se atraviesan acuíferos arenosos, es importante anotar la profundidad inicial del nivel del agua y el cambio que posteriormente se presente, que indicará presión artesiana si se eleva o mantos colgados si, por el contrario, desciende. En sondeos efectuados con ademe, éste corta la conexión con el estrato superior y el nivel de agua observado es representativo únicamente del último estrato muestreado. En sondeos con máquina rotatoria el efecto del fluido de perforación altera el nivel del agua, sobre todo si se utiliza lodo bentonítico; aun sin utilizar bentonita, las arcillas naturales mezcladas por el efecto de las brocas y el agua circulante, pueden formar una capa impermeable en la pared del pozo que impide medir el nivel real del agua. Si se pretende medir el nivel freático será necesario lavar el barreno con agua limpia y después esperar a que se estabilice el nivel. De lo anterior se desprende que las observaciones del nivel freático efectuadas en las perforaciones correspondientes a sondeos son poco confiables; por ello, es necesario que al menos algunos barrenos seleccionados se habiliten como pozos de observación o piezómetros. Generalmente se requieren muestras alteradas representativas para efectuar ensayes granulométricos, con base en los cuales se estima la permeabilidad de los materiales arenosos; de ahí que el muestreo pueda realizarse con el método de penetración estándar. Eventualmente se podrán extraer muestras inalteradas, por ejemplo, por medio de muestreadores de pistón estacionario, con las cuales se podrían efectuar ensayes de permeabilidad en el laboratorio; sin embargo, estos ensayes casi siempre representan condiciones puntuales por lo que normalmente son de poca utilidad. El sondeo podrá ser de tipo selectivo, obteniendo únicamente las muestras necesarias para verificar la estratigrafía y realizar ensayes de laboratorio representativos. El muestreo continuo sólo se justifica cuando se requiera detectar capas arcillosas cuya posición y continuidad pueden resultar críticas en el estudio de las condiciones del agua del subsuelo. 20.4.3 Instrumentación La instalación de instrumentos es necesaria para medir la carga hidráulica en un acuífero y evaluar el rendimiento de un sistema de abatimiento; para ello se utilizan piezómetros y pozos de observación (Tamez, 1987). Con el piezómetro se miden presiones en un acuífero confinado y con el pozo de observación normalmente se determina el nivel freático en un acuífero libre. Para poder programar la cantidad, ubicación, profundidad de instalación de piezómetros y tubos de observación, es indispensable conocer las condiciones estratigráficas de la zona en estudio y, además, es muy conveniente anotar cuidadosamente las condiciones del suelo en las perforaciones efectuadas para la instalación de estos instrumentos, ya que la presencia inesperada de capas de arcilla puede distorsionar la información.

663

Manual de Construcción Geotécnica a)

Instrumentación en arenas

Los piezómetros que se utilizan en suelos arenosos son de tipo abierto y se pueden instalar en una perforación previa (piezómetro tipo Casagrande) o hincados (punta piezométrica). Piezómetro abierto en perforación previa. Consta de un tubo vertical, de PVC o metálico de 1.3 cm de diámetro, con coples cementados y una celda permeable en su parte inferior; esta celda es un tubo de PVC de 4.8 cm de diámetro y 30 cm de altura, con ranuras horizontales de 1 mm que permiten el paso del agua (Fig. 20.8). Se acostumbra llenar la celda permeable con arena de partículas mayores de 2 mm; usualmente se coloca un filtro o una malla muy fina para confinar la arena dentro de la celda. Estos piezómetros se instalan en perforaciones verticales de 4 pulg de diámetro como se muestra en la Fig. 20.8b; el fluido de perforación debe ser agua. Para soportar la arena se utiliza ademe metálico de diámetro N; terminada la perforación a una profundidad de 60 cm bajo la de instalación del piezómetro se hace circular agua limpia hasta que retorne con un mínimo de material en suspensión.

Fig. 20.8, Piezómetro abierto

El piezómetro debidamente ensamblado se coloca dentro del pozo, asentándolo en arena bien graduada previamente vertida al fondo. En la parte superior de la tubería se coloca un tapón, roscado o débilmente cementado, con una pequeña perforación para que el aire entrampado tenga salida. El ademe se extrae en tramos de 10 cm, vaciando gradualmente arena dentro del pozo hasta 30 cm por arriba del bulbo. Se agrega bentonita en bolas para 664


sellar un tramo de un metro, controlando su volumen; este sello impide la intercomunicación de un acuífero confinado, con los otros acuíferos. El resto del pozo se rellena con lodo arcilloso. La celda permeable permite que se defina la altura piezométrica del agua en el acuífero en que fue instalada; el nivel del agua dentro del tubo vertical se determina con una sonda eléctrica. Piezómetro abierto hincado. Está integrado por a) tubo de cobre de 5/8 pulg de diámetro y 30 cm de longitud, con perforaciones de 5 mm, Fig.20.9, forrado con fieltro permeable, b) tubo de fierro galvanizado de ¾ pulg de diámetro en tramos de 1.0 m con coples, y c) punta cónica de acero de 2.7 cm de diámetro con sello temporal de silicón al tubo galvanizado.

Fig. 20.9, Punta piezométrica

El procedimiento de instalación de estos piezómetros consta de las siguientes actividades: 1)

Perforar manualmente con barrena helicoidal o con perforadora mecánica hasta un metro arriba de la profundidad de instalación

2)

Hincar el piezómetro en el suelo en la posición cerrada (Fig. 20.10a)

3)

Introducir en el piezómetro una barra auxiliar de acero de 3/8 pulg de diámetro, en tramos de 1.5 m con cuerda, para formar una columna continua; a continuación verter agua, hasta igualar el nivel en el interior del tubo (NA) con el nivel freático (NF).

665


Enseguida, con la barra auxiliar, empujar a presión la punta de la celda permeable (Fig. 20.10b) o bien golpear con los impactos de un martillo hasta abrir el piezómetro 20 cm (Fig. 20.10c) 4)

Extraer la barra de acero y agregar agua de manera que el nivel NA no cambie bruscamente, sino que se mantenga cerca o por arriba del nivel freático (NF); este nivel tenderá a su posición de equilibrio (Fig. 20.10d)

Fig. 20.10, Instalación de punta piezométrica hincada

El nivel del agua dentro del tubo se determina con una sonda eléctrica, cuyas lecturas resultan muy confiables ya que los piezómetros se instalan sin emplear lodo bentonítico; por otro lado, la posibilidad de instalarlos manualmente los hace particularmente útiles para colocarlos en sitios de acceso difícil. Tubo de observación del nivel freático. Este dispositivo permite determinar la posición del nivel freático, así como su variación estacional en los períodos de lluvias y sequía; también permite determinar el abatimiento de este nivel durante una prueba de bombeo o por el funcionamiento de un sistema de abatimiento. El tubo de observación es un ducto vertical instalado dentro de una perforación, que se profundiza por lo menos un metro por debajo del nivel freático o del nivel de abatimiento previsto (Fig. 20.11); su parte inferior es permeable para permitir la entrada del agua y la superior sellada con bentonita, para evitar que el agua superficial entre al tubo.

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Fig. 20.11, Tubo de observación b)

Instrumentación en arcillas

Para medir la presión de poro en suelos arcillosos los piezómetros abiertos no son adecuados, ya que el volumen de agua que debe desplazarse para alcanzar el nivel piezométrico puede disminuir la presión de poro y obtenerse una lectura baja. Sin embargo, si para evitar subpresión con la arcilla el abatimiento se realiza en un estrato arenoso intercalado, en este último se deben instalar piezómetros abiertos para conocer la presión durante la excavación. Para medir la presión de poro en arcillas deben utilizarse piezómetros neumáticos, que permiten medir directamente la presión que ejerce el agua sobre una membrana o diafragma; como el volumen de agua que se requiere para activar la membrana es muy reducido, su tiempo de respuesta es corto. En la Fig. 20.12 se muestra un piezómetro neumático en el que el sensor está formado por dos piezas cilíndricas de acero inoxidable unidas con 6 tornillos de ¼ pulg; ambas piezas aprisionan perimetralmente la membrana flexible de acero inoxidable de 0.002 pulg de espesor. El procedimiento de instalación es similar al indicado para piezómetros abiertos instalados en perforación previa. La presión que ejerce el agua en la membrana se determina equilibrándola con aire, valiéndose de un sistema con presión controlada.

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Fig. 20.12, Piezómetro neumático

Los piezómetros neumáticos son instrumentos delicados cuya instalación y operación debe encomendarse a personal cuidadoso debidamente entrenado. 20.4.4 Ensayes de laboratorio Con las muestras obtenidas durante la exploración en los sondeos de muestreo selectivo se programan los siguientes ensayes: A todas las muestras obtenidas se les efectúa una clasificación detallada, anotando los datos que puedan servir para distinguir entre diversas formaciones geológicas como: color, textura, forma de los granos, minerales identificables, etc. Estos ensayes sirven para definir las condiciones estratigráficas.

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En muestras representativas de suelos arenosos de estratos correspondientes a acuíferos importantes, se programan ensayes granulométricos que sirven de base para estimar la permeabilidad, ya sea con el criterio de Hazen de acuerdo con el diámetro efectivo D10 (Anexo A1) o con métodos más elaborados como el de Prugh. Con este último se utilizan las gráficas de las Figs. 20.A1.1a y 20.A1.1b del Anexo A1 para obtener la permeabilidad de las arenas en función del D50 y del coeficiente de uniformidad y tomando en cuenta la compacidad relativa de los suelos, que en este caso se estima por medio de los resultados de los sondeos de cono mecánico o de penetración estándar. Los ensayes en permeámetros normalmente no se realizan debido a las dificultades para obtener muestras inalteradas de arenas y a que los resultados sólo representan valores puntuales. En general, en los suelos arcillosos la permeabilidad es menor de 10-6 cm/s por lo que en ocasiones resulta impráctico efectuar ensayes en permeámetros de carga variable en muestras de estos suelos; sin embargo, el coeficiente de permeabilidad de los suelos finos puede obtenerse indirectamente por medio de ensayes de consolidación unidimensional de acuerdo con la ecuación 20.A1.1 del Anexo A1, con los inconvenientes anteriormente señalados. En arcillas de consistencia muy blanda a media es importante conocer su resistencia para efectuar el análisis de estabilidad de las excavaciones, por lo que se realizan ensayes triaxiales, normalmente de tipo no consolidado-no drenado en muestras inalteradas obtenidas de los sondeos de muestreo selectivo, con los que se obtiene la cohesión aparente para condiciones no drenadas. También puede requerirse efectuar ensayes de consolidación unidimensional en arcillas, para evaluar problemas potenciales por hundimiento debido al abatimiento del nivel freático. 20.5

Pruebas de bombeo

La ejecución de pruebas de bombeo se justifica económicamente cuando un abatimiento representa un problema potencial importante para el costo del proyecto; las pruebas de campo constituyen la mejor manera de obtener datos acerca de la permeabilidad de los suelos, del gasto que puede extraerse de un pozo aislado y de factores del procedimiento de construcción que determinan la programación y el costo del sistema de abatimiento requerido. 20.5.1 Diseño de la prueba Información básica. Una prueba de bombeo es parte del estudio geotécnico y para su

programación debe tenerse un conocimiento completo de las condiciones estratigráficas determinadas con los sondeos, de los niveles de agua y de los resultados de ensayes de laboratorio. Asimismo, debe contarse con toda la información disponible respecto de abatimientos previos realizados en el área, de pozos para abastecimiento de agua, o de hidrología de superficie. 669


Objetivos. Pueden incluir la determinación de: 1) 2) 3) 4) 5)

Permeabilidad media o transmisibilidad y radio de influencia. Gradiente horizontal probable, del que depende el efecto en estructuras vecinas o en pozos de abastecimiento de agua. La dificultad de instalar pozos, para el diseño y selección del procedimiento constructivo. El gasto que puede extraerse de un pozo. Cualquier condición imprevista que pueda afectar el abatimiento.

Características de la prueba. Con la información disponible y de acuerdo con el abatimiento del nivel freático requerido para el proyecto, el diseñador analiza la capacidad aproximada de bombeo en el pozo; con ello procede a diseñarlo, especificando los siguientes aspectos: 1) 2)

3)

Tipo de bomba adecuada. Para suelos arenosos se utilizan bombas sumergibles y en suelos finos, preferentemente, bombas de eyector. Ademe. Debe ser de diámetro suficiente para admitir una bomba del tamaño necesario; el diámetro externo debe permitir acomodar un filtro de arena o grava de suficiente espesor entre el ademe y la perforación. Las ranuras en el ademe deben estar en concordancia con las características del filtro. El filtro debe seleccionarse de acuerdo con el tipo de suelo.

El pozo deberá penetrar todos los estratos que afectará el bombeo durante el abatimiento. Ocasionalmente, cuando están involucrados distintos acuíferos pueden realizarse dos pruebas diferentes, una en el acuífero superior y otra en el inferior, en pozos independientes. Instrumentación. En acuíferos simples es suficiente con una sola línea de tubos de observación. En general, si el radio de influencia previsto es importante, los instrumentos se ubican separados logarítmicamente (Fig. 20.13)

Fig. 20.13, Arreglo típico de piezómetros

El instrumento más cercano debe colocarse de 3 a 6 m desde el pozo para poder analizar la eficiencia del bombeo; el tubo de observación más alejado puede ubicarse dentro de un 30% de la distancia anticipada del radio de influencia. Cuando están involucrados varios

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acuíferos, además de los tubos de observación deben instalarse piezómetros con sellos de bentonita adecuados. Cuando se prevé la influencia de zonas de recarga del acuífero o de barreras que lo limitan puede ser necesario instalar varias líneas de instrumentos. La elevación de los niveles de agua en el pozo de bombeo y en los tubos de observación deben referirse a un mismo banco de nivel. 20.5.2 Procedimiento de ejecución Duración del abatimiento en la prueba y de la recuperación. El bombeo durante la prueba debe mantenerse el tiempo suficiente para que se defina el patrón de abatimiento característico del acuífero; esto es, que se alcance una condición de flujo establecido. Walton recomendaba que el tiempo de bombeo debe mantenerse por lo menos un tiempo (Cedergren, 1968) dado por:

1.35 × 10 5 r 2 C s tb = T

tb en min

(ec. 20.13)

donde: r T Cs

distancia del pozo de bombeo al pozo de observación considerado (pies) transmisibilidad del acuífero, en galones/día/pie coeficiente de almacenamiento; normalmente, para acuíferos libres, es el orden de C s = 0.2 y para acuíferos confinados varía de 0.0005 a 0.001.

Debe tomarse en cuenta que la relación propuesta por Walton es aplicable a un acuífero ideal. En condiciones normales el tiempo de abatimiento requerido varía desde unos minutos para acuíferos confinados hasta varios días para acuíferos abiertos. Para fines de diseño, un período de prueba usual es de 24 horas para acuíferos confinados y de 7 días para acuíferos abiertos. El tiempo de prueba necesario debe definirse durante la ejecución, mediante análisis de gráficas de los datos de abatimiento realizadas conforme avanza la prueba. El bombeo puede ser suspendido cuando se alcanza una condición de equilibrio; sin embargo, en ocasiones se presentan equilibrios aparentes en un acuífero abierto, por efecto de respuesta lenta del agua almacenada, en cuyo caso la prueba debe continuarse hasta que se alcance el equilibrio real. Después de suspender el bombeo, deben registrarse los niveles del agua en los instrumentos durante la recuperación hasta que el análisis de las gráficas respectivas indique que es suficiente con la información registrada. Para fines de planeación, los datos de recuperación son significativos aproximadamente durante un lapso del 60% del tiempo de bombeo.

671


Gasto de extracción de prueba. El gasto extraído del pozo debe ser suficiente para producir un abatimiento adecuado para los análisis; asimismo, el gasto debe permanecer constante durante la prueba. Es una buena práctica seleccionar un gasto de prueba significativamente menor que la capacidad total del pozo; normalmente el gasto de prueba se define por medio de una prueba preliminar de corta duración, durante la cual se calibra la bomba. Frecuencia de las observaciones. Es importante tomar varias series de lecturas el día anterior y repetirlas en la mañana del día de inicio de la prueba; si se observan anomalías, estas deben ser analizadas antes de iniciarla. Es costumbre espaciar las lecturas logarítmicamente con el tiempo; al inicio de la prueba se toman lecturas frecuentes, incrementando los intervalos gradualmente. Una secuencia similar se utiliza para las mediciones de recuperación a partir de la suspensión del bombeo. En acuíferos confinados pueden ser necesarias lecturas muy frecuentes al inicio de la prueba, por ejemplo a cada minuto durante los 10 primeros minutos en uno o dos piezómetros clave. En acuíferos abiertos, los primeros minutos de la prueba son menos críticos. Además de las lecturas, deben anotarse las condiciones de flujo y otras observaciones importantes, como los niveles de ríos, lagos u otros cuerpos de agua cercanos; también la altura de lluvia si se espera rápida infiltración y cualquier otra actividad en el área que afecte la prueba. 20.5.3 Análisis de los resultados Con los datos obtenidos durante la prueba, debidamente ordenados, se preparan gráficas en papel semilogarítmico, con el tiempo en la escala horizontal (log) y el abatimiento o la recuperación en la escala vertical (aritmética) Debe anotarse en la misma gráfica cualquier observación registrada durante la prueba, de tal manera que puedan interpretarse los efectos ajenos a la misma. De la gráfica se seleccionarán los lapsos más representativos para obtener el gasto y la permeabilidad media de acuerdo con la fórmula teórica correspondiente con las condiciones del acuífero en estudio. Las fórmulas en general corresponden con un acuífero ideal, para el cual las gráficas semilogarítmicas abatimiento–tiempo para un gasto constante deben resultar prácticamente rectas; cualquier divergencia del acuífero real de uno ideal resulta en curvas con forma distorsionada, con cambios de pendiente o con desplazamientos hacia arriba o hacia abajo respecto de la recta ideal. Si los cambios en las curvas obtenidas respecto a los de un acuífero ideal son muy importantes, se pueden cometer errores severos, de hasta un orden de magnitud, en la interpretación de los resultados; sin embargo, con un análisis cuidadoso de las gráficas, los parámetros para el diseño del abatimiento pueden deducirse con precisión suficiente. En la Fig. 20.14 (Cedergren, 1968) se presentan curvas hipotéticas para ilustrar desviaciones de las gráficas respecto de la recta ideal, basadas en experiencias en varias

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pruebas de bombeo. Gráficas de este tipo pueden servir para una interpretación más cercana a la realidad, obteniéndose así parámetros más confiables.

Fig. 20.14, Curvas de abatimiento δ vs. log del tiempo t, en un acuífero confinado que muestra el efecto de una recarga y de una frontera (Barrera)

En el caso de la recarga, la gráfica de la Fig. 20.14 empieza como una recta y continúa como una curva hacia arriba, que tiende al equilibrio; la curva ideal corresponde con una prueba teórica que utiliza valores de T = 50,000 gal/día/pie; Q = 500 gal/min, Cs = 0.001 y r = 100 pies, donde T , C s y r fueron se definen en la ecuación 20.13.

Fig. 20.15, Curvas de abatimiento δ vs. log del radio r, que muestra el efecto de una recarga (acuífero confinado)

La Fig. 20.15 es una gráfica distancia–abatimiento correspondiente con la mismas pruebas de la figura anterior; obsérvese que la curva representativa del acuífero con recarga se ubica

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también arriba de la curva ideal (como el la Fig. 20.14), pero en este caso la curva mencionada primero resulta prácticamente recta; el coeficiente de almacenamiento C s es igual a 0.02, que es un valor anormalmente alto para un acuífero confinado. La Fig 20.16 es una gráfica de recuperación de la misma prueba.

Fig. 20.16, Curvas de recuperación δ vs. log de tiempo t’, que muestra el efecto de una recarga y de una frontera en forma de una barrera (acuífero confinado)

En las Figs. 20.14 a 20.16 también se ilustran las desviaciones típicas en las gráficas, que indican el efecto causado por la presencia de barreras que afectan las condiciones de frontera. La Fig. 20.17 presenta gráficas abatimiento–tiempo de pruebas de bombeo típicas efectuadas en un acuífero libre. La curva ideal ha sido trazada considerando un coeficiente de almacenamiento Cs = 0.1 que es un valor que eventualmente puede alcanzarse en un período de bombeo normal en excavaciones. Obsérvese que la curva representativa de la prueba efectuada resultó desplazada hacia abajo, debido al efecto ocasionado por una lenta respuesta del agua almacenada en el suelo, más notoria al inicio de la prueba.

Fig. 20.17, Curvas de abatimiento δ vs. log del tiempo t’ (acuífero libre)

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En la Fig. 20.18 se muestra la distorsión causada por el mismo efecto en una gráfica distancia–abatimiento. La prueba que genera las gráficas de las Figs. 20.17 y 20.18 corresponde a Q = 500 gal/día, K = 500 gal/día/pie2, H = 100 pies y Cs = 0.1.

Fig. 20.18, Curvas de abatimiento δ vs. log del radio r (acuífero libre)

20.6

Diseño de sistemas de bombeo 20.6.1 Tipos de bombas usadas en excavaciones

En comparación con la complejidad del comportamiento del suelo y del agua subterránea, una bomba es un dispositivo mecánico relativamente sencillo, cuyo comportamiento debe ser predecible y confiable. Aun cuando muchas de las dificultades en los trabajos de abatimiento pueden ser atribuidas a las bombas, ello se debe en general a usos equivocados, a instalación inapropiada, o bien a operación o mantenimiento inadecuados. Es de gran utilidad para los ingenieros relacionados con abatimiento del nivel freático compenetrarse en la teoría y aplicaciones de las bombas para evitar estos problemas. En general, las bombas para abatimiento se deben seleccionar con capacidad mayor que la de trabajo normal, así como para el agua de lluvia que llega a la excavación. Para el uso específico de abatimiento del nivel freático en excavaciones se han desarrollado varios tipos de bombas; las principales se describen brevemente a continuación. Bombas sumergibles (tipo-becerro). Este tipo de bomba ha ganado gran aceptación por las

ventajas que ofrece en el manejo de agua de cárcamos o pozos poco profundos. Existen en el mercado unidades con potencia desde una fracción hasta más de 100 HP para corriente directa o trifásica. El motor sumergible es sellado y usualmente funciona dentro de aceite. La mayoría de los modelos se diseñan para manejar pequeñas cantidades de sólidos en suspensión, pero si el agua contiene cantidades significativas de arena angulosa, se produce una abrasión rápida de los impulsores y los difusores, produciendo pérdida de su capacidad,

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o daño en el sello o en el propio motor; por ello, se recomienda construir adecuadamente los cárcamos o pozos correspondientes. Este tipo de bombas es de baja eficiencia (50 a 60% es común); las unidades son robustas y por lo tanto requieren pozos de gran diámetro (de 50 cm o mayores). Bombas de pozos-punta (well point). Estas bombas constan de una unidad centrífuga para

bombear el agua, una unidad de vacío para impulsar el aire y una cámara con válvula flotante para separar el aire del agua. La bomba de vacío proporciona sellado continuo a la unidad, lo cual es esencial para el buen comportamiento de un sistema de abatimiento tipo well point. Se encuentran unidades con potencia desde 20 hasta 250 HP. Como este tipo de bombas opera continuamente con vacíos importantes, es susceptible de dañarse por efecto del fenómeno de cavitación; por lo tanto, cuando se selecciona una unidad es indispensable que su carga de succión positiva neta sea suficientemente baja para la aplicación que se requiere. Bombas tipo eyector. Los sistemas eyectores son particularmente efectivos en suelos finos,

en los que se requiere un bombeo de volúmenes reducidos de agua y donde la baja eficiencia de los eyectores no es una desventaja. La principal cualidad en esos casos es la capacidad del eyector de desarrollar un alto vacío en su coladera; si la columna del filtro en el pozo se sella con bentonita, el vacío se transmitirá al suelo, acelerando el drenaje en los suelos finos interestratificados con capas más permeables y aumentando la resistencia al corte del suelo. Lo anterior se ha comprobado aun para el caso extremo de suelos formados por limo orgánico, que eran inestables con pendientes de 4:1 (horiz:vert) y que fueron estabilizados con bombeo tipo eyector con espaciamiento cerrado, resultando estables con pendientes 1:1 y aun más cercanas a la vertical. El costo unitario de los eyectores es significativamente menor que el de los pozos profundos, por lo que pueden usarse económicamente en espaciamientos cerrados cuando las condiciones del suelo son adecuadas. No todos los suelos finos pueden ser estabilizados con este sistema; un elemento clave para hacerlo posible es la presencia de capas de arena o de limo grueso que proporcionen vías para que el agua fluya hacia el filtro de arena alrededor de los eyectores, como las que se presentan en la zona del Lago de la ciudad de México. El principio del eyector y las características de instalación de un pozo de bombeo se muestran en la Fig. 20.19. 20.6.2 Diagramas de operación de las bombas Carga dinámica total (columna total). El trabajo que una bomba debe desarrollar, denominado

potencia de agua, es el producto del volumen bombeado por la carga dinámica total CDT en la unidad; la CDT es la suma de todos los incrementos de energía, dinámica y potencial, que recibe el agua.

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Fig. 20.19, Características de la instalación de un pozo de bombeo

En la Fig. 20.20 se presenta el cálculo de la CDT para varias aplicaciones de bombeo. Así por ejemplo, la bomba de pozo de la Fig. 20.20a tiene una columna estática de descarga hD desde el nivel de operación en el pozo hasta la elevación final de la tubería de descarga; adicionalmente la bomba debe proporcionar la energía cinética representada por la carga de velocidad hv . Además debe tomarse en cuenta la fricción f1 en la tubería vertical y en las conexiones y f 2 en la descarga; entonces:

CDT = hD + hv + f1 + f2

(ec. 20.14)

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

hv =

v2 2g

Donde v es la velocidad y g la aceleración de la gravedad. Para las bombas de pozo-punta (Fig. 20.20b) no es posible medir la carga de succión hs; un valor aproximado puede estimarse para hs igual al máximo vacío de operación de la bomba, usualmente de 8.6 m al nivel del mar. Al seleccionar bombas para cualquier obra de abatimiento, debe agregarse 10 a 15% a la CDT calculada, para permitir que la bomba trabaje en condiciones no forzadas.

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Fig. 20.20, Cálculo de la carga dinámica total (CDT) a) CDT de una bomba de pozo b) CDT de una bomba sumergible para cárcamo c) CDT para bomba de pozo-punta Curvas de comportamiento de la bomba. Para cada bomba existen curvas de comportamiento que sirven de base para calcular la potencia requerida para un uso determinado; en la Fig. 20.21 se ejemplifican curvas de este tipo de una bomba centrífuga para pozos punta. En la curva carga–capacidad se obtiene la capacidad de la bomba para diversos valores de la carga dinámica total.

La potencia de agua PA que produce la bomba es el producto de la carga total y la capacidad, afectada por un factor de conversión adecuado:

PA (HP ) =

CDT (m) × Q (l / min ) 4560

La potencia de operación PO es la cantidad de energía en caballos de fuerza HP que debe suministrarse a la bomba; es mayor que la potencia de agua por las pérdidas hidráulicas y mecánicas de la bomba. La eficiencia e de la bomba es:

e=

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PA PO


En la Fig. 20.21 se muestra la eficiencia de la bomba para diversas condiciones de operación, así como la potencia de operación PO correspondiente, que también puede obtenerse por medio de:

PO =

CDT × Q 4560 e

en unidades apropiadas.

Fig. 20.21, Curva de comportamiento de una bomba

Una planta de energía adecuada para una bomba con curvas de comportamiento conocidas, debe tener suficiente potencia de salida para cumplir con la potencia de operación de la centrífuga, más una reserva para la bomba de vacío y para cualquier otro accesorio requerido. 20.6.3 Tuberías y arreglos de los equipos Las tuberías para sistemas de abatimiento se fabrican de diversos materiales. La mayoría de los sistemas de abatimiento son temporales; los materiales seleccionados para un proyecto específico deben ser capaces de soportar el manejo normal del trabajo, incluyendo

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la instalación y remoción repetidas. Si se prevé la presencia de agua corrosiva, la tubería debe ser resistente a ese efecto; asimismo la tubería debe conectarse mediante uniones de ensamblar y desmantelar. Tubería de fierro. La tubería de fierro es resistente y soporta múltiples usos, tiene un peso

razonable y puede fácilmente cortarse y soldarse en la obra; sin embargo, es sensible al agua corrosiva. En tuberías secundarias se usan en diámetros de 13 a 64 mm (½ a 2½ pulg), con conexiones roscadas; para líneas generales o de descarga y para ademe de pozos se utilizan diámetros de 102 a 914 mm (4 a 36 pulg). En los tamaños mayores de dispone de varios sistemas de acoplamiento y las piezas de conexión en general se fabrican con elementos soldados. Tubería de plástico. Este tipo de tubería tiene como ventajas su bajo costo, su peso ligero y su alta resistencia a prácticamente todas las formas de corrosión; el cloruro de polivinilo (PVC) es el plástico más comúnmente usado en trabajos de abatimiento. El PVC es relativamente frágil y no puede manejarse con los mismos procedimientos que la tubería de fierro, por tanto debe esperarse un alto porcentaje de rotura de los tubos cuando la instalación y remoción de la tubería es frecuente.

Las tuberías de PVC para líneas secundarias se utilizan en diámetros de 13 a 64 mm (½ a 2½ pulg), con conexiones pegadas, sobre todo en instalaciones de larga duración o en donde se requiere resistencia a la corrosión. Para líneas generales o de descarga y como ademe de pozos las tuberías PVC se utilizan en diámetros de 102 a 305 mm (4 a 12 pulg nominal). El PVC tiene un alto coeficiente de expansión térmica: en una longitud de 30 m se contrae 5 cm cuando la temperatura desciende de 32 a 15 0 C. Una línea larga de tubería que ha sido ensamblada durante un día caluroso puede contraerse y desacoplarse, a menos que se hayan colocado uniones especiales de expansión. Mangueras. Por condiciones propias de las obras en donde se instalan los pozos de bombeo,

resulta conveniente que, a partir de la salida de las tuberías del pozo, se empleen mangueras flexibles que facilitan su movimiento de acuerdo con las necesidades de los trabajos de excavación. Tomando en consideración que las presiones de operación de los sistemas de bombeo pueden llegar a ser del orden de 6 kg/cm 2 , es suficiente el uso de mangueras tramadas para la conducción del agua a presión. Pérdidas en tuberías de descarga. Las pérdidas en las tuberías de descarga pueden evaluarse de acuerdo con tablas incluidas en manuales de hidráulica siempre y cuando el agua no contenga cantidades apreciables de aire. Frecuentemente, las líneas de descarga contienen aire y, a menos que se permita la salida de ese aire en puntos estratégicos de la línea, la pérdida por fricción puede ser de hasta dos veces la evaluada con los manuales. La Fig. 20.22 muestra la localización apropiada para válvulas automáticas de eliminación del aire (respiraderos).

Normalmente los pozos se conectan a una línea general de descarga, por lo que es necesario tomar en cuenta pérdidas de la carga de velocidad; si las conexiones de cada tubo con la línea general se realizan a 90º, debe asumirse que la velocidad del agua se disipa en remolinos antes de incorporarse a la línea general. En cambio, cuando las conexiones de

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cada tubo a la línea general se efectúan a 45º, la mayor parte de la velocidad del agua se conserva al incorporarse en ella. Por tanto, cuando la carga de velocidad es significativa es recomendable este último tipo de conexión.

Fig. 20.22, Distribución típica de válvulas automáticas de extracción de aire (respiraderos) Instalación eléctrica. Para la operación eficiente de los sistemas de bombeo, es necesario

que se cuente con un tablero para la instalación eléctrica de las bombas que incluya interruptores, arrancadores, estaciones de botones, ductos y conexiones. El sistema de emergencia para fallas de suministro de la energía eléctrica es de gran importancia, ya que algunas interrupciones prolongadas pueden poner en peligro la excavación al permitir la recuperación del nivel freático. Estación de bombeo para sistemas eyectores. En la Fig. 20.23 se presenta una estación de bombeo típica para sistemas eyectores, que básicamente consta de un tanque y una o más bombas, con válvulas y tuberías de conexión adecuadas. La bomba toma agua del tanque y la expele a presión a la línea de abastecimiento, a la que están conectadas las tuberías de inyección de cada eyector. El flujo combinado del agua inyectada y la extraída del suelo regresa al tanque a través de la línea general de retorno, a la que están conectadas las tuberías de descarga de los eyectores.

El excedente de agua continuamente fluye por la línea de descarga. El tanque representado en la figura está abierto a la presión atmosférica, lo cual es preferible para remover efectivamente el aire, pues si éste llega a la bomba afectará su rendimiento; pueden utilizarse con efectividad tanques presurizados, siempre y cuando se instalen respiraderos adecuados. Cárcamos de regulación. Para establecer el ciclo de inyección de agua a presión y retorno, se requiere de un cárcamo regulador de donde se alimenta la bomba central y hacia donde descarga la tubería general de retorno. Este cárcamo tiene una salida por donde se elimina el agua excedente del ciclo de inyección y retorno, que corresponde con la totalidad del agua extraída de los pozos por las puntas eyectoras.

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Fig. 20.23, Estación de bombeo para sistemas eyectores: a) planta; b) vista lateral

20.7

Casos prácticos 20.7.1 Aplicación en arenas

Condiciones de proyecto. Se presenta un caso de abatimiento del nivel freático en arenas para una estructura de hornos de recalentamiento de una planta industrial en Lázaro Cárdenas, Mich., cuya construcción se efectuó entre 1983 y 1985 (Santoyo y Tamez, 1983). Datos del proyecto. El edificio de hornos de recalentamiento se proyectó como un sótano con una superestructura de acero en una superficie aproximada de 50 x 100 m (Fig. 20.24). La superestructura es de acero y la cubierta es de lámina acanalada. Contiene también dos grúas viajeras con capacidad de 60 t cada una. Para alojar el sótano se llevaron a cabo excavaciones de 6.3 a 8.9 m de profundidad; la losa de cimentación es de concreto armado, con espesor variable entre 1.30 y 2.50 m (Tamez, E. y Santoyo, E, 1982).

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Fig. 20.24, Localización del sitio de bombeo

Determinación del uso de bombeo. Para la realización de la excavación se tenía proyectado un muro perimetral de concreto colado en el sitio, llevado hasta la elevación –12.5 m (15.3 m bajo el nivel del terreno) complementado con un tapón de inyección entre las elevaciones –11.0 y –12.5 m. Al examinar la información estratigráfica previa se observó dentro de los suelos predominantemente arenosos, la presencia de dos estratos impermeables de arcilla plásticas localizados a las elevaciones medias de –9.0 y –11.0 m, que podrían hacer la función del tapón de inyecciones; por tanto, se juzgó necesario efectuar seis nuevos sondeos de verificación ubicados dentro del área por excavar. Con la información complementaria obtenida se demostró la continuidad del estrato impermeable superior, lo que hizo factible la eliminación del tapón de inyecciones, sustituyéndolo por un sistema de bombeo, cuyo objetivo principal fue impedir la falla de fondo por subpresión, además de permitir el trabajo en seco evitando infiltraciones a través de fisuras o discontinuidades en la arcilla. Con esta solución se redujeron significativamente el programa de construcción y los costos respecto de la solución sin bombeo previo propuesta inicialmente. Condiciones estratigráficas. Con los resultados de los seis sondeos de verificación y la información de sondeos previos efectuados con el método de penetración estándar, se preparó el perfil estratigráfico que se muestra en la Fig. 20.25

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Fig. 20.25, Excavación para hormo de recalentado y perfil estratigráfico

Sobre la superficie original del terreno se encontró un relleno granular artificial con espesor medio de 1.0 m. Subyaciendo al relleno se encontraron arenas finas y medias, poco limosas (SP y SM) en estado suelto a semicompacto, hasta 7.6 m de profundidad (Elev. –4.8 m) y en estado compacto bajo esa profundidad y hasta la elevación –17.5 m.

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Intercaladas dentro del estrato arenoso se detectaron dos capas de arcilla plástica prácticamente impermeable, una aparentemente continua con espesor de 0.6 a 1.0 m, localizada a la elevación media de –8.5 m. La segunda capa, localizada entre las elevaciones –11.0 y –13.0 m, con espesor semejante a la anterior, sólo se halló en nueve de los once sondeos ubicados en el área. A la elevación promedio de –17.5 m se encontró un material limo–arcilloso impermeable que constituye la frontera de flujo bajo el muro perimetral proyectado. El nivel de aguas freáticas se detectó a una profundidad de 1.0 m bajo el nivel del terreno, o sea, a la elevación + 1.8 m. Criterios de selección del sistema de bombeo. La decisión de usar un sistema de pozos profundos utilizando bombas de turbina en lugar de sistema de pozos–punta de captación (well points) se basó principalmente en tres consideraciones: Manejabilidad. El sistema de pozos profundos permite manejar las bombas y las mangueras de descarga independientemente, en comparación con el sistema de pozos– punta, en el que un circuito de pozos es manejado por una sola bomba y una tubería común para la descarga. El uso de mangueras flexibles para la descarga de los pozos profundos facilita los trabajos de la excavación porque aquéllas se adaptan a las condiciones cambiantes del terreno durante el avance de la construcción y su manejo independiente es de gran utilidad ya que permite la obtención de los gastos de cada una de las bombas. De esta forma es posible determinar el gasto promedio por bomba, el gasto del sistema, así como la variación de la eficiencia de las bombas durante el tiempo de operación para mantener el nivel freático abatido. Economía. Para un sistema de pozos–punta se hace necesaria la importación de las bombas, mientras que las utilizadas para el sistema de pozos profundos son de fabricación nacional; también influye el número de pozos necesario para lograr el abatimiento requerido, que sería sensiblemente mayor para el sistema de pozos–punta. Seguridad. El sistema de bombeo con pozos profundos tiene un margen mayor de seguridad que un sistema de pozos–punta, porque en caso de falla mecánica es poco probable que fallen todas las bombas de los pozos profundos; para los pozos–punta el fallo de la bomba de succión puede poner en peligro la excavación, debido a que todo un circuito de pozos dejaría de funcionar, y el manto freático recuperaría su nivel si la reparación no se lleva a cabo con la rapidez debida. Para una eventualidad de paro, se programó contar con una reserva de 3 ó 4 bombas sumergibles. Análisis de estabilidad. En la Fig. 20.26 se presenta un las condiciones de análisis de la excavación efectuados para definir el procedimiento constructivo.

Al revisar la estabilidad del muro perimetral se encontró que la condición crítica se desarrolla cuando se alcanza la profundidad máxima de excavación correspondiente con la cota –3.5 m. El equilibrio del muro se logró dejando un talud para incrementar los esfuerzos verticales y generar un empuje pasivo adicional.

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En este caso fue necesario dejar en el perímetro interior de la excavación un talud a 45° con una banqueta de un metro de ancho en la cota +1.5 m, para lograr un factor de seguridad Fs = 1.4 contra el volteo del muro; este valor se considera suficiente ya que se trata de una condición transitoria, previa a la colocación de los puntales. La excavación con taludes perimetrales impide construir parte de la losa de cimentación; por tanto, una vez terminada la excavación y la construcción de la losa en la zona central, para complementarla se atacaron los taludes instalando puntales inclinados para proporcionar una fuerza horizontal de 2.5 t/m apoyándolos en el muro, en la cota + 1.5 m y contra la cimentación ya construida.

Fig. 20.26, Empujes horizontales en el muro milán

Estimación del gasto de bombeo y pruebas de bombeo. A lo largo del perímetro de la excavación y bajo la pata del muro, se desarrolla una red de flujo compleja por tratarse de materiales estratificados. Para calcular el gasto aproximado se hizo una simplificación que representa una condición conservadora respecto de la realidad: ignorar la existencia de los estratos de arcilla impermeable. En la Fig. 20.27 se muestra la red de flujo que se obtendría para tal condición, suponiendo además que se trata de una arena homogénea en la que el nivel del agua en el interior se abate hasta una elevación igual a la del fondo, que en este caso es – 3.5 m. El valor de la permeabilidad utilizado para el cálculo del gasto de filtración fue k = 2 x 10-2 cm/s, obtenido de una prueba de bombeo realizada previamente en la zona y que representa la permeabilidad media del estrato de arenas sueltas semicompactas. El gasto obtenido mediante la red de flujo es el siguiente:

Q = 10 k h

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Nf Np

L


Fig. 20.27, Red de flujo

donde Q k h Nf Np L

gasto total, l/s coeficiente de permeabilidad, 2 x 10-2 cm/s abatimiento, 5.5 m número de tubos de corriente número de caídas de potencial perímetro de la excavación, 300 m

Así resulta un gasto teórico máximo de: Q = 110 l / s Es evidente que el gasto real deberá ser menor que el calculado con base en la red de flujo idealizada. Sin embargo, en el diseño del sistema de bombeo se justifica la conveniencia práctica de disponer de una capacidad de bombeo igual a la calculada, para contar con un margen de seguridad. Prueba de bombeo preliminar. Una vez instalado el primer pozo se realizó una prueba preliminar para comprobar la efectividad del filtro, el desarrollo de la zona filtrante y la capacidad de la bomba sumergible. La prueba tuvo una duración de 5 horas, se extrajo un gasto que varió entre 6.9 y 7.4 l/s y el abatimiento logrado fue de 3.5 m; también sirvió para programar las pruebas definitivas. Pruebas definitivas. Las pruebas de bombeo se efectuaron con dos pozos, uno que atraviesa el estrato de arcilla localizado aproximadamente entre las elevaciones –9.0 y –11.0 m y el otro por arriba de este estrato, tal como se muestra en la Fig. 20.28; la 687


instalación se complementó con 3 tubos de observación (piezómetros) para detectar la posición del nivel del agua durante el proceso de abatimiento. Al pie de la misma figura se muestra la disposición de los pozos y tubos de observación localizados en una línea, separados 5 m entre sí.

Fig. 20.28, Instalación para las pruebas de bombeo

Los tubos de observación se colocaron hasta 6 m de profundidad para que sirvieran también durante la operación de todo el sistema de bombeo. Prueba de bombeo operando el pozo A. Esta prueba tuvo una duración de 24 horas con un gasto promedio de 7.1 l/s. En la Fig. 20.29 se observan las curvas de abatimiento– tiempo definidas con diferentes tiempos de observación; para alcanzar el equilibrio de la curva de

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abatimiento se necesitaron dos horas de bombeo; se observa también que el radio de influencia es muy significativo sólo los primeros 5 m.

Fig. 20.29, Curvas abatimiento–tiempo

Es conveniente destacar que como el pozo atraviesa un estrato arcilloso no se puede definir la magnitud del gasto aportado por cada uno de los estratos permeables, porque sólo se midió el gasto total extraído; por otra parte, no se midió la disminución de la presión piezométrica del estrato arenoso que subyace al de arcilla impermeable, porque no se consideró útil esa información para esta etapa del proyecto. Concluida la prueba se suspendió el bombeo para observar el proceso de recuperación del nivel freático. La recuperación del nivel del agua en el pozo tomó unos 5 min y en la masa de suelo en 15 min se uniformó, quedando un abatimiento de 50 cm; a las 6 horas se tenía una pérdida de 10 cm respecto del nivel inicial. Prueba de bombeo operando el pozo B. Esta prueba se realizó para determinar el coeficiente de permeabilidad del estrato arenoso que sobreyace al de arcilla impermeable; la prueba sirvió también para juzgar la eficiencia de pozos que no atraviesan el estrato de arcilla impermeable. En este caso el estrato de arcilla define la frontera impermeable del sistema y por ello las mediciones en los tubos de observación corresponden con los cambios piezométricos logrados. Con la curva de abatimiento definida en 13 horas de bombeo y un gasto medio de 6.9 l/s se pudo deducir el valor del coeficiente de permeabilidad del estrato de arena mediante la expresión:

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⎛r ⎞ Q ln ⎜⎜ 2 ⎟⎟ ⎝ r1 ⎠ 100 k= 2 π h2 − h12

(

)

(ec. 20.15)

donde k Q r1, r2 h1, h2

coeficiente de permeabilidad, cm/s gasto extraído, m3/s radios a los puntos de observación, m cargas hidrostáticas correspondientes con los radios anteriores, m

El valor obtenido para k resulta igual a 1.3 x 10-2 cm/s, que puede aplicarse sólo en pozos que no pasan a través del estrato de arcilla impermeable; teniendo en cuenta que las arenas que lo subyacen son más limpias y permeables, los pozos que atraviesan el estrato de arcilla tendrán que proyectarse con un coeficiente de permeabilidad mayor. Esto indica que el valor k = 2 x 10-2 cm/s, tomado de las pruebas de bombeo realizadas previamente, es confiable. Características del sistema de bombeo. El sistema de bombeo de pozo profundo con bombas eléctricas sumergibles de turbina se diseñó de acuerdo con los resultados de las pruebas de bombeo y con la geometría del área por excavar, definiéndose dos circuitos de pozos ubicados como se muestra en el esquema de la Fig. 20.30, en la que se presenta la distribución en planta de los pozos, las tuberías de succión y alivio, las casetas de bombas y los cárcamos de bombeo. El primer circuito de pozos se localiza a una distancia de 5.0 m del paño interior del muro perimetral y los pozos quedan separados 10.0 m entre sí. El segundo circuito está a una distancia de 12.5 m del primero y los pozos tienen una separación de 14.0 m entre sí, con excepción de los ubicados en las cabeceras del circuito, cuya separación es de 7.5 m. El sistema de abatimiento se ha diseñado para operar en dos etapas: la primera como sistema de abatimiento y la segunda como pozos de alivio según se muestra en la Fig. 20.30. Este sistema de alivio se diseñó para evitar subpresiones en la parte inferior de la subestructura una vez que ésta se encuentre terminada en todas las etapas de la construcción. En la primera etapa de construcción el nivel freático del área por excavar se abate hasta el nivel –3.8 m, lo que permite efectuar la excavación hasta –3.5 m. La figura 20.31 muestra en detalle las características de los pozos, que deben instalarse en el terreno mediante una perforación de 20 cm de diámetro cuyo fondo queda a la elevación –10.3 m, con el fin de aliviar la subpresión en el lecho inferior de la primera capa de arcilla. En la perforación del pozo no debe usarse lodo bentonítico, para evitar el taponamiento de las arenas permeables en la vecindad de las paredes del pozo. Al concluir la perforación el fondo debe quedar completamente libre de sedimentos. A continuación se detallan los diferentes componentes de cada pozo de bombeo.

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Fig. 20.30, Distribución de pozos de bombeo

Fig. 20.31, Carcaterísticas de los pozos de bombeo

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Ademe ranurado. Compuesto por tubería de PVC de 6 pulg de diámetro nominal, a la que se le practican ranuras de 2 mm de espesor perpendiculares a su eje (Fig. 20.32); el área de las ranuras por metro lineal de tubo es de 220 cm2. El tubo se une mediante coples cementados; el espacio entre coples se cubre con un filtro perimetral.

Fig. 20.32, Ademe ranurado

Filtro perimetral. Tiene la función de retener la arena, pero permitiendo el paso de los limos y arcillas que son erosionados por el flujo del agua, con el objeto de lograr extender unos centímetros la zona filtrante al terreno natural e incrementar con ello la permeabilidad del suelo que circunda al ademe ranurado Bomba sumergible. KSB de 5.0 l/s a 35.0 m y 3500 rpm; el motor de 5 HP opera con 440 V y consume 9 A. La tubería de descarga utilizada fue de 51 mm (2 pulg) de diámetro, la sumergencia recomendada es de 2.0 m. La operación de la bomba se realizó colocando la zona de succión a 12 m de profundidad mínima (cota –9.0), aunque se previó la posibilidad de aumentar la profundidad hasta 3.0 m. Las bombas se instalan con un electronivel para controlar su operación; la calibración de estos elementos se efectúa observando la posición del nivel del agua en los piezómetros. Una vez instalados los pozos se conectan sus tubos, mediante mangueras de succión de plástico, a las tuberías colectoras de 8 pulg de diámetro, de PVC o de fierro negro.

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A medida que la excavación avanza de los extremos hacia el centro se van instalando los cárcamos de bombeo, las bombas correspondientes y las tuberías de alivio de concreto perforado, a las cuales se conectan uno a uno los tubos interiores de los pozos. De esta manera se transforma gradualmente el sistema de abatimiento en sistema de alivio hasta suspender totalmente la operación de la primera etapa de bombeo con pozos profundos. Instalación Equipo de perforación. Se utilizó un tubo perforador de 203 mm (8 pulg) de diámetro nominal, de cédula 80 y de 19.4 m de longitud; el extremo superior tiene un tapón para introducir el ademe de PVC. El peso del tubo perforador es de 1270 kg y su área interior de 295 cm2, lo que permite aplicar presiones en el agua de hasta 4.3 kg/cm2. Se utilizó una bomba cenrífuga de inyección de alta presión, de un solo paso, marca Gorman – Rupp modelo 54 – J, que es capaz de proporcionar 60 l/s con 97.0 m de presión y motor de 100 H.P. operando a 2200 rpm. También fue necesario un compresor neumático; en este proyecto se recurrió a un equipo marca Atlas Copco VT 6 de 260 cfm a 7 kg/cm2. Los movimientos se realizaron mediante una grúa Northwest dotada de pluma con brazo de 19.0 m para 6 t. Bomba neumática (air lift). Para el lavado de los pozos se usó una bomba neumática de 5.7 cm de diámetro interior y 0.6 cm de espesor, con tubo alimentador de aire de 2.5 cm de diámetro unido al tubo principal a una distancia de 100 cm de su extremo inferior. Hincado del tubo perforador. El tubo perforador se levanta con la grúa y se hinca en el suelo inyectando agua y aire a presión con mangueras. La mezcla de agua y aire erosiona la arena del fondo de la perforación y la arrastra hasta la superficie; los estratos de arcilla se cortan mediante impactos del mismo tubo. Colocación del ademe ranurado. Una vez hincado el tubo perforador se determina con una sonda el espesor de azolves remanente en su interior, para comprobar que es tolerable (del orden de 1 m) y que puede introducirse el ademe ranurado de PVC con la misma grúa; después de colocado el ademe se le pone una tapa provisional en la parte superior, enseguida se cierra el tubo perforador con el tapón roscado y se aplica ligera presión con la bomba hidráulica para mantener el ademe en posición, mientras se saca el tubo perforador. Con este procedimiento se vence la fricción que se pueda desarrollar entre ambos tubos. Desarrollo de filtro. Para desarrollar la zona filtrante del suelo en contacto con el filtro de poliester se realiza una etapa de bombeo preliminar con un sistema neumático air lift. El agua que se extrae lleva en suspensión las partículas de suelo fino que son erosionadas de la masa de suelo. Al inicio de este bombeo el agua sale turbia y gradualmente, en aproximadamente 20 min, se aclara. Instalación de la bomba. Sólo tiene la peculiaridad de que la descarga se realiza con una manguera de PVC translúcido, para facilitar su adaptación a las condiciones cambiantes durante la excavación. El manejo independiente de cada manguera de descarga facilita la medición de los gastos de extracción de cada bomba. La operación de las bombas se controla con electroniveles que permiten la preselección de los niveles máximo y mínimo del agua dentro del pozo. 693


Tiempos de instalación. Con el arreglo del equipo que se muestra en la Fig. 20.33, se pudieron perforar hasta 7 pozos con una sola posición del tanque de abastecimiento de agua de 24 m3 y longitud suficiente de las mangueras disponibles. Al terminar el ciclo de 7 pozos era necesario cambiar el tanque y llenarlo, abasteciendo el agua desde dos de los pozos terminados.

Fig. 20.33, Arreglo del equipo

Una vez instalado el equipo y llenado el tanque de agua, los rendimientos que se pudieron lograr, incluyendo todos los tiempos de maniobras necesarios, se resumen en la tabla siguiente: Tiempos de instalación para cada bomba Actividad Hincado del tubo perforador (18.5 m) Colocación del ademe ranurado (17.8 m) Desarrollo del filtro (air lift) Instalación de la bomba sumergible

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Duración 5 a 8 min 5 min 15 a 20 min 20 min Total: 50 min


Operación normal del sistema. En la Fig. 20.34 se muestra el diagrama de control del sistema de bombeo instalado en el cual la alimentación proviene de una acometida (440 V) o de un generador de emergencia; la distribución a los circuitos se hace con una línea alimentadora. La operación del sistema sigue la siguiente secuencia: 1) 2) 3) 4) 5)

Comprobar suministro de energía en la acometida con el foco piloto (1) Comprobar que todos los interruptores (2), (3) y (4) estén abiertos. Cerrar el interruptor de doble tiro (2) a favor de la acometida. Cerrar el interruptor general (3) Cerrar gradualmente los interruptores del circuito (4); con ellos las bombas entran en operación mediante los arrancadores automáticos (5) 6) Los focos piloto (6) señalarán las bombas que estén trabajando controladas por el electronivel (7) En el pozo se instala la bomba sumergible (8) y la terminal del electronivel (9).

Fig. 20.34, Diagrama de control del sistema de bombeo

Cuando el foco piloto (1) permanezca apagado por un lapso mayor de 1 minuto, indicando ausencia de energía, se utiliza el generador de emergencia. Instrumentación. En la Fig. 20.35 se muestra la distribución de: a) los 43 pozos de bombeo con ademe de PVC (6 pulg de diámetro) y filtro de poliester, b) los 16 tubos de observación con tubo PVC de 1 pulg de diámetro y filtro de poliester y c) 9 celdas piezométricas instaladas por debajo del estrato arcilloso, para determinar la magnitud de la subpresión que pudiera desarrollarse.

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Fig. 20.35 Distribución de instrumentos

Pruebas del sistema de bombeo. Una vez terminada la perforación de los pozos de bombeo se colocaron algunas bombas sumergibles de 2 pulg de diámetro, para entrenar al personal en la ejecución de esa maniobra y comprobar la instalación eléctrica y el comportamiento de las bombas; las bombas instaladas se operaron intermitentemente, siguiendo la recomendación del fabricante, para mantenerlas en condiciones de trabajo. Resultados obtenidos con el sistema de bombeo 1) Durante la operación del sistema se pudo comprobar su notable eficiencia para abatir el nivel freático, ya que el nivel abatido del agua se mantuvo hasta 6 m por debajo del nivel del fondo de la excavación, mayor que el abatimiento mínimo esperado de 1 m 2) Se comprobó la adecuada elección del sistema de bombeo; con los pozos profundos la excavación se facilitó, debido a que fue poca la obstrucción que presentaron al bote de arrastre de las grúas, gracias a su ubicación y separación 3) El sistema de emergencia para fallas en el suministro de la energía eléctrica fue de gran importancia, ya que hubo algunas interrupciones prolongadas en el suministro. 4) Las pruebas del sistema permitieron demostrar la posibilidad de abatir en toda el área o dividiéndola en dos partes; finalmente, el procedimiento constructivo se efectuó con la segunda opción, por la limitada disponibilidad de equipos.

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5) Las bombas que se tenían como reserva no se utilizaron debido a que el abatimiento se pudo mantener con menos bombas de las programadas. En general, se ratificó el comportamiento adecuado del sistema de bombeo. 20.7.2 Aplicación en arcillas Condiciones de proyecto. Se presenta el caso de la excavación necesaria para construir la cimentación de un edificio ubicado en la zona del Lago Virgen de la ciudad de México, en el cual se efectuó el abatimiento del nivel freático en suelos predominantemente arcillosos. La geometría en planta se muestra en la Fig 20.36. El sistema para abatimiento de nivel de agua freática (NAF) tuvo el propósito de minimizar la expansión elástica del suelo por la descarga al excavar, asegurar la estabilidad de los taludes y efectuar los trabajos prácticamente en seco.

Fig. 20.36, Croquis de distribución en planta

Datos del proyecto. El predio destinado a la construcción del edificio se localiza al norte de la Central de Abastos, en la Delegación Iztapalapa. El edificio se proyectó dividido en dos cuerpos separados por una junta de construcción, como se muestra en la planta en la Fig. 20.36. El cuerpo A ocupa un área rectangular de 32 x 24 m y el cuerpo B comprende una superficie de forma irregular con área aproximada de 2700 m2. Los dos cuerpos del edificio constan de seis niveles y sótano y trasmiten una carga del orden de 7 t/m2. El predio se encontraba baldío, con superficie sensiblemente plana y horizontal; el área de construcción ocupa la zona central, por lo que no se tienen construcciones colindantes con el edificio en proyecto. La cimentación del edificio en ambos cuerpos se resolvió por medio de un cajón apoyado a 3.6 m de profundidad, contratrabes de 0.8 m de peralte y pilotes de fricción de concreto, con sección cuadrada de 0.3 m de lado y 36.0 m de longitud efectiva. Estos pilotes tienen como objetivo fundamental disminuir los hundimientos del edificio. El nivel freático se encontró a una profundidad de 2.50 m bajo el nivel del terreno natural. Estratigrafía de la zona del Lago Virgen. La zona del Lago se caracteriza por los grandes espesores de arcillas blandas de alta compresibilidad, que subyacen a una costra endurecida superficial de espesor variable en cada sitio dependiendo de la localización e historia de cargas (Tamez, 1987) Por ello la zona del lago se ha dividido en tres subzonas atendiendo a la importancia relativa de dos factores independientes: a) el espesor y propiedades de la costra superficial, y b) la consolidación inducida en cada sitio.

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Fig. 20.37, Sondeo de cono eléctrico en el sitio y columna estratigráfica

La subzona del Lago Virgen corresponde con el sector oriente del lago, cuyos suelos han mantenido sus propiedades mecánicas desde su formación; sin embargo, el reciente desarrollo de la ciudad, está incrementando las sobrecargas en la superficie y el bombeo profundo en esta subzona. La estratigrafía que es típica de la zona del Lago se muestra en la Fig. 20.37. En cuanto al hundimiento regional de la zona de proyecto, entre 1977 y 1982 fue de 1.0 m, es decir, 20 cm/año, de acuerdo con el boletín 8 de la Comisión de Aguas del Valle de México. Procedimiento constructivo. En el edificio se proyectó un sótano por razones operativas, lo que obligó a una excavación de 3.60 m de profundidad y zanjas con 0.80 m de profundidad adicional para alojar las contratrabes. Desde la etapa de proyecto se previó la necesidad de un sistema de pozos de bombeo, con el fin de realizar los trabajos de excavación en mejores condiciones de seguridad y operativas. 698


El hincado de los pilotes de concreto de 30 cm de lado se realizó antes de iniciar la excavación, en perforaciones previas de 25 cm de diámetro, utilizando un seguidor para dejar la cabeza de los pilotes en su nivel de proyecto. Como la longitud de los pilotes fue de 36.0 m, se fabricaron en tramos de 12.0 m con juntas preparadas con placas soldadas entre sí y ligadas a los tramos de pilote por medio de varillas ahogadas en el concreto. Los taludes de la excavación se proyectaron con inclinación 3:1, previendo su protección con un entortado de cemento-cal-arena (en relación 1:3:8) debido a que el descabezado y anclaje de los pilotes a la subestructura requiere un lapso importante. En este aspecto el bombeo también es benéfico pues evita que el pie de los taludes se debilite en presencia del agua por la pérdida de resistencia de los materiales que lo forman. Para reducir la magnitud de las expansiones del terreno al efectuar la excavación en áreas grandes, se planteó realizarla por etapas como se muestra en la Fig. 20.38. Como es usual en la ciudad de México, se programó realizar la excavación con maquinaria hasta 30 cm antes de alcanzar la profundidad de proyecto; el resto se excavó con herramientas manuales. Criterios de selección del sistema de bombeo. Al requerirse una excavación a mayor profundidad que la del nivel freático, en general es conveniente realizar bombeo para mantener el área de trabajo sin humedad del subsuelo las 24 horas del día, lo que permite mejorar condiciones en la obra y ejecutarla con mayor rapidez y mejor calidad. Fig. 20.38, Etapas de excavación

En ocasiones, el bombeo de abatimiento se sustituye por sistemas de bombeo simples o de achique por razones económicas pero, en el caso que nos ocupa, el bombeo de abatimiento significó otras ventajas: 1) Coadyuva en la estabilidad de los taludes, en los que el lapso de exposición es importante. 2) Permite la excavación en áreas mayores con expansiones elásticas del subsuelo dentro de límites aceptables. Adicionalmente, se puede requerir bombeo de abatimiento para evitar fallas del fondo de la excavación por subpresión, como antes se detalló. Al estimarse el gasto que debía extraerse, se propuso utilizar bombeo de tipo eyector que se adapta particularmente bien al bombeo en arcillas de la ciudad de México, mismas que

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cumplen con la condición necesaria de que existan intercaladas en la arcilla capas delgadas de suelos con mayor permeabilidad (limos gruesos y arenas). Asimismo, según se mencionó antes, la baja eficiencia operativa de este sistema no repercute notoriamente en el aspecto económico por el poco caudal que debe manejarse. Diseño del sistema de bombeo Exploración de verificación. Como primera etapa del diseño y con el objeto de definir las condiciones estratigráficas del predio en estudio se efectuaron dos sondeos de muestreo mixto, un sondeo de penetración estándar y un sondeo de cono eléctrico, llevados hasta una profundidad mayor de 71 m, hasta penetrar en los depósitos profundos. En la Fig. 20.37 se muestra gráficamente la variación de la resistencia de punta del cono eléctrico con la profundidad y se presenta la columna estratigráfica determinada a partir de las muestras recuperadas en los sondeos restantes, definiendo las fronteras entre los diferentes depósitos y capas intermedias con los resultados del sondeo de cono. Profundidad de abatimiento. Para determinar la profundidad de abatimiento adecuada, se utilizó la siguiente expresión (Zeevaert, 1983):

z0 ≤

1 (σ d − γ D2) + (D1 − Dwt ) γw

(ec. 20.16)

donde zo

σd γ D1 D2 Dwt

abatimiento del nivel del agua bajo el fondo de la excavación requerida para alojar las contratrabes esfuerzo efectivo vertical correspondiente a la elevación de la losa de cimentación, 4.84 t/m2 peso volumétrico del material excavado, 1.42 t/m3 espesor de suelo excavado en la primera etapa, 3.6 m espesor de suelo excavado en la segunda etapa, 0.8 m profundidad del nivel freático, 2.5 m

Así resulta zo = 4.3 m, que representa el abatimiento requerido para que la presión efectiva al nivel de desplante sea la misma o ligeramente mayor que la presión efectiva inicial, reduciéndose considerablemente la expansión debida a la descarga por excavación. Por tanto, se definió como profundidad de abatimiento mínimo: z = D1 + D2, o sea z = 8.7 m bajo el nivel del terreno natural, abatiendo el nivel freático aproximadamente 6 m respecto de su posición inicial. De acuerdo con el perfil estratigráfico (Fig. 20.37), bajo esa profundidad no existe una capa inmediata de arena en la que se pudiera presentar subpresión capaz de provocar una falla, en cuyo caso se podría requerir mayor profundidad de abatimiento. Ubicación de los pozos en el área de excavación. En la Fig. 20.38 se muestran las etapas de excavación para la construcción de la cimentación, mismas que se consideraron para determinar la ubicación de los pozos de bombeo. Para definir el espaciamiento de los

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pozos se tomó en cuenta la experiencia de varias obras semejantes en las que se comprobó que, colocando un pozo de bombeo por cada 50 m2 de área, se provoca el abatimiento del nivel freático en un tiempo razonable, por lo que se programó una red de bombeo con separaciones del orden de 7.0 x 7.0 m, como se muestra en la Fig. 20.39.

Fig. 20.39, Distribución de pozos de bombeo

Con la separación de pozos indicada se logró un abatimiento del nivel del agua hasta una profundidad tal que, al centro de un grupo de pozos, el nivel quedó 3.0 m arriba del nivel dinámico en los pozos circundantes; por tanto, para lograr el abatimiento requerido, se necesitaba mantener este último nivel en 12.0 m de profundidad e instalar las bombas al menos a 13.0 m bajo el terreno natural. Por tanto, se decidió llevar los pozos de bombeo a 16.0 m de profundidad, coincidiendo con el estrato areno limoso existente. Instalación y puesta en operación de los pozos de bombeo Perforación. Las perforaciones de 25 cm de diámetro, para los pozos de bombeo se llevaron a cabo con máquina rotatoria, equipada con una broca de aletas, inyectando agua como fluido de perforación; esta técnica permite minimizar el remoldeo en las paredes del pozo. Una vez alcanzada la profundidad especificada, se lavó el pozo hasta comprobar que el agua de retorno salía limpia (libre de lodo o arena) Instalación de bombas eyectoras. En la perforación terminada y lavada se colocó el ademe ranurado, formado por un tubo de PVC de 10 cm de diámetro interior, con ranuras de 1 mm espaciadas 10 mm entre sí; el tubo se ranuró únicamente en sus 6 m inferiores. El espacio entre el ademe y la pared del pozo se rellenó con gravilla de tamaños variables entre 5 y 10 mm en toda la longitud del pozo. Dentro del ademe se instalaron las bombas de eyector a una elevación de 0.50 m sobre el fondo de la perforación, sobre una cama de material filtrante; se utilizaron tubos de inyección de 13 mm de diámetro y tubos de salida de 19 mm. Por cada 10 pozos eyectores aproximadamente, se instaló en la superficie una bomba centrífuga con motor eléctrico de 10 HP con líneas alimentadoras y de descarga formadas por tuberías de fierro de 3 pulg de diámetro, utilizando piezas de unión del mismo material con rosca, para conectar a la bomba y a los tanques. Sistema de control del bombeo. Para lograr un funcionamiento adecuado del sistema de bombeo se verificó que la diferencia de presión entre las entradas y el retorno del eyector más lejano en una línea de alimentación, resultara de 4 kg/cm2 como mínimo; esta

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verificación se efectuó por medio de manómetros y sirvió para definir el número de eyectores que podían operarse realmente con las bombas centrífugas propuestas. Respecto de la energía eléctrica se contó con acometida normal del sistema municipal y con un generador de emergencia. En cada etapa de construcción el bombeo se mantuvo hasta que la construcción respectiva alcanzó un avance tal que la carga resultaba de 3 t/m2, ya fuera con el peso propio de la obra, o utilizando lastre; con esta carga y el efecto de anclaje de los pilotes instalados se alcanzaba prácticamente una sobrecarga equivalente a la descarga por excavación. Al final de la construcción, los pozos de bombeo fueron sellados evitando que quedasen drenes conectados al interior del cajón. Instrumentación para control de abatimiento y de expansiones Instrumentos de medición instalados. Para llevar un control de los abatimientos logrados con el bombeo durante las diferentes etapas de excavación y construcción de la cimentación, se instalaron tubos de observación del nivel del agua, piezómetros abiertos en los estratos permeables y piezómetros neumáticos en estratos arcillosos; en la Fig. 20.36 se muestra la distribución de los instrumentos instalados. Para medir las expansiones producidas por la excavación y definir las etapas de ataque de las diferentes áreas de acuerdo con los resultados obtenidos, se instalaron bancos de nivel flotantes, cuyas características se muestran en la Fig. 20.40. Asimismo, se instaló un banco de nivel profundo, a 72 m bajo el nivel del terreno natural, para medir los hundimientos regionales con las nivelaciones topográficas; este banco se ubicó en un predio baldío localizado a 60 m al oeste de la zona de construcción. Además, se instalaron cuatro bancos de nivel superficiales en las calles circundantes al proyecto.

Fig. 20.40, Banco de nivel flotante

Profundidad de instalación de los instrumentos. En general, los tubos de observación se instalaron a 10.0 m de profundidad y los piezómetros abiertos en el estrato permeable

702


ubicado de 14.7 a 16.0 m. Adicionalmente, se colocaron piezómetros abiertos en estratos permeables menos profundos, con objeto de observar la variación del nivel freático antes del inicio de la construcción y en las primeras etapas de bombeo; se instalaron también piezómetros neumáticos en estratos arcillosos. En las Figs. 20.41 y 20.42 se presentan gráficamente las mediciones obtenidas con estos instrumentos. Resultados obtenidos con el bombeo. En la primera etapa de construcción, con pozos instalados hasta 13.0 m de profundidad, se logró un abatimiento efectivo de nivel freático en los cuatro primeros días de bombeo; se requerían 15 días para lograr el abatimiento de 5.7 m bajo el nivel freático original.

Fig. 20.41, Corte esquemático de instrumentación piezométrica

Posteriormente los pozos se profundizaron hasta 16 m coincidiendo con la capa areno limosa existente, de mayor permeabilidad, lo cual permitió un abatimiento de 5.5 m en 8 ó 10 días de bombeo. En las etapas subsecuentes de excavación se llevó el control del abatimiento por medio de tubos de observación instalados al centro de cuatro pozos de bombeo, ya que debido al proceso constructivo se dañaron la mayor parte de los instrumentos originalmente instalados. Mantenimiento del sistema de bombeo. Los pozos de bombeo funcionaron adecuadamente; sin embargo, cuando en un pozo se reducía la profundidad del nivel dinámico, se extraía el eyector para rehabilitarlo o sustituirlo, lo cual se lograba en un lapso de una hora aproximadamente. Medición de las deformaciones del suelo Expansiones. Las etapas constructivas se programaron con objeto de restringir la expansión del subsuelo a un valor máximo de 3 cm previstos para reducir los posteriores hundimientos por recuperación de la expansión. En la Fig. 20.42 se muestra la expansión por excavación medida en el banco de nivel flotante VNF-1E, correspondiente con la primera etapa constructiva; se observa que la expansión máxima registrada es de 2.2 cm respecto de su posición inicial al instalarse.

703


Hundimiento regional. El hundimiento regional medido por medio del banco de nivel profundo instalado resultó de 4.9 cm en 126 días transcurridos del 30 de septiembre de 1987 al 3 de febrero de 1988, lo que resulta en promedio 1.2 cm por mes.

Fig. 20.42, Expansión por excavación en la primera etapa constuctiva

Este hundimiento regional se tomó en cuenta en la interpretación de las expansiones medidas. Por ejemplo, en el caso mostrado en la Fig. 20.42, el hundimiento regional ocurrido desde la instalación del banco de nivel flotante hasta la expansión máxima por excavación fue 1.4 cm, por lo que el valor total de esta expansión fue 3.6 cm.

Evaluación final del sistema. Con el abatimiento mediante bombas eyectoras se lograron las siguientes ventajas: 1) Se pudo limitar la expansión del subsuelo debida a la excavación a un máximo de 3.0 cm combinando la construcción por etapas con el abatimiento del nivel freático. 2) La medición de las expansiones por medio de bancos de nivel flotantes permitió reprogramar las etapas de excavación y construcción, acortando el programa constructivo. 3) No se presentaron fallas en los taludes de las excavaciones, a pesar de estar abiertas éstas durante varias semanas 4) La construcción de la cimentación se pudo efectuar prácticamente en seco, con mayor eficiencia de los equipos de excavación y mejores condiciones de trabajo. Reconocimientos El presente capítulo fue preparado a partir de conceptos teóricos y aspectos prácticos de uso generalizado, así como trabajos internos realizados en TGC durante los años de 1982 a 1991, los cuales fueron aprovechados anteriormente por el Ing. Carlos E. Gutiérrez S. para su tesis de maestría.

704


Referencias Cedergren, H. (1968) “Seepage, Drainage and Flow Nets”, Nueva York, J. Wiley. Del Castillo, R. (relator 1978) “Ciudad de México”, SMMS Simposio Sobre el Subsuelo y la Ingeniería de Cimentaciones en el Área Urbana del Valle de México. Power, J. P. (1981) “Construction Dewatering. A guide to Theory and Practice”, Wiley Series of Practical construction guides. Santoyo, E. y Tamez, E. (1983) “Instalación del sistema de bombeo para el abatimiento del nivel freático de la zona II de SICARTSA”, Informe TGC-31. Tamez, E. et al. (1987) “Manual de Diseño Geotécnico”, Vol. 1., México, COVITUR. Tamez, E. y Santoyo, E. (1982) “Recomendaciones geotécnicas para efectuar la excavación de la zona de hornos de recalentamiento del área de laminación”, Informe TGC-03. Zeevaert, L. (1983) “Foundation Engineering for Difficult Subsoil Conditions”, Van Nostrand Reinhold, 2ª Ed. Anexo A20.1. Estimación de la permeabilidad de los suelos A20.1.1 Arenas De la hidráulica se puede comprender que a menor tamaño del conducto, es menor el radio hidráulico y en consecuencia es mayor la fricción que tiene el agua al moverse en los poros. Por tanto, para iguales condiciones de tamaño máximo y compacidad, los suelos bien graduados tienen menor permeabilidad que los suelos uniformes ya que en éstos las partículas menores llenan los huecos dejados por las de mayor tamaño, reduciendo el diámetro de los poros. Considerando la relación de vacíos, el coeficiente de permeabilidad varía como sigue:

k1 e2 = 12 k2 e1 Si la relación de vacíos de un suelo en estado suelto se reduce a la mitad, alcanzando un estado medianamente compacto, entonces teóricamente la permeabilidad se reduce a la cuarta parte. Por tanto, la compactación es un factor importante en la reducción de flujo para un suelo determinado. Hazen investigó el coeficiente de permeabilidad para filtros de arena limpia encontrado la siguiente relación empírica (Powers, 1981):

k = C D102

705


En la cual k es el coeficiente de permeabilidad en cm/s, C es un coeficiente que varía de 50 a 150. El diámetro efectivo D10 en centímetros se determina con análisis granulométricos, representando el diámetro para el cual el 10% de las partículas es menor que ese valor. Se puede observar que el valor de k es muy sensible a la variación del diámetro efectivo. El valor del parámetro C depende principalmente de la forma de las partículas; para depósitos de suelos con la misma forma de las partículas, C puede considerarse constante y entonces:

[ ] [ ]

D102 k1 = k2 D102

1 2

Esta relación puede resultar útil para estudiar la permeabilidad de un depósito; si se dispone de algunos valores del coeficiente de permeabilidad, el valor de k puede estimarse para los otros suelos por medio de análisis granulométricos. Para tomar en cuenta la compacidad de los suelos arenosos así como las características granulométricas, representadas por el D50 y por el coeficiente de uniformidad, se recomienda utilizar las gráficas de las Figs. 20.A1.1a y 20.A1.1b, para suelos densos, suelos con 50% de compacidad relativa y suelos sueltos. Estas gráficas (Powers, 81), fueron preparadas originalmente por Byron Prugh (1917-1974) basándose en una combinación de investigaciones en laboratorio y en campo. Fig 20.A1.1.a, Estimación de la permeabilidad para suelos densos

En la naturaleza los suelos se encuentran estratificados y la permeabilidad de las diferentes capas del suelo puede cambiar en varios órdenes de magnitud; esto conlleva a que aun si se efectúa un gran número de pruebas de permeabilidad, sus resultados deben ser tomados con reservas y el juicio del proyectista y del constructor debe ser moderado de acuerdo con la estratigrafía del sitio. Debido a la dificultad práctica de obtener muestras inalteradas de arenas para ensayarse con permeámetro en laboratorio, el método más recomendable para obtener su permeabilidad, es por medio de pruebas de bombeo, mismas que se describen en el inciso 20.5.

706


20.A1.1b, Estimación de la permeabilidad para suelos con 50 % de compacidad relativa

A20.1.2 Arcillas Para las partículas finas de suelos formados por limos y arcillas, el coeficiente de permeabilidad es de difícil definición porque los conceptos de diámetro efectivo no tienen un significado físico útil en estos materiales. En los suelos compuestos por arcillas la permeabilidad en general es menor de 10-6 cm/s, por lo que se realizan ensayes de laboratorio con permeámetros de carga variable. Sin embargo, el coeficiente de permeabilidad de los suelos finos se puede obtener indirectamente en el laboratorio por medio de ensayes de consolidación unidimensional, ya que el coeficiente de consolidación que se obtiene en esta prueba es proporcional al coeficiente de permeabilidad. De la teoría de consolidación de Terzaghi, se obtiene:

Cv =

k mv γ w

donde Cv mv

γ

w

coeficiente de consolidación, cm2/s (de Terzaghi) coeficiente de compresibilidad volumétrica, cm2/kg peso volumétrico del agua, en kg/cm3

entonces:

707


k = C v mv γ w

(ec. 20.A1.1)

en cm / s

El valor correspondiente a C V es difícil de precisar porque es también muy sensible a las variaciones y características de los suelos. Tómese por ejemplo un limo arcilloso para el que C V = 10-3 cm2/s. Si en condiciones de suelo inalterado mv = 0.01 cm2/kg, entonces:

k = 10 −3 10 −2 10 −3

= 10 −8

en

cm / s

que es un valor típico para suelos de alta sensibilidad como el de las arcillas lacustres de la ciudad de México. Anexo A20.2 Análisis de pozos aislados Considérese un pozo de diámetro 2ro que ha sido instalado hasta llegar a un estrato impermeable (Fig. 20.A2.1), el pozo atraviesa diversos estratos con espesor dn y coeficiente de permeabilidad kn. Durante el bombeo, el radio de influencia es R0 y el nivel del agua dentro del pozo tiene un abatimiento So; este valor no excede el espesor del primer depósito, con coeficiente de permeabilidad ko. Aplicando la hipótesis de Dupuit se establece que el gradiente hidráulico en la sección considerada es igual a la pendiente de la superficie libre del agua (Zeevaert, 1983).

Fig. 20.A2.1, Flujo de agua hacia un pozo

708


Definiendo la condición de descarga y aplicando la ley de Darcy para la sección YY de la Fig. 20.5 del cuerpo principal de este capítulo, para la distancia radial se obtiene:

q = 2π ryk o

dy dr

+ 2π rd1 k1

dy dr

+ .... 2π rd n k n

dy dr

(ec. 20.A2.1)

Realizando la integral para el régimen de flujo establecido, con r = Ro é y = do, se obtiene la siguiente expresión para el gasto:

q=

π k o (d 02 − y 02 ) + 2π (d 0 − y 0 ) k i d i R ln 0 r0

(ec. 20.A2.2)

Escribiendo esta relación desde el punto de vista del abatimiento S0 en el pozo::

q=(

π k o (d 0 + y 0 ) + 2π ∑1 k i d i n

R ln 0 r0

) So

(ec. 20.A2.3)

De esta ecuación, podemos derivar las expresiones correspondientes a los dos casos particulares relativamente frecuentes que se tratan a continuación. a)

Primer caso

Cuando el depósito superficial de espesor do es mucho más permeable que los depósitos subyacentes (Fig. 20.A2.2): kh / ko = 0

Fig. 20.A2.2, Flujo de agua hacia un pozo en suelos estratificados no confinados

709


Con lo que resulta:

q=(

πk (d 0 + y 0 ) i h

R ln 0 r0

) So

(ec. 20.A2.4)

Donde kh es el coeficiente de permeabilidad horizontal medio. b)

Segundo caso

El depósito superficial de espesor do es impermeable. Los estratos subyacentes de espesor dn son acuíferos y el gasto se expresa con la fórmula siguiente:

2π ∑1 k i d i q= S0 R0 ln r0 n

(ec. 20.A2.5)

En este caso el flujo de agua hacia el pozo es prácticamente horizontal (Fig. 20.A2.3). Si el suelo está formado por diferentes capas con permeabilidad k1, k2, k3, ..., kn de espesor respectivamente igual a d1, d2, d3,..., dn, se puede considerar una permeabilidad media de:

kh D =

∑kd n

1

i

i

Las ecuaciones establecidas indican que el gasto disminuye al incrementase el radio de influencia Ro. Desde un punto de vista práctico, Ro no puede incrementarse indefinidamente. Cuando el acuífero es de capacidad ilimitada o tiene una fuente de abastecimiento, Ro se restringe por distancia a esa fuente. Sichardt estableció una fórmula empírica que puede utilizarse para estimar el valor de Ro = Rs, cuando la fuente de abastecimiento del acuífero está a mayor distancia que el valor de Rs (cm):

Fig. 20.A2.3, Flujo de agua hacia un pozo en un acuífero estratificado confinado

710


Rs = C s S 0

k

(ec. 20.A2.6)

donde S0 k Cs

nivel dinámico dentro del pozo, cm coeficiente de permeabilidad, cm/s en s/cm1/2 ; igual a 300 para pozos y 200 para trincheras o líneas de pozos

711

21 Pantallas impermeables Raymundo Rincón Valdés Juan Paulín Aguirre

21.1 Introducción Una pantalla o muro impermeable es una barrera impermeable inicialmente no-estructural que se construye subterráneamente para impedir el flujo de agua subterránea. Se han utilizado por décadas para proporcionar soluciones rentables para control temporal o permanente del flujo de agua subterránea, como cimentación y terraplén en estructuras de retención de agua y para prevenir el flujo de varios contaminantes por agua subterránea contaminada. Las pantallas impermeables que usan como material de relleno suelo-bentonita, “método de construcción de trincheras de lodo” –ver figura 21.1-, fueron utilizadas por primera vez en los Estados Unidos en los años 1940´s.

Área de mezclado suelobentonita Colocación de la mezcla

Mezcla suelobentonita

Material excavado

Lodo bentonítico

Terreno permeable virgen

Fig. 21.1, Trincheras de lodo

Mientras que en un principio se empleaban exclusivamente para la impermeabilización del terreno formando barreras impermeables, hoy también se usan como elemento estructural – muros diafragma-, ideal en excavaciones de cimentaciones profundas con suelos de poca consistencia o inestables, nivel freático alto, etc., donde la principal falta es la seguridad con que ejecutar más tarde la excavación del terreno. Una pantalla impermeable se construye al ejecutar en forma alternada tramos de muro de sección rectangular “panel”, mediante excavación con cucharas o equipos especiales bajo lodos tixotrópicos (normalmente bentonita). El lodo estabiliza la excavación durante el proceso constructivo. Una vez excavado el panel, se puede colocar acero de refuerzo y finalmente concreto en el caso de una pantalla con fines estructurales para contención de suelos. Si se trata de una pantalla de impermeabilización, como material de relleno

713


únicamente se trabaja con una mezcla de suelo-bentonita o suelo-bentonita-cemento o bentonita-cemento, que queda como barrera impermeable después de colocada y fraguada la mezcla. Las pantallas de contención o muros diafragma pueden anclarse o apuntalarse de acuerdo a la conveniencia y/o requerimientos de cada proyecto. 21. 2 Construcción Una pantalla impermeable es construida excavando una zanja vertical estrecha, a través de los materiales permeables hasta los estratos subyacentes relativamente impermeables. La zanja se mantiene llena durante la excavación con una suspensión de la mezcla bentonitaagua. La mezcla actúa para estabilizar las paredes de la zanja previniendo su falla durante la excavación. La mezcla también forma un filtro cake en las paredes de la zanja, que contribuye a bajar la permeabilidad de la barrera. Numerosas experiencias en una amplia variedad de materiales desde roca a arcilla suave han demostrado que un zanja larga y profunda puede mantenerse abierta siempre y cuando esté llena de lodo y el nivel del agua subterránea esté unos metros debajo del nivel superior del lodo.

Fig. 21.2, Construcción de una pantalla impermeable

Después de la excavación, la zanja se rellena, desplazando el lodo con un material que tiene propiedades ingenieriles predeterminadas. Cuando se necesita impermeabilidad, en lugar de resistencia estructural de la pantalla, el material de relleno mejor y menos caro es generalmente una mezcla selecta de suelo y bentonita. En circunstancias especiales también se puede utilizar con eficacia, concreto o lechada de cemento-bentonita como material de relleno. 714

Pantallas impermeables

El método óptimo de excavación de la zanja depende de la profundidad requerida de la pantalla y de la calidad de los materiales a perforar. El método de excavación de la zanja es básicamente poco importante desde un punto de vista técnico. Es solamente importante que la barrera se extienda por todo el estrato permeable de forma continua. La verticalidad de la zanja es también poco importante a menos que afecte a la continuidad de la barrera. En la Fig. 21.3, se presenta la secuencia de excavación de un panel, las distancias "X" y "Y" pueden variar en función de la cantidad de “mordidas” de cada almeja que se dan para formar un módulo –primario o secundario-. Esto puede reducir la cantidad de juntas y consecuentemente el riesgo de tener discontinuidades.

A.- Módulos primarios. B.- Módulos secundarios. i.- Intersección. t.- Espesor de panel. Las distancias “X” y “Y” son variables y pueden ser mordidas simples o múltiples del equipo de excavación.

A.- Módulos primarios. B.- Módulos secundarios.

1 mordida, módulo primario 2 mordidas, módulo secundario

2 mordidas, módulo primario

2 mordidas, módulo primario 1 mordida, módulo secundario

Fig. 21.3, Secuencia de excavación de un panel

715


La hidrofresa es el equipo de construcción de pantallas más avanzado del mercado. Fue desarrollada por la empresa francesa Soletanche, para poder realizar pantallas en condiciones difíciles, bien por la dureza del subsuelo (las hidrofresas más potentes pueden atravesar, sin ayuda de trépano, rocas de 100 MPa de resistencia a la compresión), bien por exigencias especialmente estrictas de verticalidad y calidad del producto acabado (con hidrofresa se han construido las pantallas más profundas del mundo, habiéndose superado los 150 m en Japón y los 120 m en varias pantallas del impermeabilización de presas en Estados Unidos). Con este sistema al igual que en los procedimientos clásicos de construcción de pantallas “in situ”, la zanja es excavada por paneles; dado que la extracción del material triturado se realiza por circulación inversa, es imprescindible la utilización de lodos bentoníticos; una vez terminada la excavación, se introduce la armadura (en caso de ser necesaria), y a continuación se sustituye el lodo por concreto, colocado por el método de tubo sumergido. Las principales ventajas de la construcción de pantallas con hidrofresas son: • • • • • • • •

Construcción de pantallas atravesando o empotrando en roca, sin necesidad de trépano. Ausencia de vibraciones. Disminución de ruido. Menores sobre-volúmenes de concreto. Excelente control de la verticalidad Ausencia de juntas. Extracción del detritus por circulación inversa del lodo de perforación. Fácil retirada del detritus.

Profundidad (m)

El lodo y el sedimento del fondo de la zanja son limpiados succionándolos hasta la superficie con air lift o con la misma herramienta de perforación, antes de colocar el material de relleno. En la mayoría de los casos este ejercicio es innecesario porque la permeabilidad de cualquier cantidad pequeña de sedimentos encapsulados de lodo es más baja que la permeabilidad del relleno que los substituye. Sin embargo, si los sedimentos del fondo de la zanja son arena y grava limpias, deben ser normalmente quitados. Es buena práctica tratar de que las etapas de colocación de relleno y excavación, estén lo más cerca posible, con base en la experiencia, zanjas con más de 30 m de profundidad y 300 m de longitud, pueden estar varias semanas abiertas entre las etapas de excavación y relleno. Fig. 21.4, Colocación de relleno

Los equipos y sus arreglos, así como las características de los mismos para preparar el lodo bentonítico para su introducción en la zanja varían con el tipo, magnitud y la disposición del proyecto.

716


El relleno de material suelo-bentonita se mezcla generalmente en la superficie del terreno adyacente a la zanja usando un tractor. El material de relleno es preparado regando el suelo con lodo y mezclar y batir hasta que la mezcla es homogénea y se alcanza la consistencia apropiada. El material preparado se empuja en la zanja en el punto donde el relleno ya colocado aparece en la superficie de la zanja, esto se hace para evitar la segregación que se pude causar por caer libre a través del lodo. El lodo usado para regar el material de relleno puede ser lodo fresco o puede ser obtenido bombeándolo desde la zanja. La mezcla de la zanja es preferible porque es generalmente más gruesa y contiene material fino suspendido, que ayude a tener una permeabilidad baja en el material de relleno. Además, el retiro de la mezcla de la zanja permite la introducción de una mezcla más fresca de tal modo que reduce la carga de sólidos suspendidos. El peso unitario del lodo de la zanja debe mantenerse perceptiblemente más bajo que el peso unitario del material de relleno para asegurar que el lodo se desplaza al momento de colocar el material de relleno en la zanja. El peso unitario total del material suelo-bentonita está típicamente entre 1.28 y 1.34 t/m3. La experiencia ha demostrado que el relleno desplazará fácilmente al lodo si este tiene un peso unitario de 0.24 t/m3 menos que el peso unitario del material de relleno. 21. 3 Permeabilidad de la barrera suelo-bentonita La permeabilidad de una pantalla impermeable, es una función de la permeabilidad del filtro cake que se forma en las paredes de la zanja y de la permeabilidad del material de relleno colocado. La contribución relativa de cada constituyente depende de la permeabilidad relativa y espesor de los dos materiales. La permeabilidad horizontal de la barrera “ k ”, puede ser determinada de la ley de Darcy y la ecuación de la continuidad, a saber:

k=

tb

(ec. 21.1)

⎛ tb t ⎞ ⎜⎜ + 2 c ⎟⎟ kc ⎠ ⎝ kb

donde

kc kb tb tc

permeabilidad del cake permeabilidad del material de relleno espesor del relleno espesor del cake

La permeabilidad del material de relleno puede ser determinada por pruebas de laboratorio, el espesor del relleno es seleccionado por diseño. La relación k c / t c puede ser determinada experimentalmente bajo simulación de las condiciones de campo; para una variedad amplia de aplicaciones prácticas esto varía entre 5 y 25 x 10-9/seg. La figura 21.5 muestra una

717


grafica con la relación teórica entre la permeabilidad de la pantalla y la permeabilidad del cake y relleno en función de la relación k c / t c para valores típicos.

Fig. 21.5, Relación teórica entre la permeabilidad de la pantalla y la permeabilidad del cake y relleno, D’ Appolonia and Ryan (1979)

La gráfica de la Fig 21.5, muestra que la permeabilidad de la pantalla es controlada por el material de relleno cuando la permeabilidad del relleno es baja y por el cake cuando la permeabilidad del relleno es alta. Más interesantemente, la permeabilidad de la pantalla tiene un límite superior efectivo de 10-6 cm/seg, uniforme para muchos rellenos permeables, debido a la baja permeabilidad del delgado cake. Esto es un resultado más significativo y más importante. La formación del cake en suelos permeables indica que se ha usado un lodo bentonítico apropiado en la zanja. Así, mientras el relleno esté lo suficientemente bien calificado para prevenir la ruptura o la extrusión del cake, se asegura una permeabilidad de la barrera de cuanto menos 10-6 cm/seg. 21.4 Compresibilidad y resistencia La compresibilidad y la resistencia no son generalmente consideraciones importantes en el diseño de una pantalla impermeable. Sin embargo, hay excepciones significativas, por ejemplo, cuando una estructura tal como una presa debe ser construida sobre la barrera impermeable. En estos casos el diseñador debe generalmente mantener la compresibilidad de la pantalla compatible con la compresibilidad de la tierra circundante, para reducir al mínimo el movimiento diferencial de la estructura de tierra y las concentraciones resultantes de esfuerzo en la estructura de tierra o su cimentación. Si se anticipan las deformaciones de cortante, la barrera debe soportar los movimientos asociados a la tierra circundante sin agrietamiento o desarrollo de planos de cortante que puedan incrementar la permeabilidad efectiva de la pantalla impermeable. Una vez consolidado por peso propio, la mayoría de los rellenos de suelo-bentonita tiene una compresibilidad relativamente baja. La compresibilidad comparativamente baja resulta cuando hay suficiente material granular en la mezcla para permitir el contacto del grano-agrano entre las partículas granulares. La permeabilidad baja y la compresibilidad baja son, 718


por supuesto, requisitos contradictorios porque el gran porcentaje de finos plásticos requeridos para una permeabilidad baja da lugar a una compresibilidad más alta. Un material óptimo que combina compresibilidad baja y permeabilidad baja consiste en una matriz granular cuyos intersticios se llenen de suelo y bentonita, tal como una arena bien graduada o arena y grava con finos plásticos de 20 a 30 %. Si la mezcla también contiene más de 1 % de bentonita en peso, la permeabilidad tendrá un valor del orden de 10-7 cm/seg o menor. Sin embargo, cuando la compresibilidad baja no se requiere, es deseable un contenido más alto de finos y el extremo grueso de la curva granulométrica llega a ser totalmente poco importante. 21.5 Concretos plásticos El término concreto plástico identifica a un concreto formado por cemento, bentonita y agregados y una relación cemento/agua muy baja. En un concreto normal cuya relación cemento/agua en promedio es de 2, los granos de cemento cristalizado están tan próximos entre si, por tanto, el anclaje de los cristales conduce a un sistema resistente y poco deformable. Para dar a este sistema deformabilidad se pueden separar estos cristales, la forma más simple de lograrlo, consiste en agregar agua en exceso. Esta mezcla es inestable provocando segregación y sedimentación del cemento, por tanto, tiene que agregarse un agente estabilizador como la bentonita. 21.5.1 Composición El diseño de la mezcla es depende de las necesidades de particulares de cada proyecto y de las condiciones geotécnicas del entorno, de forma general la composición de la mezcla es: •

Lodo bentonítico; La viscosidad debe ser alta, ya que su papel es el de mantener en suspensión los granos de cemento y los agregados durante la ejecución de los trabajos hasta el fraguado, así como asegurar la plasticidad y la impermeabilidad del medio. El porcentaje de bentonita puede variar de 2 a 12 % del peso de agua, según la relación de hidratación de la bentonita.

•

Cemento; Se coloca en poca proporción 0.1 < cemento/agua < 0.3, según la naturaleza del cemento, este asegura la resistencia mecánica y impermeabilidad de la mezcla.

•

Agregados; Son aproximadamente el 50 % del volumen total. Esta cantidad implica tener siempre una discontinuidad en los elementos rígidos y permite deformación del concreto. Generalmente el tamaño máximo se limita a 30 mm.

Se puede considerar una composición promedio por m3: • • • •

Lodo bentonítico: 400 a 500 lt Cemento: 100 a 200 kg Agregados: 1,300 kg Densidad: 1.8 a 2.1 t/m3

719


Los agregados también pueden ser remplazados por arena media a fina, dando la siguiente composición promedio por m3. • • •

Lodo bentonítico: 375 a 750 lt Cemento: 100 a 290 kg Agregados: 500 a 1,000 kg 21.5.2Resistencia

El papel que debe desempeñar la pantalla es ser una barrera impermeable. La resistencia mecánica es en realidad poco importante. La utilización de arena, sirve sobre todo para mejorar la calidad de la pantalla para minimizar el riesgo de fisuración. La resistencia que se obtiene en un concreto plástico, depende de forma importante de la relación cemento/agua, como parámetro indicativo se puede tener una resistencia mayor a 10 kg/cm2. 21.5.3 Permeabilidad Si se toma como base un valor de k = 10-7 cm/seg. Se debe verificar que la mezcla bentonita/cemento, tenga una permeabilidad 10 veces menor, en laboratorio, para tener en cuenta incidencias durante la ejecución de la obra.

Capa permeable

Capa impermeable Fig. 21.6, Pantallas con concretos plásticos

21.6 Control de calidad La construcción debe ser controlada a todos los niveles: • •

720

Llegada de los materiales y revisión de los mismos. Producción del lodo bentonítico.


• • • • •

Almacenamiento del lodo de perforación, dando seguimiento a la variación de sus propiedades, en todas las etapas del proceso constructivo. Excavación de la zanja. Dos aspectos importantes de la perforación, es la verificación de la verticalidad y el desplante de la pantalla. Mezclado de material de relleno. Colocación del material de relleno. Disposición de los desechos y excesos de lodos bentoníticos.

Posterior a la construcción se puede verificar la estanqueidad de la pantalla, objetivo principal de la misma, colocando piezómetros aguas arriba y aguas abajo. En todas las etapas es necesario dejar registros, los cuales puedan se revisados y avalados por la supervisión, el cliente o ingeniería. Es muy importante que la definición del control de calidad se base en un concepto de ser preventivo y no correctivo. Que el principio sea asegurar el control de calidad antes y durante la ejecución, no después. 21.7 Bases contractuales recomendadas Las especificaciones siguientes son recomendaciones para ser incluidas en bases contractuales, para la construcción de pantallas impermeables. Justificaciones previas. El contratista debe someter los puntos siguientes para la aprobación del Cliente por lo menos 10 días laborables antes de comenzar el trabajo: 1. 2. 3. 4.

Certificación de la bentonita. Muestras de bentonita. Identificación, composición y calidad de la fuente de agua. Plan de trabajo detallado. Incluirá por lo menos lo siguiente:

• • • • • • •

Lista del equipo. Características y propiedades índices de los materiales a usar en los rellenos. Especificaciones de la planta de lodos. Especificaciones de la planta de concretos. Métodos de almacenaje del material y del equipo. Procedimientos para la mezcla de agua-bentonita, su transporte y la recirculación. Procedimientos para la excavación de la zanja, colocación del lodo, mezclado del relleno y colocación del relleno. Procedimientos para la disposición de los excesos de lodos.

•

5. Programa de control de calidad, incluyendo funciones y responsabilidades del personal, organización, plan de inspección y prueba incluyendo tipos y frecuencia de ensaye, normas aplicables y procedimiento del producto no-conforme. Materiales. Las especificaciones deben establecer todos los requerimientos y características de los materiales que se usarán, ya sean simples o compuestos.

721


• • • • • • • • • •

Bentonita Polímeros (en su caso) Agua Cemento Agregados granulares obtenidos fuera del sitio Suelo obtenido en el sitio como producto de la excavación Mezcla inicial de lodo Mezcla de lodo en la zanja Materiales fuera del sitio para el relleno de la zanja Material de relleno para la zanja

Equipos. Las especificaciones deben establecer todos los requerimientos y características de los equipos que se usarán, según las necesidades del proyecto. • • • • • •

Equipos convencionales de excavación –almejas Equipos especiales de excavación –hidrofresas Planta de lodo Planta de concreto Equipo de laboratorio Planta de desarenación

Control de calidad. El contratista debe establecer y mantener expedientes de control de calidad para todos los lodos en todas las etapas de la construcción para asegurar la conformidad con los requisitos de contrato. Los materiales que se probarán, los métodos de prueba, la ubicación de las muestras y/o de las pruebas, las frecuencias, las especificaciones de prueba y las acciones de respuesta por la falta de cumplimiento con la especificaciones de proyecto. Dentro de las especificaciones de proyecto se deben establecer la cantidad tipo y ubicación de piezómetros que se deben colocar para verificar que la impermeabilidad de la barrera es mayor o igual a la establecida por proyecto, y que no se tienen ventanas de material no tratado. Descripción geotécnica del subsuelo. Se debe describir la estratigrafía del sitio de proyecto definiendo los espesores y características de los diferentes materiales, incluyendo las profundidades a las cuales se desplantará la pantalla y la distancia de empotramiento de la misma en los materiales poco permeables. Procedimiento constructivo Construcción de brocales. En el caso de construcción de pantallas impermeables con concreto plástico, es necesario que previo a la excavación de la pantalla, se construya a todo lo largo de la misma unos brocales de concreto reforzado. Estos brocales están formados por 2 muros de aproximadamente 1.0 m de profundidad, 0.6 m de ancho y 0.2 m de espesor. El espacio entre los muros es ligeramente superior al espesor de la pantalla. El objetivo de los brocales es:

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• • •

Definir el eje de la pantalla. Servir de apoyo a los elementos requeridos para el colado. Controlar los niveles de lodo bentonítico dentro de la zanja.

Excavación. Con base en la experiencia, para poder garantizar la verticalidad de la pantalla, cada panel se excava de la siguiente forma (ver fig 21.3): • • •

Perforación de un módulo primario. Perforación de un segundo módulo primario separado del primero. Perforación del módulo intermedio.

Los dos módulos primarios tienen el ancho de la herramienta de perforación y el gran peso de las mismas, así como censores y controles internos del equipo, permiten garantizar la verticalidad de la zanja. Cuando la profundidad de perforación es importante, los equipos deben ser tales que no se generen desviaciones de la perforación con respecto a la verticalidad, ya que en caso de presentarse, se formarán ventanas de material no excavado las cuales pueden representar fugas de flujo de agua. Al realizar la excavación del módulo intermedio, la herramienta de perforación se guía en la parte superior de los módulos primarios. Colocación de lodo. Para garantizar la estabilidad de las paredes de la excavación, se utiliza lodos bentoníticos o soluciones con polímeros. El lodo se fabrica en una planta equipada con mezcladores de alta turbulencia. Cuando se utiliza bentonita para la formación de lodo, esta debe hidratarse 24 horas antes de su utilización. La planta de lodo se instala cerca de la zona de construcción de la pantalla y por lo general se manda directamente en la cabeza de los equipos de perforación, a través de tubería por bombeo. Limpieza del lodo. Para conservar las propiedades y características del lodo, este tiene que tratarse para evitar su contaminación por los sedimentos de perforación. Para este fin, el lodo se bobea desde la zanja de perforación a la central de desarenación. El lodo tratado se manda a los tanques de almacenamiento, donde se regenera y los desechos se llevan a sitios establecidos para su disposición. Preparación de material para relleno. En caso de que el relleno esté formado por suelobentonita, el material producto de la excavación se coloca en una zona destinada a realizar el mezclado de este con lodo bentonítico en la dosificación establecida por proyecto. Cuando el relleno será formado por suelo-bentonita-cemento, el lodo no contaminado –puede ser nuevo o recuperado de la zanja-, se mezcla con cemento en una planta que lo dosifica y prepara. Colocación de material de relleno. Los rellenos de suelo-bentonita en el caso de las trincheras de lodo, pueden se colocados en la zanja depositando el material con tractor en forma progresiva considerando el ángulo de reposo del material colocado y en caso de rellenos de bentonita-cemento-agregados (concretos plásticos), sustituyendo el lodo bentonítico que estabiliza a la zanja con la mezcla definitiva a través tubería “Tremie”. Forma de medición y pago. La medida de pago para la pared impermeable será basada en el área en m2 según lo calculado por la multiplicación de la profundidad de la pared de lodo por la longitud horizontal según lo construido en lugar. En el precio unitario (m2 de pantalla), se 723


debe considerar todo lo necesario para la ejecución de los trabajos como obra terminada, tal como: la plataforma de trabajo, los materiales y equipos, así como la mano de obra. El brocal deberá cobrarse por unidad de longitud. 21.8 Casos históricos Presa Chicoasén, Chiapas México. Construcción de pantallas impermeables en ataguías. En este proyecto se usó una combinación de técnicas, inyección de mortero y pantalla impermeable.

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395 Ataguía aguas arriba

Ataguía aguas abajo

Roca

Fig. 21.7, Presa Chicoasén, Chiapas

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Presa Mud Mountain, Washington, EUA. Construcción de 13,300 m2 de pantalla impermeable de concreto plástico de hasta 123 m de profundidad con espesores de 0.85 y 1.00 m, fig 21.8. El equipo usado para la excavación fue una hidrofresa. La desviación media con respecto a la vertical fue de 7 cm. Plataforma de trabajo 381 Cresta de la presa

Perfil del cañón roca

0.85 m, espesor de muro 1.00 m, espesor de muro

4.5 m Empotramiento mínimo en la roca

Fig 21.8, Esquema general de la pantalla en la Presa Mud Mountain, cortesía de Soletanche-Bachy

Antigua planta de gas de Griftpark; Utrecht, Holanda. Se construyó con el propósito de dar confinamiento a material contaminado. La excavación se llevó localmente hasta 65 m de profundidad ademándola con lodo bentonítico, el espesor de la pared es de 0.82 m y la mezcla utilizada como material de relleno es bentonita-cemento-arena, figs. 21.9 y 21.10. La permeabilidad considerada es de k < 5 x 10-9 m/seg y una resistencia a la compresión de 10 kg/cm2 a los 28 días.

Fig 21.9, Esquema general de la pantalla impermeable (cortesía de Soletanche-Bachy)

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Fig. 21.10, Esquema general de la pantalla impermeable (cortesía de Soletanche-Bachy)

Referencias Alberro, J. (1996) “Lodos; 40 años de investigación y práctica en geotecnia”, Tomo II; Fundación ICA, México. AETESS (2002) “Muros pantalla en ámbito urbano”. Jornadas Técnicas SEMSIG-AETESS, 2ª sección D’ Appolonia D.J. and Ryan C.R. (1979) “Soil bentonite slurry trench cut-off walls”, Geotechn. Exhibition and Techn. Conf., Mar.,Chicago. Xanthakos, P. (1979) “Slurry Walls”, McGraw-Hill, New York.

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Manual Geotecnia SMMS Tomo II

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