Geotecnia en Suelos Inestables

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Comisión Nacional del Agua

MANUAL DE AGUA POTABLE, ALCANTARILLADO Y SANEAMIENTO

GEOTECNIA EN SUELOS INESTABLES

Diciembre de 2007

www.cna.gob.mx

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ADVERTENCIA

Se autoriza la reproducción sin alteraciones del material contenido en esta obra, sin fines de lucro y citando la fuente. Esta publicación forma parte de los productos generados por la Subdirección General de Agua Potable, Drenaje y Saneamiento, cuyo cuidado editorial estuvo a cargo de la Gerencia de Cuencas Transfronterizas de la Comisión Nacional del Agua.

Manual de Agua Potable, Alcantarillado y Saneamiento. Edición 2007 ISBN: 978-968-817-880-5 Autor: Comisión Nacional del Agua Insurgentes Sur No. 2416 Col. Copilco El Bajo C.P. 04340, Coyoacán, México, D.F. Tel. (55) 5174-4000 www.cna.gob.mx Editor: Secretaría de Medio Ambiente y Recursos Naturales Boulevard Adolfo Ruiz Cortines No. 4209 Col. Jardines de la Montaña, C.P 14210, Tlalpan, México, D.F.

Impreso en México Distribución gratuita. Prohibida su venta.


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Comisión Nacional del Agua Ing. José Luis Luege Tamargo Director General Ing. Marco Antonio Velázquez Holguín Coordinador de Asesores de la Dirección General Ing. Raúl Alberto Navarro Garza Subdirector General de Administración Lic. Roberto Anaya Moreno Subdirector General de Administración del Agua Ing. José Ramón Ardavín Ituarte Subdirector General de Agua Potable, Drenaje y Saneamiento Ing. Sergio Soto Priante Subdirector General de Infraestructura Hidroagrícola Lic. Jesús Becerra Pedrote Subdirector General Jurídico Ing. José Antonio Rodríguez Tirado Subdirector General de Programación Dr. Felipe Ignacio Arreguín Cortés Subdirector General Técnico Lic. René Francisco Bolio Halloran Coordinador General de Atención de Emergencias y Consejos de Cuenca M.C.C. Heidi Storsberg Montes Coordinadora General de Atención Institucional, Comunicación y Cultura del Agua Lic. Mario Alberto Rodríguez Pérez Coordinador General de Revisión y Liquidación Fiscal Dr. Michel Rosengaus Moshinsky Coordinador General del Servicio Meteorológico Nacional C. Rafael Reyes Guerra Titular del Órgano Interno de Control Responsable de la publicación: Subdirección General de Agua Potable, Drenaje y Saneamiento Coordinador a cargo del proyecto: Ing. Eduardo Martínez Oliver Subgerente de Normalización La Comisión Nacional del Agua contrató la Edición 2007 de los Manuales con el INSTITUTO MEXICANO DE TECNOLOGÍA DEL AGUA según convenio CNA-IMTA-SGT-GINT-001-2007 (Proyecto HC0758.3) del 2 de julio de 2007 Participaron: Dr. Velitchko G. Tzatchkov M. I. Ignacio A. Caldiño Villagómez


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CONTENIDO Página INTRODUCCIÓN ........................................................................................................1 Objetivo .......................................................................................................................1 Alcances......................................................................................................................2 1 CONCEPTOS GENERALES ...................................................................................3 1.1. CARACTERIZACIÓN DEL SUELO .................................................................................3 1.2. ANÁLISIS GEOTÉCNICO ............................................................................................6 1.3. REFERENCIAS Y BIBLIOGRAFÍA .................................................................................9 2 SUELOS EXPANSIVOS ........................................................................................10 2.1. ANTECEDENTES ....................................................................................................10 2.2. MECANISMOS DE EXPANSIÓN Y SUS EFECTOS ..........................................................13 2.2.1 Mecanismos .....................................................................................................13 2.2.2 Efectos dañinos................................................................................................21 2.2.3 Fuentes de saturación ......................................................................................25 2.3. MÉTODOS DE IDENTIFICACIÓN ................................................................................26 2.3.1 Identificación en campo....................................................................................26 2.3.2 Métodos mineralógicos.....................................................................................26 2.3.3 Métodos indirectos ...........................................................................................27 2.3.4 Métodos directos ..............................................................................................32 2.4. CÁLCULO DE EXPANSIÓN........................................................................................34 2.4.1 Concepto básico...............................................................................................34 2.4.2 Zona activa.......................................................................................................36 2.4.3 Procedimiento de cálculo .................................................................................39 2.5. CONSIDERACIONES DE DISEÑO ...............................................................................40 2.5.1 Programas de exploración................................................................................40 2.5.2 Control de humedad .........................................................................................41 2.5.3 Cimentaciones superficiales.............................................................................41 2.5.4 Cimentaciones profundas.................................................................................43 2.5.5 Métodos de mejoramiento ................................................................................44 2.6. REFERENCIAS Y BIBILOGRAFÍA ................................................................................45 3 SUELOS COLAPSABLES.....................................................................................47 3.1. ANTECEDENTES ....................................................................................................47 3.2. TIPOS DE SUELO COLAPSABLE ................................................................................47 3.3. MÉTODOS DE IDENTIFICACIÓN ................................................................................51 3.4. ESTIMACIÓN DE ÁREAS DE SATURACIÓN ..................................................................55 3.4.1 Fuentes de saturación ......................................................................................55 3.4.2 Procedimiento de cálculo .................................................................................56 3.5. CÁLCULO DE ASENTAMIENTO ..................................................................................57 3.5.1 Procedimientos de cálculo................................................................................57 3.5.2 Pruebas de laboratorio .....................................................................................58 3.6. CONSIDERACIONES DE DISEÑO ...............................................................................62 3.6.1 Programas de exploración................................................................................62

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3.6.2 Pruebas de campo ...........................................................................................63 3.6.3 Estabilización ...................................................................................................63 3.6.4 Diseño ..............................................................................................................64 3.7. REFERENCIAS Y BIBLIOGRAFÍA ................................................................................65 4 SUELOS DISPERSIVOS .......................................................................................67 4.1. ANTECEDENTES ....................................................................................................67 4.2. CARACTERÍSTICAS DE EROSIÓN POR DISPERSIÓN .....................................................67 4.3. IDENTIFICACIÓN ....................................................................................................70 4.3.1 Pruebas de campo ...........................................................................................70 4.3.2 Pruebas de laboratorio .....................................................................................71 4.4. CONSIDERACIONES DE DISEÑO ...............................................................................75 4.4.1 Selección de materiales ...................................................................................75 4.4.2 Construcción ....................................................................................................76 4.5. REFERENCIAS Y BIBLIOGRAFÍA ................................................................................78 5 SUELOS DE ALTA COMPRESIBILIDAD..............................................................79 5.1. DIAGNÓSTICO .......................................................................................................79 5.1.1 Definición..........................................................................................................79 5.1.2 Origen...............................................................................................................79 5.2. IDENTIFICACIÓN ....................................................................................................83 5.2.1 Turbas y suelos orgánicos................................................................................85 5.2.2 Arcillas de alta plasticidad ................................................................................92 5.3. PROBLEMAS QUE ORIGINAN LOS SUELOS ALTAMENTE COMPRESIBLES ........................99 5.4. ALTERNATIVAS DE SOLUCIÓN ...............................................................................101 5.4.1 Sustitución......................................................................................................101 5.4.2 Precarga.........................................................................................................102 5.4.3 Cimentaciones................................................................................................107 5.4.4 Mejoramiento del suelo ..................................................................................107 5.5. CÁLCULO DE HUNDIMIENTOS EN SUELOS ALTAMENTE COMPRESIBLES ...................... 108 5.5.1 Determinación de las propiedades del suelo..................................................108 5.5.2 Análisis del incremento de esfuerzos .............................................................110 5.5.3 Magnitud del asentamiento ............................................................................111 5.5.4 Muestreo ........................................................................................................115 5.6. RESUMEN Y CONCLUSIONES .................................................................................119 5.7. REFERENCIAS Y BIBLIOGRAFÍA ..............................................................................120 6 RELLENOS..........................................................................................................123 6.1. INTRODUCCIÓN ...................................................................................................123 6.1.1 Definición........................................................................................................123 6.1.2 Origen.............................................................................................................123 6.2. RELLENOS HIDRÁULICOS ......................................................................................124 6.2.1 Generalidades ................................................................................................124 6.2.2 Propiedades físicas ........................................................................................124 6.2.3 Comportamiento de los rellenos hidráulicos...................................................125 6.2.4 Procedimientos de evaluación........................................................................125 6.3. RELLENOS SANITARIOS ........................................................................................128

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6.3.1 Generalidades ................................................................................................128 6.3.2 Propiedades físicas ........................................................................................129 6.3.3 Propiedades mecánicas .................................................................................130 6.3.4 Procedimientos de evaluación........................................................................134 6.4. RELLENOS DE ESCOMBROS ..................................................................................137 6.4.1 Generalidades ................................................................................................137 6.4.2 Trabajos de campo y laboratorio ....................................................................138 6.4.3 Características mecánicas .............................................................................138 6.4.4 Técnicas de estabilización..............................................................................138 6.5. RELLENOS DE JALES ............................................................................................139 6.5.1 Generalidades ................................................................................................139 6.5.2 Tipos de jales .................................................................................................139 6.5.3 Clasificación de jales ......................................................................................140 6.5.4 Trabajos de campo.........................................................................................142 6.5.5 Trabajos de laboratorio...................................................................................142 6.5.6 Características mecánicas .............................................................................142 6.5.7 Aspectos ambientales ....................................................................................144 6.5.8 Recomendaciones adicionales.......................................................................145 6.6. RECOMENDACIONES ............................................................................................145 6.7. REFERENCIAS Y BIBLIOGRAFÍA .............................................................................146 7 SUELOS SUSCEPTIBLES DE LICUACIÓN .......................................................149 7.1. CONCEPTOS BÁSICOS ..........................................................................................149 7.1.1 Antecedentes .................................................................................................149 7.1.2 Fundamentos teóricos ....................................................................................156 7.1.3 Estudios geotécnicos de licuación..................................................................160 7.2. POTENCIAL DE LICUACIÓN ....................................................................................161 7.2.1 Identificación preliminar..................................................................................162 7.2.2 Método de esfuerzo estático ..........................................................................165 7.2.3 Método del esfuerzo cíclico ............................................................................170 7.2.4 Método de resistencia al colapso ...................................................................177 7.3. ANÁLISIS DE ESTABILIDAD Y EMPUJE DE TIERRA......................................................179 7.3.1 Talud ..............................................................................................................179 7.3.2 Cimentación ...................................................................................................180 7.3.3 Muro de retención ..........................................................................................182 7.4. ANÁLISIS DE DEFORMACIÓN..................................................................................183 7.5. MEJORAMIENTO DE SUELO (OVANDO Y SEGOVIA, 1996)......................................... 184 Referencias y bibliografía ......................................................................... 187

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INTRODUCCIÓN Objetivo La geotecnia desempeña un papel preponderante en la concepción de obras civiles relacionadas con los proyectos de suministro de agua potable, tales como las obras de captación, conducción, distribución, plantas potabilizadoras y de tratamiento, y sistemas de alcantarillado y saneamiento. Por la complejidad de su estructura, la heterogeneidad en sus propiedades físicas y su comportamiento mecánico e hidráulico, el suelo es probablemente el factor que causa el mayor número de problemas en este tipo de obras. Los análisis y diseño geotécnicos deben, por tanto, realizarse con gran cuidado, haciendo uso de los conocimientos de mecánica de suelos más actualizados. Para lograr el objetivo anterior es necesario que el proyectista cuente con una herramienta que le permita tener acceso a esta información, y que esté presentada en forma resumida, clara y en un lenguaje accesible. Asimismo, esta herramienta debe proporcionar a los ingenieros de proyecto y constructores un documento de referencia y un lenguaje común que facilite la comunicación entre ellos y ayude a evitar con-fusiones y errores. Debe considerarse también que su contenido pueda incorporarse, ya sea por partes o en su totalidad, en las especificaciones de proyectos relaciona-dos con la temática, con el objeto de que los trabajos se realicen con un nivel técnico adecuado. Aunque ya existen en México diversos manuales de geotecnia, estos documentos tienen la característica de referirse únicamente a los problemas más comunes de la especialidad. Desafortunadamente, frente a suelos especiales, de comportamiento mecánico inestable bajo ciertas condiciones, y que son los que más dificultades pueden causar, es común que el ingeniero no encuentre las referencias apropiadas con una orientación satisfactoria que le permita realizar un buen análisis y diseño de la obra por construir. El interés para trabajar en este desarrollo de mecánica de suelos e ingeniería geotécnica en México es lo antes expuesto en el diagnóstico; además de que es importante para la Comisión Nacional del Agua (CNA), contar con un documento que integre los estudios referentes a suelos con comportamiento inestable por cambios en su estado inicial de esfuerzos y deformaciones, originado por solicitaciones de carga de carácter estático y dinámico, variaciones en la posición del nivel freático, así como por el cambio de las condiciones iniciales de humedad. El presente Manual de geotecnia en suelos inestables tiene como objeto integrar todo lo referente al origen geológico, identificación previa, programa de exploración y muestreo, ensayes de laboratorio, y guías de análisis y diseño en suelos con comportamiento mecánico e hidráulico especial, en los que se localicen proyectos de suministro de agua potable, sistemas de alcantarillado y saneamiento para localidades de la República Mexicana. Además de las propiedades intrínsecas de 1


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dichos suelos inestables, se toman en consideración diferentes factores tales como el cambio de condiciones de agua subterránea, carga estática o excitación sísmica que inciden en el comportamiento de la estabilidad de taludes, capacidad de carga, empuje de tierra, asentamientos y deformaciones. También se incluyen procedimientos constructivos y tratamientos que son adecuados para los suelos mencionados. Este manual contiene los estudios necesarios para entender y dar solución a los problemas planteados por suelos inestables característicos, tales como: suelos expansivos, colapsables, dispersivos, de alta compresibilidad, rellenos artificiales y suelos susceptibles a la licuación. Se ha realizado una búsqueda bibliográfica en la literatura nacional e internacional a fin de incorporar criterios de análisis y diseño actualizados, pero al mismo tiempo aplicables a corto plazo en el sector agua. Los métdos de análisis y procedimientos constructivos aquí recomendados han demostrado su validez y eficacia en las obras dentro y fuera del país. Sin embargo, considerando que los suelos, especialmente suelos inestables, son fuertemente heterogéneos y las condiciones geológicas, geohidrológicas y sismotectónicas son sumamente complejas, el usuario debe aplicar sus criterios ingenieriles y experiencias al utilizar los materiales mencionados en este manual para dar soluciones adecuadas a un problema específico. Alcances El manual contiene seis capítulos. El capítulo 2 trata de describir los conceptos básicos con los cuales se elabora un estudio geotécnico. Se incluyen temas tales como caracterización de las propiedades índice y mecánica de suelos, programa de exploración y muestreo, estudios de flujo de agua, estabilidad, asentamiento, esfuerzo y deformación, así como aspectos sísmicos. Del capítulo 3 al 7, se trata por separado de los seis tipos de suelo: suelos expansivos, suelos colapsables, suelos dispersivos, suelos de alta compresibilidad, rellenos artificiales y suelos susceptibles a la licuación. Aunque los seis capítulos están estructurados de diferente manera, a grandes rasgos cada capítulo comienza con una descripción de los fenómenos físicos o fisicoquímicos que se presentan para poder introducir en seguida los métodos de identificación de suelo. Se explican los métodos de análisis que deben aplicarse y finalmente se proporcionan recomendaciones en cuanto a los métodos de exploración, procedimientos constructivos, consideraciones especiales para el diseño y técnicas de mejoramiento. Las referencias y materiales bibliográficos se dan por separado para cada tipo de suelo.

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1 CONCEPTOS GENERALES 1.1. CARACTERIZACIÓN DEL SUELO a) Estudio de ingeniería geológica El estudio de ingeniería geológica establece el marco geológico regional que contempla la definición de la estratigrafía en función del espesor, características y origen de las formaciones, levantamiento de discontinuidades, análisis geomorfológico, revisión de las condiciones de estabilidad en cortes y taludes rocosos y evaluación de la factibilidad para utilizar los materiales como bancos de préstamo. Las visitas técnicas al sitio en estudio por partes de geotecnistas son fundamentales para programar las actividades de exploración y resolver en campo los problemas e inquietudes referentes a la interpretación de datos geológicos y geotécnicos. b) Exploración y muestreo En la etapa de exploración y muestreo se definen las condiciones estratigráficas del sitio mediante mediciones de campo y sondeos exploratorios con muestreo alterado, que posteriormente permitan reprogramar la exploración con muestreo inalterado. Los métodos de exploración se dividen en indirectos, semidirectos y directos. Con los métodos indirectos se realizan mediciones indirectas de propiedades físicas de los suelos y rocas mediante el método geosísmico y geoeléctrico: En el primer caso, se determinan la compacidad de los materiales, profundidad de los contactos, espesor de los estratos, así como propiedades dinámicas de los materiales; en el segundo método se definen la profundidad del nivel freático, espesor de los estratos, profundidad de los contactos y estructuras geológicas, Los métodos semidirectos consisten en realizar pruebas en el campo para estimar las propiedades físicas y mecánicas de los suelos mediante correlaciones empíricas previamente establecidas. Comúnmente se realizan pruebas de penetración estándar (SPT) y de ser posible, pruebas con el cono de penetración (CPT). Se han acumulado experiencias confiables para correlacionar el número de golpes o resistencia de penetración con varias propiedades mecánicas del suelo. En los métodos directos se obtienen muestras representativas, alteradas o inalteradas que sometidas a pruebas de laboratorio sirven para clasificar y determinar las propiedades físicas, mecánicas e hidráulicas del suelo. Entre los más usados se encuentran excavación de pozos a cielo abierto y realización de sondeos de exploración. Para estos últimos se utilizan máquinas de percusión o rotación.

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Las muestras representativas alteradas sirven para clasificar los suelos, determinar propiedades índice y preparar especimenes compactados, mismos que son sometidos a pruebas mecánicas en laboratorio. Estas muestras se obtienen de pozos a cielo abierto, frentes abiertos de excavación o mediante la prueba de penetración estándar. Las muestras inalteradas son aquellas cuya estructura no es afectada por el muestreo y se utilizan para clasificar los suelos y determinar, además de las propiedades índice, las características mecánicas e hidráulicas. Estas muestras se obtienen en pozos a cielo abierto y en los sondeos con tubo de pared delgada (tubo Shelby), el muestreador Denison o el muestreador Pitcher. c) Propiedades índice El alcance de estas pruebas de laboratorio varía con el tamaño y la importancia del proyecto. Típicamente, estos trabajos incluyen la determinación del contenido de agua, densidad, plasticidad, distribución de los tamaños de partículas, índice de expansión y contracción, entre otros. Las propiedades índice proporcionan una idea general de la naturaleza de los problemas que se pueden presentar en el subsuelo, tales propiedades son obtenidas de pruebas convencionales y son de carácter obligado en cualquier proyecto. La figura 1.1 muestra, en un diagrama de flujo simple, la manera en que deben ser utilizadas las propiedades índice. La ruta ABC proporciona un diseño que es mucho más confiable que el de la ruta AC, pero con un costo considerablemente mayor. La ruta AC, utilizada para pequeños proyectos en los que no son justificables extensos programas de pruebas de laboratorio, utiliza directamente las propiedades índice para propósitos de diseño, con la ayuda de cartas que correlacionan dichas propiedades con valores de capacidades de carga y asentamientos permitidos. Además de lo anterior, es de considerable importancia práctica el hecho de que las propiedades índice, obtenidas y evaluadas propiamente, sirven como base para un programa más racional de pruebas de laboratorio (paso B). d) Clasificación Un sistema de clasificación sirve para facilitar la estimación de las propiedades de un suelo por comparación con suelos de la misma clase cuyas propiedades se conocen; para tal fin el Sistema Unificado de Clasificación de Suelos (SUCS) es el más usado. Si el suelo es uno de los inestables señalados en este manual, dicho sistema no es suficiente, por lo que es indispensable utilizar los métodos de identificación desarrollados específicamente para cada tipo de suelo en particular, los cuales se exponen con detalle en los siguientes capítulos. También es importante reconocer que aún los métodos de identificación específicos, en muchas ocasiones resultan insatisfactorios para que el suelo problemático sea identificado confiablemente y es, por lo tanto, necesario recurrir a pruebas directas en campo y en laboratorio. Sowers G. B. y Sowers G. F. (1994) Introducción a la Mecánica de Suelos y Cimentaciones, Limusa México.

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Muestreo y pruebas índice A Proyectos grandes, complejos y costosos

Proyectos pequeños, de rutina (uso de cartas)

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Diseño

Pruebas de campo y Laboratorio (propiedades Mecánicas) Figura 1.1 Uso de propiedades índice para el diseño. e) Propiedades ingenieriles Las propiedades “ingenieriles” se obtienen a través de la medición de los esfuerzos, deformaciones y velocidades de deformación, así como la permeabilidad en muestras inalteradas de suelo, a partir de los cuales puedan calcularse los valores específicos de capacidad de carga, asentamientos y coeficiente de permeabilidad, o bien establecer modelos esfuerzo-deformación para un análisis geotécnico refinado. En suelos finos se realizan todas o algunas de las siguientes pruebas: • • • • • • • • •

Permeabilidad bajo carga constante. Permeabilidad bajo carga variable. Compresión triaxial no confinada. Compresión triaxial no consolidada, no drenada. Compresión triaxial consolidada, no drenada. Consolidación unidimensional. Expansión libre y/o bajo carga. Saturación bajo carga. Torcómetro y penetrómetro de bolsillo.

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Para suelos granulares se determinan: • • •

Permeabilidad bajo carga constante. Compresión axial consolidada, no drenada. Compresión triaxial drenada. f)

Pruebas de campo

Estas pruebas se realizan in situ para medir directamente propiedades mecánicas e hidráulicas del suelo. Las pruebas de placa sirven para medir la deformabilidad en el suelo; las pruebas Nasberg, Lefranc y de absorción, para determinar la permeabilidad; las de corte directo y de la veleta para conocer la resistencia al esfuerzo cortante. 1.2. ANÁLISIS GEOTÉCNICO a) Flujo de agua El agua es el factor más importante para todos los suelos inestables aquí considerados. Las condiciones de agua subterránea que se encuentran en el terreno natural y que pueden ser modificadas por la construcción de obras hidráulicas, deben ser parte esencial del estudio geotécnico. Se deben conocer mediante pruebas de laboratorio y de campo las características del suelo, tales como porosidad, grado de saturación y permeabilidad. Se deben determinar el contacto entre la zona de aereación y la de saturación, el nivel freático, la presencia y localización de acuíferos, acuitardos, acuíferos colgados, acuíferos confinados y manantiales. El flujo de agua se presenta de diferentes maneras: escurrimiento, infiltración y flujo regional. En este último pueden intervenir las condiciones geológicas, tales como la estratigrafía, fallas e intrusión ígnea, así como las condiciones hidrológicas: fronteras con manantiales, fronteras con la costa, ríos, lagos y embalses. Los niveles de agua subterránea fluctúan por precipitación, evaporación, transpiración, avenida, llenado y vaciado rápido. Las presiones de poro pueden ser positivas (en compresión) o negativas (en succión). Los modelos de flujo de agua no deben limitarse a la condición de saturación total; el flujo de agua no saturado es más significativo para el estudio de suelos expansivos y colapsables. Los resultados de modelos analíticos deben verificarse por medio de mediciones de campo empleando pozos de observación y piezómetros. b) Estabilidad Estabilidad de talud, capacidad de carga y empuje de tierra son objeto del estudio de estabilidad. Existen métodos establecidos para cada problema, los cuales pueden emplearse directamente para suelos inestables. Sin embargo, debido a la heterogeneidad que se presenta en estos suelos y a las condiciones hidráulicas

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complejas que prevalecen en obras hidráulicas, resulta difícil incorporar las características realistas de flujo de agua en el modelo de estabilidad y seleccionar valores de resistencia al corte del suelo que son acordes al ambiente de agua subterránea. Para entender mejor la importancia del agua, en la tabla 1.1 se presentan algunas causas de la inestabilidad de talud (Sowers y Sowers, 1994). El efecto del agua es vital: la presión del agua o los cambios en el agua forman parte de diez de los 15 factores que están en la lista. c) Asentamientos y expansión La mayoría de los suelos inestables están asociados a los problemas de cambio de volumen, sea por asentamiento o expansión. En estos suelos los asentamientos no se deben exclusivamente a cargas externas sino también al cambio de ambiente de agua subterránea. Asimismo los asentamientos o expansiones están asociados tanto a procesos puramente mecánicos como a mecanismos fisicoquímicos o químicos. El presente manual aporta detalles sobre la estimación de asentamiento y expansión en varios suelos. d) Esfuerzo-deformación Los estudios de mecánica de suelos tradicionales resuelven los problemas geotécnicos tomando en consideración dos criterios independientes: estabilidad y deformación. El primero se refiere a las condiciones de seguridad en las que el suelo se considera como un cuerpo rígido plástico que no se deforma hasta la falla; y el segundo a las de servicio, para las cuales el suelo experimenta solamente cambios volumétricos. Sin embargo, el comportamiento de los suelos siempre se encuentra entre estos dos extremos: la deformación no lineal se presenta a un nivel de esfuerzo relativamente bajo y la evolución de esfuerzos cortantes influye en la rigidez del suelo, de manera que los problemas de estabilidad y deformación no se pueden separar. Algunos problemas típicos que están asociados a este tipo de comportamiento híbrido del suelo son fallas progresivas de talud, excavaciones ademadas e interacción suelo-estructura en cimentaciones, muros de retención, túneles y alcantarillas. A fin de poder analizar de manera adecuada dichos problemas es importante contar con modelos de suelo que relacionan esfuerzo y deformación para diferentes trayectorias de esfuerzo. Estos modelos suelen referirse como leyes constitutivas o modelos reológicos. Se han desarrollado un gran número de estos modelos, entre los más conocidos se encuentran el modelo elástico no lineal de Duncan-Chang para todo tipo de suelo, el modelo de Cam-Clay para suelos arcillosos y otros modelos elasto-plásticos para suelos granulares. Para que estos modelos aporten resultados apropiados a la solución de un problema específico, se debe contar con métodos numéricos, tales como el de elementos finitos, para representar las condiciones de carga y la estratigrafía del subsuelo. Experiencias acumuladas en las últimas tres décadas han mostrado que los análisis esfuerzo-deformación refinados pueden contribuir a definir soluciones más económicas y más acertadas a los problemas

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complejos, siempre adecuadamente.

y

cuando

los

parámetros

de

suelo

se

seleccionen

Tabla 1.1 Causas de la estabilidad (Sowers y Sowers, 1994) Causas que producen aumento de esfuerzos 1. Cargas externas como edificios, agua o nieve. 2. Aumento del peso de la tierra por aumento de la humedad. 3. Remoción por excavación de parte de la masa de tierra.

Causas que producen disminución de resistencia 1. Expansión de las arcillas por adsorción de agua. 2. Presión de agua intersticial (esfuerzo neutro). 3. Destrucción de la estructura, suelta o de panal, del suelo por choque, vibración o actividad sísmica. 4. Socavaciones producidas por 4. Fisuras capilares producidas por las perforaciones de túneles, derrumbes de alternativas de expansión y retracción, cavernas o erosión por filtraciones. o por tensión. 5. Choques producidos por terremotos o 5. Deformación y falla progresiva en voladuras. suelos sensibles. 6. Grietas de tensión. 6. Deshielo de suelos helados o de lentes de hielo. 7. Presión de agua en las grietas. 7. Deterioro del material cementante. 8. Pérdida de la tensión capilar por secado. e) Evaluación de aspectos sísmicos En un país de alta sismicidad como es México, cualquier estudio geotécnico debe contemplar la posibilidad de que las obras y terrenos de cimentación experimenten algunos daños en sismos futuros. Un análisis sísmico geotécnico estudia generalmente tres aspectos siguientes: definición del ambiente sísmico, evaluación de estabilidad y deformación sísmica del terreno, y determinación de fuerzas sísmicas que inciden en estructuras. Se debe establecer un modelo sismotectónico que toma en consideración los parámetros focales, tales como magnitud, localización, profundidad, mecanismo y frecuencia de ocurrencia, así como sismos históricos, geología local y regional. Los sismos de diseño se definen en términos de espectros de aceleración, velocidad y desplazamiento, así como en acelerogramas. Para un sitio en cuestión, se deben realizar estudios de respuesta sísmica determinando la amplificación sísmica que modifica la excitación definida en la roca basal por las condiciones estratigráficas locales del subsuelo. Es importante conocer las propiedades dinámicas de suelo: rigidez al cortante y amortiguamiento, por medio de pruebas de laboratorio y de campo. Todos los suelos experimentan un comportamiento no lineal, por el cual sus parámetros dinámicos son función del nivel de deformación cortante o bien del nivel de excitación sísmica; los análisis elásticos lineales son de poca utilidad para el estudio en suelos. 8


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Las fallas geotécnicas frecuentes debido a sismo son: licuación, deslizamiento, densificación o compactación y generación en el exceso de presión de poro. También se han observado fallas en taludes, muros, cimentaciones superficiales y profundas. El estudio geotécnico debe evaluar, para cada una de estas causas, el potencial de falla en el sitio de construcción. Finalmente se deben diseñar las estructuras de tierra o los componentes estructurales de cimentación para que sean sismo resistentes. Para ello, se determinan las fuerzas sísmicas generadas en ellos y se verifica el margen de seguridad. Los métodos seudoestáticos han sido reemplazados paulatinamente por métodos dinámicos; los criterios basados en el criterio de resistencia, también están combinados con los métodos de evaluación de deformación permanente para una mejor apreciación del desempeño sísmico de suelos y estructuras. 1.3. REFERENCIAS Y BIBLIOGRAFÍA Sowers G. B. y Sowers G. F. (1994) Introducción ala mecánica de suelos y cimentaciones, Limusa México.

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2 SUELOS EXPANSIVOS 2.1. ANTECEDENTES Los suelos expansivos son arcillas plásticas que por su alto contenido de minerales arcillosos, tales como montmorilonita y esmectita, experimentan grandes cambios de volumen al modificar su humedad; dichos suelos están caracterizados por un comportamiento cíclico de expansión y contracción al incrementar y reducir su contenido de agua, respectivamente. De modo que todos los suelos cohesivos se expanden o contraen con el cambio de humedad. La diferencia entre los suelos comunes y los expansivos radica en que los cambios de volumen en estos últimos llegan a alcanzar niveles que generan daños a las obras construidas sobre ellos. De acuerdo a la estimación realizada por Jones y Holtz (1973), los daños reportados en casas habitación, pisos, banquetas, áreas de almacenamiento, carreteras y calles, entre otras obras, y atribuidos a suelos expansivos ascienden a más de dos mil millones de dólares anuales, costos que exceden a los causados por inundaciones, huracanes, sismos y tornados. Se han encontrado suelos expansivos en diferentes partes del mundo, incluyendo México. Algunos de los estados del país donde se ha identificado el problema son: Querétaro, Guanajuato, Michoacán, Tamaulipas, Morelos, Baja California, Veracruz, Chiapas, Campeche, Sonora y Sinaloa (Zepeda y Pérez, 1995). Zepeda y Castañeda (1987) indicaron que el 25% de la superficie del país está cubierto con vertisoles como suelo principal; considerando que la mitad de ese porcentaje corresponde a condiciones ambientales que inducen el fenómeno de expansión de suelo se puede afirmar que aproximadamente un 12% del territorio nacional está constituido por depósitos arcillosos potencialmente expansivos. En la figura 2.1, se muestra la distribución del suelo potencialmente expansivo en toda la república (Zepeda y Castañeda, 1987). El criterio que se aplica para elaborar este mapa está basado en dos aspectos: la disposición de vertisoles y que el potencial de evaporación excede la precipitación media anual. En la tabla 2.1 se muestra una recopilación de datos geoténicos relacionados a suelos expansivos encontrados en diferentes partes del país (Zepeda y Pérez, 1995). No obstante, de acuerdo a la distribución de suelos expansivos potenciales mencionados, puede esperarse que en muchas otras ciudades y lugares cercanos a ellas también se presenten problemas; algunas de estas ciudades son: Torreón, Colima, Oaxaca, San Juan del Río, Guamuchil, Tampico y Poza Rica.

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Figura 2.1 Mapa de suelos expansivos del país.

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Tabla 2.1 Límites de plasticidad y resultados de pruebas saturadas bajo carga de varios suelos expansivos del país Lugar

Hermosillo Hermosillo Cd. Obregón

Densidad relativa

2.66

Cd. Obregón Cd. Obregón

2.68

Límite líquido (%)

Límite plástico (%)

47 24 70

25 15 24

18 – 48 2–6 2.4

Esfuerzo vertical usado en la prueba (kPa) 0 0 24.5

44.3 52.8

1.64 1.85 1.8

49.1 98.1 192.4

Índice Grado de Expansión plástico Saturación (%) inicial (%) 22 9 46

42.8

68

24

44

80

26

54

71.2

6.5

0

1.8 1.07 2.21 0.53 1

78.5 157.0 0 294.3 323.7

2.7

55

24

31

Cd. Obregón

2.63

66

26

40

71.2 71.2 63 63 78.8

Cd. Obregón

2.7

85

25

60

65.5

0.49

49.1

65.4 54

21

33

0.08 11.8 - 21

98.1 0

26 28 29 22 27

45 48 40 41 28

94 99 99

10.33 20 1.33 7.24 2.39 0.18 0.21 0.76 0.15 1.28 0.55 0.2 0.05 32.75 0.91 0.76 0.16 4.22 2.6 1.3 8 3.67 0.5 6.4 6.92

4.9 0 9.8 7.1 0 24.5 49.1 73.6 98.1 0 24.5 73.6 147.2 1.2 24.5 49.1 98.1 18.8 29.9 0 0 0 0 0 6.9

2.71 Cd. Obregón Culiacán Culiacán Culiacán Cd. Juárez León

2.4 2.41 2.4 2.7

71 76 69 63 55

León

2.58 2.58 2.54

75 72 87

25 22 30

50 50 57

2.54 2.56

91 70

38 27

53 43

2.64 2.64

52 39 50 74 50 48 77 50

20 17 16 30 27 16 26 25

32 22 34 44 23 32 51 25

León

León León León León Nuevo Laredo Querétaro Reynosa Salamanca Cuernavaca

12


80.6 78.5 75.6 92 99 91.1 90.4 89 96 75 61.4 69.2 60.5 62 62

80.9

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La mecánica de suelos tradicional se ha enfocado principalmente a resolver problemas geotécnicos en suelos surgidos en ambientes de formación geológica aluvial y lacustre, donde se pueden considerar totalmente saturados. A medida que se expanden centros urbanos e infraestructura de transporte e industrial a regiones áridas y semi-áridas, los problemas que se generan son relativos a suelos no saturados, siendo el de carácter expansivo uno de ellos. Se requiere, por ello, de conocimientos nuevos que la mecánica de suelos tradicional poco aborda y que hoy en día apenas se comienzan a investigar y difundir. En este capítulo se describen, en forma sucinta, varios aspectos que se deben conocer para analizar y diseñar obras hidráulicas construidas en suelos expansivos. Los materiales de consulta más detallados se pueden encontrar en la literatura. Es importante mencionar que, en lo referente al estudio de la mecánica de suelos no saturados y, particularmente de suelos expansivos, México cuenta con un centro de investigación que agrupa varios investigadores establecidos alrededor de la ciudad de Querétaro, especialmente de la Universidad Autónoma de Querétaro, donde se llevan a cabo investigaciones experimentales y analíticas y desarrollos tecnológicos sobre el tema, contando asimismo con un importante acervo bibliográfico. 2.2. MECANISMOS DE EXPANSIÓN Y SUS EFECTOS 2.2.1 Mecanismos Los mecanismos que inducen grandes cambios de volumen en suelos expansivos son múltiples y complejos, los cuales pueden integrarse, a grandes rasgos, en dos tipos: mecánico y fisicoquímico; ambos interactúan entre sí y son indispensables para que tenga lugar el fenómeno de expansión en el suelo. a) Mecanismos mecánicos Los suelos expansivos siempre se encuentran en un estado de saturación parcial, para el cual los poros del suelo están llenos de aire y agua. La presencia del aire y el agua en los poros del suelo puede tener varias formas dependiendo del grado de saturación en el cual se pueden considerar tres casos: de aire entrapado, doblemente abierto y de agua encerrada (figura 2.2). En el sistema de agua encerrada el grado de saturación es menor que 30% y la fase líquida está adherida, en forma discontinua, a la fase sólida, de manera que los esfuerzos en aquella fase se transmiten solamente a través de los contactos intergranulares. En el sistema de aire entrapado, el grado de saturación puede llegar a ser mayor que 90% y las burbujas de aire están aisladas dentro de la fase líquida sin tener contacto con la fase sólida. En estos dos casos extremos, el suelo, aunque físicamente es de tres fases, puede considerarse de dos fases desde el punto de vista de la mecánica de suelos: el de agua encerrada es de sólido-aire, y el de aire entrapado, de sólidoagua. Para un amplio intervalo intermedio del grado de saturación, el suelo que resulta del sistema doblemente abierto tiene tres fases y todas ellas pueden transmitir sus esfuerzos de manera continua. La mecánica de suelos no saturados moderna, generalmente, estudia este tipo de suelo.

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Seco

Intermedio

Casi saturado

Figura 2.2 Sistemas de sólido-agua-aire en suelos no saturados En los tres sistemas mencionados, el agua está sujeta a una presión de poro negativa, o bien, una presión por debajo de la presión atmosférica o de la presión de la fase gaseosa. Esta presión de poro negativa se llama presión capilar o succión. La succión total del suelo consiste en dos partes: succión mátrica o capilar y succión osmótica. La primera se debe principalmente al fenómeno de capilaridad, mientras la segunda, al efecto de sales sueltas en el agua de poro. En la figura 2.3 se muestra la diferencia entre estos conceptos. La succión mátrica depende principalmente del tamaño de partículas del suelo, por lo que entre más fino sea el suelo, mayor succión se desarrolla. Siguiendo este razonamiento, los modelos de tubo capilar muestran una relación entre la presión capilar y el radio de los meniscos formados en los poros del suelo. Si bien estos modelos son válidos paras suelos granulares finos, no son suficientes para explicar la muy alta succión que se presenta en suelos cohesivos. En los que, además de la capilaridad, existe la adsorción formando envolventes de hidratación sobre superficies de las partículas del suelo, como lo ilustra la figura 2.4. La presencia del agua adsorbida está influenciada por la doble capa eléctrica y por los cationes intercambiables, los cuales están relacionados a su vez con el otro mecanismo que se tiene en el suelo expansivo, el fisicoquímico. En general, el potencial de succión mátrica es resultado de la combinación de los efectos capilares y de adsorción, los cuales son difíciles de separar, razón por la cual el potencial de succión mátrica y el potencial capilar no son sinónimos independientes, sino que este último es parte del primero.

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Figura 2.3 Succiones en suelos no saturados

Figura 2.4 Agua capilar y absorbida en suelos no saturados cohesivos La succión en suelos no saturados se puede medir mediante varios dispositivos y pruebas. Una de las pruebas más recomendadas es el uso del tensiómetro. Para un suelo determinado la succión mátrica es función del grado de saturación; la curva que expresa tal relación se llama curva característica, misma que se conoce muy bien en la agronomía. Para problemas geotécnicos, la importancia de la succión se refleja en dos aspectos: la capacidad de absorción del agua y las características del cambio volumétrico.

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La migración del agua en suelos no saturados está controlada por la humedad: el agua se mueve desde el lugar donde se tiene un grado de saturación mayor a otro de menor grado con o sin la fuerza de gravedad. Los suelos con un potencial de succión mayor absorberán más cantidad de agua; los suelos finos tienen una mayor capacidad de absorción del agua que las arenas, independientemente del tipo y cantidad de minerales que contienen. La migración del agua en los suelos expansivos puede estudiarse usando los modelos de flujo de agua en suelos no saturados, siendo la teoría de Richards uno de estos modelos. Por otro lado, al humedecer el suelo, la disminución de la succión reduce también su esfuerzo efectivo, haciendo que el suelo logre una recuperación elástica. Esta expansión elástica, junto con la contracción por secado, puede entenderse en términos de los modelos de compresibilidad. Durante el proceso de contracción, los poros se hacen más pequeños y la tensión capilar aumenta. Un suelo originalmente saturado conserva su completa saturación durante la primera etapa de secado, en la que la contracción es equivalente a la compresión virgen en un suelo saturado (figura 2.5); sin embargo, se llega a una relación de vacíos tal que en ella se presenta la tensión capilar máxima. Si se continúa secando el suelo, en éste no se reducirá más la relación de vacíos y en consecuencia tampoco se genera tensión capilar adicional, por lo que el contenido de agua en este punto es el límite de contracción. El menisco de cada poro comienza a retraerse de la superficie del suelo y éste pierde su aspecto húmedo, luce seco y la masa de suelo deja de estar saturada. Cuanto más bajo es el límite de contracción, mayor será la contracción potencial. Si el suelo vuelve a humedecerse, se presenta una recuperación volumétrica elástica siguiendo la trayectoria de esfuerzos en la descarga definida en la mecánica de suelos (figura 2.5). Sin embargo, para los suelos expansivos, dicha expansión elástica constituye una parte muy pequeña de su expansión total debido a que la mayor porción de ésta tiene esencialmente un carácter fisicoquímico y no meramente mecánico. La magnitud de la expansión y contracción depende de la humedad inicial. Si la humedad del suelo en su estado natural es menor que la humedad correspondiente al límite de contracción, un secado posterior no producirá una contracción apreciable; si está más húmedo, la contracción máxima posible será equivalente a la diferencia entre la humedad real y el límite de contracción. Durante el proceso de saturación, se liberará una mayor succión en suelos secos, lo que trae como consecuencia una mayor recuperación elástica; los suelos húmedos, en cambio, expanden menos.

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Figura 2.5 Comparación de ciclos carga-descarga y secado-saturación b) Mecanismos fisicoquímicos La succión está presente en todos suelos cohesivos no saturados, pero no todos de estos son expansivos. La succión por sí sola no explica el gran cambio de volumen que se presenta en suelos expansivos, por lo que el mecanismo fisicoquímico no debe menospreciarse. Los suelos expansivos tienen la capacidad de absorber grandes cantidades de agua, las cuales generan un hinchamiento en la masa del suelo. Desde el punto de vista mineralógico, dicha capacidad de absorción del agua y su respectivo cambio de volumen dependen del tipo y cantidad de minerales arcillosos y sus iones intercambiables, así como el contenido y la estructura interna de electrolitos en la fase líquida. Los minerales arcillosos se forman a partir de un proceso de alteración de las rocas; la alteración incluye desintegración, oxidación, hidratación y lixiviación. La

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combinación de la roca y las condiciones de alteración crean diferentes tipos de mineral arcilloso. Por ejemplo, la montmorilonita se produce en un ambiente de extrema desintegración, fuerte hidratación y una lixiviación limitada. El ambiente de su formación es alcalino con la presencia de magnesio; las lluvias moderadas se presentan en relación directa a cambios estacionales, dando como resultado una evaporación mayor que la precipitación. El agua es suficiente para el proceso de alteración y al mismo tiempo los cationes acumulados no pueden removerse por lluvias torrenciales, condiciones que se presentan en regiones semi-áridas y favorables para la formación de montmorilonitas. La mayoría de los cristales de arcilla consisten en láminas atómicas de sílice y alúmina (figura 2.6). En la lámina silícica cada átomo de silicio de valencia 4 está rodeado por cuatro de oxígeno con valencia 2, cada uno de los cuales contribuye con una valencia que se eslabona al silicio central. Algunas de las restantes valencias del oxígeno se unen al silicio contiguo, pero los oxígenos de uno de los lados de la lámina no están satisfechos. La lámina alumínica, por otro lado, consiste en unidades de un átomo de aluminio rodeado de oxígenos e hidróxidos oxígenos y grupos OH, alternativamente. Las láminas formadas al unirse los octaedros no equilibran las valencias, como en el caso del silicio, de manera que ocasionalmente una unidad octaédrica no contendrá aluminio, haciendo que las láminas no sean simétricas y uniformes. En la lámina alumínica sucede la llamada substitución isomorfa en la que uno o más aluminios de valencia 4 son substituidos por magnesios con valencia 2, creando un desbalance, el cual agrava el ya existente desequilibrio local causado por la ausencia de aluminio en el octaedro. La mayoría de los minerales arcillosos están formados por láminas silícicas y alumínicas empaquetadas entre sí para formar placas (figura 2.7). Las láminas silícicas comparten con las láminas alumínicas los oxígenos no satisfechos, a fin de formar un conjunto más o menos equilibrado. El desequilibrio causado por la substitución isomorfa hace que las cargas en las caras de los minerales arcillosos sean generalmente negativas, mismas que pueden satisfacer a los cationes disueltos en el agua. En consecuencia, la superficie con carga negativa y los enjambres de cationes constituyen la doble capa difusa (figura 2.8). En esta capa difusa, la molécula de agua, caracterizada por su polar o dipolo, se adhiere fuertemente a la superficie de arcilla. Los cationes de la humedad del suelo también son atraídos por la superficie arcillosa para equilibrar la carga negativa. Estos cationes no están completamente integrados a los minerales arcillosos y pueden, por lo tanto, ser reemplazados por otros cationes siempre que el equilibrio total de valencias sea mantenido. Los cationes de valencia inferior pueden ser sustituidos por los de valencia superior (figura 2.9). La capacidad de intercambio catiónico varía enormemente de un mineral a otro (tabla 2.2), misma que determina la capacidad de absorción y de cambio volumétrico de los suelos de acuerdo a los minerales que contengan. Cuando se dispone el agua, ésta diluye la concentración de iones presentes entre las partículas arcillosas e incrementa la de cationes, dando como resultado un aumento de la distancia entre las mismas; la expansión de la capa difusa produce una presión 18


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de repulsión entre las partículas coloidales, la cual se puede considerar como una presión osmótica y está relacionada directamente con la presión de expansión que se observa macroscópicamente. Si esta fuerza repulsiva no está balanceada con una presión externa, el volumen del suelo se incrementa generándose el fenómeno de expansión.

Figura 2.6 Distribución atómica en las láminas de los minerales arcillosos

Figura 2.7 Estructura laminar de las principales familias de los minerales arcillosos.

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Figura 2.8 Esquema de doble capa difusa en minerales arcillosos

Figura 2.9 Esquema de intercambio catiónico

Como se puede observar, tanto las condiciones de saturación parcial como el contenido de minerales coloidales son indispensables para que suceda el fenómeno de suelo expansivo. Un suelo no saturado sin montomorilonita, tal como la mayoría de los suelos cohesivos, no tiene problemas de expansión; igualmente, una arcilla saturada, aun con alto contenido de montomorilonita, no tiene problemas similares a los que tienen los suelos expansivos. La arcilla del Valle de México es uno de estos casos, misma que es altamente compresible y al mismo tiempo posee una marcada característica expansiva, pero sin llegar a generar daños severos como otros suelos expansivos, porque el hecho de que el suelo está totalmente saturado impide la absorción de una gran cantidad adicional de agua. En la literatura se disponen modelos de suelo en los que se trata de explicar el comportamiento de suelos no saturados en términos de fuerzas mecánicas. Estos modelos no son los adecuados para ser aplicados a suelos expansivos.

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Tabla 2.2 Capacidad de intercambio catiónico de los minerales arcillosos

Espesor de partícula Diámetro de partícula Superficie específica (m2/gr) Capacidad de intercambio catiónico (miliequivalente/100 gr)

Caolinita 0.5 – 2 micras 0.5 – 0.4 micras 10 - 20

Ilita 0.003 – 0.1 micras 0.5 – 10 micras 65 - 180

Montmorilonita Menor que 9.5 A 0.05 – 10 micras 50 – 840

3 - 15

10 – 40

70 – 80

2.2.2 Efectos dañinos Los suelos expansivos generan daños a estructuras causados por el movimiento del suelo a consecuencia del cambio de humedad; cuando el suelo está confinado lateralmente el potencial de expansión se traduce en un empuje lateral. Se distinguen cinco tipos de efectos dañinos. a) Movimiento céntrico Ocurre en la parte central de una estructura en una forma de domo con su valor máximo en el centro. El movimiento no es brusco y se desarrolla durante varios años, mismo que está asociado con una reducción en la evapotranspiración. La construcción de la estructura rompe el equilibrio en las condiciones de evaporación y elimina la presencia de vegetación, de manera que la humedad se acumula en el subsuelo. La figura 2.10 muestra el patrón de daños que comúnmente se observan en estructuras ligeras construidas con base en muros de tabique. Las grietas se presentan en forma vertical, horizontal y diagonal, siendo ésta última desde la parte central inferior de la estructura hacia sus esquinas superiores. El ancho de las grietas es mayor en la parte superior cercana al techo; éste restringe la propagación de grietas verticales generando grietas horizontales adicionales a lo largo del contorno del techo. Los daños son severos y progresivos en regiones cuyo clima es semiárido, caluroso y seco, y que el nivel freático se encuentra profundo.

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Figura 2.10 Agrietamiento de estructura por movimiento céntrico. b) Movimiento perimetral Forma un patrón de disco en la periferia de la estructura. El retiro de vegetación preexistente y encharcamiento en la inmediación de sitios de construcción causan un aumento de humedad en el subsuelo; los efectos dañinos se observan con prontitud después de la construcción. El levantamiento de las esquinas de la estructura genera grietas horizontales, verticales y diagonales, siendo estas últimas desde las esquinas inferiores hacia la parte central superior (figura 2.11). El ancho de la grieta es mayor en la parte inferior de la estructura.

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Figura 2.11 Agrietamiento de estructura por movimiento periférico c) Movimiento cíclico El movimiento está asociado con el cambio cíclico de expansión y contracción en que el drenaje, la precipitación y la evapotranspiración generan pérdida o incremento de humedad en el subsuelo. El movimiento está controlado por fugas de agua locales, cambio climático estacional o efectos de desecación de las vegetaciones cercanas a la estructura. Los daños son más severos cuando el suelo posee una buena permeabilidad en el que intensas lluvias generan levantamientos perimetrales. El patrón de daños en los muros de tabique no son bien definidos, presentándose generalmente grietas diagonales cruzadas (figura 2.12).

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Figura 2.12 Agrietamiento de estructura por movimiento cíclico En la tabla 2.3 se presenta una clasificación de daños estructurales de acuerdo con el ancho de las grietas y la correspondiente expansión del terreno. Tabla 2.3 Clasificación de daños estructurales por suelo expansivo. Daño Severo Medio Ligero

Ancho de grieta (cm) >5 1.5 – 5.0 < 1.5

Expansión (cm) >7.0 3.5 – 7.0 1.5 – 3.5

d) Empuje lateral La expansión del suelo es un fenómeno de cambio de volumen, por lo que genera movimientos del terreno en todas las direcciones. Los movimientos horizontales del terreno se notan de dos maneras: el movimiento o inestabilización de un talud o empujes laterales sobre un muro de contención. Dependiendo del potencial de expansión, los empujes laterales generados por el aumento de humedad pueden alcanzar grandes magnitudes. e) Agrietamiento de suelo Como la tensión capilar se ejerce en todas direcciones, la contracción se produce vertical y horizontalmente. La contracción horizontal del suelo genera esfuerzos de

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tensión en la misma dirección; si este esfuerzo rebasa la resistencia a la tensión del suelo que es de baja a nula, se forman grietas de secado, las cuales son todavía más peligrosas que un simple cambio de volumen. Estas grietas reducen confinamiento lateral a las estructuras, propician la acumulación de agua y disminuyen el factor de seguridad contra la estabilidad de un talud. 2.2.3 Fuentes de saturación Las fuentes de saturación que modifican las condiciones de humedad del terreno son tan variadas y complejas que se pueden clasificar en tres tipos: condiciones de entorno, construcción y otras causas. a) Condiciones del entorno Las variaciones considerables en el clima, tales como prolongada sequía e intensas lluvias, generan cambios cíclicos de humedad que originan movimientos perimetrales en estructuras. El cambio en la profundidad del nivel freático también modifica el contenido de agua original del terreno. En algunos suelos, las reacciones químicas producen cambio en la humedad. b) Construcción Las actividades de construcción pueden aumentar la humedad del suelo. Las áreas cubiertas reducen la evaporación natural y transpiración de la vegetación; el aumento de humedad es notable en sitios donde se han talado árboles que tienen un extenso sistema de raíces. EL incremento de la humedad también se debe a un drenaje superficial inadecuado, encharcamiento, cunetas pluviales y bajadas pluviales, así como a la filtración hacia subsuelos de cimentación en la interfaz suelo-cimentación y a través de excavaciones para sótanos o losas de cimentación. Durante la excavación, los suelos de cimentación tienden a secarse y pierden su presión confinante; ambos efectos incrementan el potencial de expansión. Los acuíferos que han sido perforados durante la construcción también incrementan la humedad del suelo. c)

Otras causas

Otras causas que modifican la humedad del suelo son: riego de céspedes, crecimiento de vegetación masiva cercana de la estructura, secado de suelo cercano a un área de calefacción, así como la fuga de agua subterránea o líneas de desagüe. Ante una misma fuente de saturación, los mismos suelos no responden de igual manera, ya que su expansión depende adicionalmente de su contenido de agua natural o inicial. Los suelos secos tienen un potencial de expansión mayor que los húmedos. Una forma de clasificar la humedad del suelo en cuanto a su potencial de expansión es comparar el contenido de agua natural w, el límite de plasticidad LP y

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las condiciones del suelo: el suelo es seco si w < LP y el suelo es húmedo si w > 1.2 (LP). 2.3. MÉTODOS DE IDENTIFICACIÓN 2.3.1 Identificación en campo Algunos indicadores de la presencia de los suelos expansivos son: a) Grietas de secado. Las grietas aparecen en la superficie de terreno durante periodos de sequía, con un arreglo geométrico del tipo poligonal, frecuentemente de gran dimensión. La resistencia del suelo seco es alta. b) Plasticidad. Es relativamente fácil hacer un rollo sin triturarlo. c) Espejos de fricción. Las superficies de suelos recientemente expuestas al aire muestran abundantes fisuras y espejos de fricción. d) Textura. Los suelos son resbalosos y tendientes a pegarse a zapatos o llantas de vehículos cuando están húmedos. e) Daños estructurales. La observación de grietas y distorsiones en las estructuras vecinas indican el potencial de expansión (ver la tabla 2.3). 2.3.2 Métodos mineralógicos La composición mineralógica tiene una influencia fundamental sobre el potencial expansivo de suelos. Las cargas eléctricas negativas existentes en la superficie de minerales arcillosos, la resistencia de ligas entre capas y la capacidad de intercambio catiónico contribuyen al potencial expansivo. Es posible identificar la expansividad de las arcillas al conocer su constitución mineralógica. Se dispone de varias técnicas, tales como difracción rayo X, análisis térmico diferencial, análisis químico y microscopio electrónico. El procedimiento de difracción rayo X es el más utilizado. Consiste en determinar las proporciones de diferentes minerales arcillosos comparando las intensidades de líneas de difracción con aquellas definidas en substancias estándares. El análisis térmico diferencial, usado junto con el de difracción X y el químico, es capaz de identificar otros materiales difíciles de determinar. El análisis químico es un valioso suplemento de otros métodos. Para grupos de minerales de montmotilonita, este análisis determina las características de la substitución isomorfa y muestra el origen y localización de las cargas que se tienen en las superficies arcillosas. Con el microscopio electrónico se tiene una manera directa para observar el material, útil para definir la composición mineralógica, textura y estructura interna. Dos materiales con el mismo patrón de difracción rayo X y curvas térmicas diferenciales pueden mostrar diferentes características morfológicas desde el punto de vista del microscopio electrónico. Para una identificación confiable se deben usar varios métodos al mismo tiempo. En la identificación mineralógica, particularmente la interpretación de resultados para

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uso ingenieril, requieren de conocimientos y experiencias que no tiene generalmente un geotecnista, por lo que se debe acudir a expertos en el tema. 2.3.3 Métodos indirectos Se han desarrollado varios métodos de acuerdo con sus propiedades índice para clasificar suelos expansivos. a) Propiedades índice Holtz y Gibbs (1956) utilizaron el límite de contracción y el índice de plasticidad para catalogar tres niveles en el cambio de volumen (tabla 2.4). Tabla 2.4 Clasificación de suelo expansivo de acuerdo con el límite de contracción Cambio de volumen Probablemente bajo Probablemente moderado Probablemente alto

Límite de contracción > 12 10 – 12 0 – 10

Índice de plasticidad 0 – 15 15 – 30 > 30

El límite líquido también ha sido utilizado junto con el índice de plasticidad para definir tres niveles en el potencial de expansión (tabla 2.5) Tabla 2.5 Clasificación de suelo expansivo de acuerdo con el límite líquido Potencial de expansión Bajo Marginal Alto

Expansión potencial (%)

LL (%)

IP (%)

Succión del suelo natural kg/cm2

< 0.5 0.5 – 1.5 1.5

< 50 50 – 60 > 60

< 25 25 – 35 > 35

< 1.5 1.5 – 4.0 > 4.0

Las propiedades índice, particularmente los límites de Atterberg, han sido utilizados por mucho tiempo para identificar de manera sencilla las características expansivas de las arcillas. En la figura 2.13 se muestra una serie de datos recopilados de varios suelos en el país. Sin embargo, las correlaciones empíricas mencionadas y otras que se han reportado en la literatura tienen un marcado carácter empírico que atiende solamente a experiencias locales y su extrapolación a otros sitios no es del todo confiable. Por ejemplo, a partir de los datos mostrados en la tabla 2.1 no se han podido establecer algunas correlaciones mediante criterios convencionales, hecho que muestra las limitaciones de las fórmulas empíricas. En la figura 2.14 se presenta la clasificación unificada de suelos expansivos y colapsables, que fue desarrollada por el Bureau of Reclamation, E.U.A. utilizando como parámetros índice peso volumétrico seco y límite líquido

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Figura .2.13 Carta de plasticidad para suelos expansivos de México.

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Figura 2.14 Criterios del Bureau of Reclamation para suelos expansivos y colapsables

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b) Método de PVC PVC son las siglas en inglés del potencial de cambio volumétrico. Este método fue desarrollado por Lambe en 1960. Las muestras son primeramente compactadas en un consolidómetro de anillo fijo con una energía específica de 270 ton-m/m3. Después se aplica una presión inicial de 15 kg/cm2. Se agrega el agua a la muestra, la cual está parcialmente restringida de la expansión vertical por un anillo de carga. Después de dos horas se toma la lectura del anillo de carga, la cual se convierte en presión, siendo designada esta como índice de expansión. Este último se transforma en potencial de cambio de volumen mediante la carta mostrada en la figura 2.15. En la tabla 2.6 se muestra la clasificación de acuerdo al PVC establecido por Lambe.

Figura 2.15 Carta del potencial de cambio volumétrico PVC.

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c) Método de la actividad El método de la actividad fue propuesto por Seed, Woodward y Lundgren (1962). La actividad se define como el cociente entre el índice de plasticidad y el porcentaje de partículas menores de 2 micras: Índice de plasticidad Actividad = (2.1) % finos − 10 Los autores ensayaron suelos remoldeados para los cuales la expansión se midió como el porcentaje de expansión bajo saturación. Las muestras deben estar compactadas para una densidad relativa de 100% y el contenido de agua óptimo en las pruebas estándares de AASHO usando una carga de 1 psi (= 0.07 kg/cm2). Una vez conocida la actividad y el porcentaje de partículas arcillosas, se puede identificar el potencial de expansión mediante la carta mostrada en la figura 2.16. Tabla 2.6 Clasificación de suelo expansivo de acuerdo con el límite líquido. Intervalos de PVC <2 2–4 4–6 >6

Peligro de expansión No crítico Marginal Crítico Muy crítico

Figura 2.16 Carta de la actividad. 31


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2.3.4 Métodos directos La expansión se puede estimar por un ensayo parecido al de consolidación, en el cual se pueden obtener tres tipos de parámetros de suelo en cuanto a su expansividad: expansión libre, expansión bajo presión confinante y volumen constante. a) Expansión libre Esta prueba se lleva a cabo saturando la muestra antes de aplicar la carga. Se aplica una pequeña presión inicial equivalente a 0.01 kg/cm2 por el peso de piedras porosas y la placa de carga; la muestra se satura con agua y se permite la expansión vertical. La expansión libre es el porcentaje de deformación después de que se establece la expansión primaria. Posteriormente, la muestra se somete a varios incrementos de carga hasta que se recupere su relación de vacíos que se tenía antes de la saturación. La presión total aplicada se define como presión de expansión (figura 2.17). La prueba deberá continuar con cargas adicionales y subsecuentes descargas como lo establece una prueba de consolidación convencional.

Figura 2.17 Curvas de compresión para la prueba de expansión libre. b) Expansión bajo presión confinante Esta prueba se lleva a cabo aplicando la carga antes de saturar la muestra. Se mide la deformación de la muestra saturada (figura 2.18). Esta deformación puede resultar una expansión o una contracción, dependiendo de la magnitud de la presión aplicada. Generalmente la presión inicial es equivalente a la de confinamiento en

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campo, pero puede ser otro valor prefijado según los procedimientos de prueba establecidos. Deberá reportarse la expansión medida junto con la presión aplicada.

Figura 2.18 Curva de compresibilidad para la prueba de expansión bajo presión confinada. c) Volumen constante Después de haber aplicado una presión inicial, comúnmente equivalente a la de confinamiento en campo, se registra la altura de la muestra, la cual se toma como referencia. Se satura la muestra que tiende a expandirse o contraerse; se incrementa o se reduce la presión para lograr que la altura de la muestra sea la misma que la que se tomó como referencia. La presión final resultante es la de expansión (figura 2.19). La prueba deberá continuar con cargas adicionales y subsecuentes descargas como lo establece una prueba de consolidación convencional.

Figura 2.19 Curva de compresibilidad para la prueba de volumen constante. 33


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2.4. CÁLCULO DE EXPANSIÓN 2.4.1 Concepto básico Aunque es fácil visualizar el fenómeno de expansión en un suelo, su cuantificación no es tan directa. Existen numerosos factores que intervienen en el problema: condiciones iniciales del suelo incluyendo su densidad, humedad y estado de esfuerzo, el cambio de humedad y las condiciones de esfuerzos finales. En general, la expansión se estima con base en los resultados de las pruebas de laboratorio, mismos que deben interpretarse adecuadamente para poder tomar en cuenta los efectos producidos por el muestreo. El procedimiento de cálculo que se expone aquí está basado principalmente en el modelo desarrollado por Fredlund y sus colaboradores. Para un suelo saturado, sus características de compresibilidad suelen expresarse en un dibujo bidimensional relacionando el esfuerzo efectivo y la relación de vacíos (figura 2.5). En los suelos no saturados, las mismas características deben representarse en una gráfica tridimensional relacionando tres conceptos: relación de vacíos, succión mátrica y esfuerzo normal neto, siendo este último el esfuerzo total menos la presión del aire (figura 2.20). El estado de esfuerzo inicial de una muestra de suelo se encuentra en un punto dentro de una serie de ciclos de secado y saturación debido a los efectos de evaporación, evapotranspiración e infiltración; en el momento del muestreo, dicho estado de esfuerzo inicial está definido por los valores específicos del esfuerzo de confinamiento de campo y la succión inicial. A fin de poder visualizar mejor el efecto de la succión mátrica inicial sobre el cambio de volumen es preferible proyectarla en el plano de esfuerzo normal neto por medio de una succión mátrica equivalente (figura 2.21). La magnitud de la succión mátrica equivalente puede ser igual o menor que la de la succión mátrica inicial. La suma del esfuerzo de confinamiento inicial y la succión mátrica equivalente es, según estos autores, la presión de expansión corregida que es mucho mayor que la presión de expansión que se mide directamente en las pruebas de volumen constante o expansión libre (ver la sección 2.3.4, “Métodos Directos”). La presión de expansión corregida se determina usando el procedimiento que sugirió Casagrande para determinar la presión de preconsolidación. La novedad de este modelo proviene esencialmente del concepto de la presión de expansión corregida (figura 2.19). Debido a los efectos del remoldeo durante el muestreo y las variaciones de trayectoria de esfuerzo y succión, la presión de expansión determinada de manera convencional no refleja el estado actual del potencial de expansión del suelo; la expansión puede subestimarse mientras la presión de expansión no es corregida. En la figura 2.22 se muestran los datos de las dos presiones de expansión para varias arcillas, demostrando que para las presiones de expansión pequeñas, las corregidas pueden llegar a ser hasta más de tres veces mayores que las no corregidas, y la diferencia entre ambas se ve reducida para las presiones de expansión mayores.

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Figura 2.20 Relación entre la succión métrica, esfuerzo normal neto y relación de vacíos.

Figura 2.21 Concepto de la succión métrica equivalente.

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Figura 2.22 Datos de presión de expansión y presión de expansión corregida. 2.4.2 Zona activa La zona activa se refiere a la parte del estrato de suelo en donde ocurre el cambio de volumen en un periodo anual (figura 2.23). El cambio de volumen se debe al cambio en las condiciones climáticas y en las condiciones de contorno después de haber efectuado la construcción. La profundidad de la zona activa Za es la mayor profundidad que puede alcanzar la zona activa; las distribuciones originales de humedad y las de equilibrio son diferentes en la zona activa, pero coinciden debajo de dicha profundidad. Para fines de la estimación de la expansión del suelo deberán

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determinarse la profundidad de la zona activa y la distribución de succión métrica final o de equilibrio en dicha zona.

Figura 2.23 Ejemplo ilustrativo de la zona activa de una casa habitación. a) Profundidad de la zona activa Esta profundidad se determina de acuerdo a los criterios presentados en la tabla 2.7. Deberá estimarse la profundidad utilizando todos los criterios y seleccionar el valor máximo, mismo que será usado en el procedimiento de cálculo. b) Succión final En el cálculo de expansión, se requiere conocer la succión métrica final en cada punto del estrato del suelo, misma que corresponde a la condición en que se alcanza un equilibrio en el movimiento del agua. Se consideran tres criterios para determinar dicha succión. •

Distribución de suelo saturado. Se considera que en toda la zona activa la succión final es nula (figura 2.24), uwf = 0, siendo uwf la presión final del agua. Esta distribución es representativa en la mayoría de los casos prácticos, incluyendo casas habitación o edificios expuestos a la vegetación perimetral o fugas de agua subterránea provenientes de tuberías rotas. Esta distribución es la más conservadora y es recomendable cuando no se dispone de información suficiente relativa a la succión en un sitio.

•

Distribución hidrostática con el nivel freático superficial. Un nivel freático se considera superficial cuando su profundidad no sea mayor de 6 m medida desde el nivel de desplante de la cimentación. La succión final es nula en el nivel freático y decrece linealmente con la distancia medida desde aquél (figura

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2.24). La succión está dada por uwf = γw(z - Za) donde γw = peso volumétrico del agua, z = profundidad y Za = profundidad de la zona activa. Esta distribución es representativa en estratos subyacentes a terraplenes y pavimentos donde existe el drenaje de agua superficial a través de los estratos y donde no se disponen fuentes de agua subterránea como tuberías rotas o drenes. •

Distribución hidrostática sin el nivel freático superficial. Sin la presencia del nivel freático, la succión sigue siendo lineal pero con una succión uniforme adicional uwa de manera que la succión está dada por uwf = uwa + γw(z - Za). El valor de uwa se determina en el campo a la profundidad de la zona activa o en el laboratorio en una muestra representativa recuperada desde la misma profundidad. Tabla 2.7 Guías para la determinación de la profundidad de la zona activa Criterio Nivel freático

Recomendaciones Profundidad del nivel freático si éste es menor de 6 m. Presión de expansión Profundidad del estrato en que la presión de expansión es mayor que o igual a la presión de confinamiento de campo Fisura Profundidad del estrato fisurado por expansión y contracción estacional Clima Húmedo 3m Semi árido 4m Árido 6m

Figura 2.24 Distribución de succión de equilibrio en la zona activa.

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2.4.3 Procedimiento de cálculo El cálculo consiste en los siguientes seis pasos: 1.

Definir la estratigrafía del suelo, la distribución inicial del esfuerzo vertical, la cual incluye el peso propio del suelo y algunas cargas preexistentes, y el perfil de humedad natural que debe definirse en función del contenido de agua y grado de saturación.

2.

Calcular el incremento en el esfuerzo vertical inducido por la construcción de la cimentación en cuestión o la aplicación de otras sobrecargas. El incremento en el esfuerzo vertical deberá estimarse con suficiente exactitud, porque de éste depende en gran medida la expansión o compresión del suelo.

3.

Definir la zona activa en la que el cambio de humedad induce el cambio volumétrico de suelo.

4.

Definir la distribución de la succión final dentro de la zona activa.

5.

Subdividir todo el estrato de la zona activa en varios subestratos. A partir de los cálculos en los pasos 1 a 4 se puede determinar en cada subestrato el nivel promedio de esfuerzo final Pf de acuerdo a: Pf = σy + Δσy - uwf

(2.2)

donde = σy Δσy = uwf =

6.

Realizar las pruebas de consolidación del tipo de volumen constante. No es necesario efectuar una prueba por cada subestrato, pero es importante que las pruebas sean representativas de las condiciones de carga y saturación de cada subestrato. En estas pruebas se determinan tres parámetros del suelo: e0 Ps’ Cr

7.

esfuerzo total inicial en la dirección vertical, estimado en el paso 1 cambio en el esfuerzo total vertical estimado en el paso 2 succión final estimada en el inciso 4

= = =

relación de vacíos inicial presión de expansión corregida índice de expansión

Estimar para cada subestrato el porcentaje de la expansión o deformación volumétrica por expansión εe de acuerdo a la expresión: εl =

Cr P log f 1+ l0 Ps '

39


(2.3)

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El signo negativo de εe indica una expansión; de lo contrario ocurrirá una compresión. 8.

Calcular finalmente la expansión εe por la siguiente sumatoria: δe = ∑ (εe )i (h )i

(2.4)

donde (εe)i = expansión del estrato i, (h)i = espesor del subestrato i y la sumatoria se efectúa en todos los subestratos. Es posible que en algunos subestratos ocurre la expansión y en otros la compresión. Los signos de εe deberán conservarse para reflejar los efectos combinados sobre el valor final de δe. El procedimiento de cálculo arriba expuesto es válido solamente para problemas en que predominan efectos unidimensionales de flujo de agua y deformación. Cuando los entornos topográficos y las condiciones de saturación y carga modifican sustancialmente una de estas dos condiciones, deberán realizarse estudios bi o tridimensionales usando modelos constitutivos para suelos no saturados, combinados generalmente con un análisis de elementos finitos. 2.5. CONSIDERACIONES DE DISEÑO 2.5.1 Programas de exploración Cuando se identifica o sospecha la existencia de los suelos expansivos, la campaña de exploración deberá planearse con una amplitud y profundidad mayor que en suelos no expansivos, considerando la heterogeniedad de este tipo de suelo. Se deben tomar en cuenta los siguientes aspectos: • • •

• •

El número de sondeos deberá ser mayor de tres y deben localizarse preferentemente en las esquinas de la estructura. La profundidad de los sondeos deberá ser mayor que la de la zona activa, los cuales deberán ser continuos en esta zona. Debido a que el potencial de expansión del suelo depende de su humedad natural y ésta es cambiante durante un año, las muestras que serán utilizadas para la determinación del potencial de expansión deberán obtenerse al final de verano o comienzo de otoño, tiempo en que se espera un máximo potencial de expansión. Se debe conservar el contenido de agua natural de las muestras de suelo al tiempo de minimizar los efectos de remoldeo. El empacado de las muestras debe ser inmediato, evitando la exposición al aire de las mismas. Las mediciones de succión en el campo todavía no arrojan resultados confiables para el cálculo de expansión; será preferible realizar dicha medición en laboratorio con muestras representativas.

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2.5.2 Control de humedad Se deben diseñar detalles constructivos para minimizar la influencia del cambio de las condiciones de humedad sobre el terreno de cimentación teniendo en cuenta particularmente los siguientes aspectos: • •

• •

Utilizar un sistema de riego por goteo para la vegetación, minimizando la cantidad de agua usada y manteniendo prácticamente constante la humedad del suelo. La bajada de agua pluvial y las canaletas de los techos no deberán acumular el agua cerca de la cimentación. Si es posible, se deberá dirigir el agua del techo a través de tuberías que descarguen a la calle o a otros lugares apropiados, manteniendo el agua lejos de la cimentación. Construir, al menos, una banqueta de 3 m fuera de la cimentación o compactar el suelo aledaño de ella para que forme una superficie dura y menos permeable. El suelo o concreto fuera de la cimentación deberá tener una pendiente evitando escurrimientos hacia la construcción y que ayude a prevenir la filtración del agua hacia el suelo.

2.5.3 Cimentaciones superficiales Las cimentaciones superficiales que se utilizan sobre los suelos expansivos incluyen zapatas aisladas, zapatas corridas y losas. Pérez y Olmos (1998) han presentando un buen resumen sobre el estado del arte en el diseño de cimentaciones sobre suelos expansivos, el cual es la base del contenido de ésta y la siguiente subsección. a) Zapatas aisladas Los suelos sobre los cuales están cimentadas las zapatas deben cumplir con las siguientes características: • • • •

Espesor no grande. Potencial de expansión moderado, menor de 1%. Presiones de expansión bajas. Se dispone de un estrato de suelo no expansivo en el cual se alojan las zapatas.

También se deberán aplicar técnicas especiales a fin de incrementar el esfuerzo de contacto y minimizar la expansión del suelo, algunas de las cuales son: • • •

Disminuir el ancho de la base de la zapata. Colocar el muro de cimentación directamente sobre el terreno sin zapata. Proveer espacios vacíos entre las vigas de soporte y el muro para concentrar las cargas en puntos aislados, en los cuales también deberá cuidarse que no se exceda la capacidad de carga.

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•

Incrementar el refuerzo en el perímetro y en los pisos para incrementar la rigidez de la cimentación. b) Zapatas corridas

El empleo de las zapatas corridas deberá limitarse a suelos con potencial de expansión menor de 1% y una presión de expansión menor a 13 kg/cm2. Las zapatas deberán ser suficientemente angostas para proporcionar una presión de contacto adecuada. c) Losas de cimentación Las losas de concreto reforzadas y rigidizadas con contratrabes en dos direcciones (corta y larga), han sido usadas exitosamente en estructuras relativamente pesadas que están cimentadas sobre depósitos de gran espesor donde los pilotes constituyen una solución poco económica. El diseño está basado en el modelo de interacción suelo-estructura mostrado en la figura 2.25. La superficie del terreno libre experimenta un levantamiento cuyo máximo valor se presenta en el centro de la losa. Si una losa de gran rigidez es colocada sobre la superficie en expansión, aquélla tiende a uniformizar el levantamiento que se tiene en la porción central de la losa y cuyo valor es menor que el máximo de expansión libre al mismo tiempo de que la periferia de la losa no tiene contacto con el suelo. Por otra parte, si se tiene una losa con rigidez limitada, ésta se encuentra en una situación intermedia tal que el levantamiento se reduce y se uniformiza disponiendo el contacto en toda el área de la losa. La configuración deformada del suelo y los elementos mecánicos de la losa, que posteriormente se usarán para su dimensionamiento estructural, se determinarán en un análisis de interacción suelo-estructura en el que las deformaciones de la losa y el suelo son compatibles, pudiendo representarse por el modelo de resorte de Winkler.

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Figura 2.25 Configuración deformada de losas de cimentación sobre suelos expansivos. 2.5.4 Cimentaciones profundas Las cimentaciones profundas pueden ser pilotes o pilas, flotantes o de punta; todos ellos tienen la función de transferir las cargas de la superestructura a un estrato de suelo resistente, poco deformable y no expansivo. Para las cimentaciones sobre suelos expansivos, las pilas coladas in situ son más económicas que los pilotes hincados. Comparadas con las losas de cimentación, las pilas son más competitivas si su longitud está en el intervalo comprendido entre 6 y 8 m, y si el área de construcción es amplia y la longitud de fuste está entre 3 y 4 m, las pilas son más ventajosas que las zapatas corridas. Las pilas también son una solución preferida si es difícil encontrar un estrato firme mediante excavación o la excavación afecta a las estructuras aledañas, o si el levantamiento diferencial de la losa es mayor de 10 cm o la deflexión resultante excede a 1/250. Las pilas deberán cimentarse sobre un estrato no expansivo o, en su defecto, la longitud de la pila deberá ser mayor que la profundidad de la zona activa. El diseño de las pilas construidas en suelos expansivos deberá tomar en cuenta tres aspectos: tensión en la pila, capacidad de carga y deformación; el primer criterio es exclusivo para el diseño de pilas sobre suelos expansivos y merece una mayor atención. La fuerza de tensión T que se genera en la sección transversal de la pila está dada por:

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T = Qw – Qu

(2.5)

donde Qw = carga estructural sobre el cabezal de la pila y Qu es la fuerza de levantamiento. La fuerza de tensión dividida por el área transversal deberá ser menor que la resistencia a la tensión de la sección de la pila. La fuerza de levantamiento deberá calcularse integrando la resistencia al corte del fuste de la pila en el estrato de suelo expansivo:

Qu = πD ∫ fs dl

(2.6)

donde D = diámetro de la pila y fs = resistencia al corte. La integración se efectúa en la longitud medida desde el eje neutro hasta la superficie del terreno. Cuando el terreno es adecuado para su construcción, las pilas encampanadas ofrecen una buena alternativa para mejorar el comportamiento general de la cimentación. El diámetro de la parte encampanada es usualmente de dos a dos veces y media, pero no mayor de tres veces el diámetro de la pila. Las pilas deberán estar ligadas en su cabezal por trabes de piso, los cuales no deben tener contacto con el terreno; se debe tener un espacio vacío de 10 a 35 cm o el doble de la expansión del suelo estimada entre los trabes y la superficie del terreno. El piso deberá colgarse de los trabes 20 cm arriba del terreno o apoyarse directamente sobre éste si se dispone del aislamiento entre el piso y los muros. 2.5.5 Métodos de mejoramiento Los más usuales son la estabilización con relleno, cal y cemento. a) Relleno Se reemplaza el suelo expansivo de un espesor de 1 a 2.5 m por suelos no expansivos y de baja permeabilidad. Los rellenos detrás de los muros también deberán ser no expansivos. La baja permeabilidad de los rellenos ayudan a minimizar la infiltración del agua hacia la cimentación. Si solamente se dispone de suelos granulares para el relleno, deberá proveerse drenes subsuperficiales en el fondo del mismo. Si no se disponen suelos no expansivos para el relleno, una adecuada compactación del suelo natural también reduce su potencial de expansión. La compactación deberá ser 90% de la densidad máxima estándar con un contenido de agua superior al óptimo; una sobre compactación incrementa significativamente el potencial de expansión y deberá evitarse. Para el relleno de los muros, la formación de un talud 1:1 ayuda a disipar el empuje lateral.

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b) Cal Este método de estabilización es el más usado y el más efectivo entre varios métodos de estabilización química. La efectividad del método se mide en función del contenido óptimo de cal de modificación que es el porcentaje que maximiza la reducción del índice de plasticidad del suelo. La cantidad de cal necesaria para alcanzar la reducción óptima es entre 2 a 8 % del peso seco del suelo. Este método de estabilización es recomendable cuando se logra una reducción de 50% en el índice de plasticidad con el contenido óptimo. Una vez identificado el contenido de cal óptimo, se recomienda determinar los índices de plasticidad para los contenidos de 2% inferior y superior al óptimo. El tratamiento con la cal es aplicable solamente para un espesor menor de 50 cm, por lo que deberá seleccionar otras soluciones si la zona activa está más profunda. Un suelo estabilizado con la cal incrementa su permeabilidad con respecto a la del material no tratado, por lo que deberá proveer protección contra infiltración del agua hacia el suelo. La compactación con el 95% de la densidad máxima estándar y un contenido de agua óptimo también ayudará a disminuir el potencial de expansión. c) Cemento Cuando la cal sola no es suficiente para lograr el nivel de estabilización deseado, se puede agregar el cemento; la cantidad usual del cemento es entre 10 a 20% del peso seco del suelo. Una combinación de cal-cemento o cal-cemento-ceniza volcánica puede ser un catalizador adecuado si este se comprueba en el laboratorio. 2.6. REFERENCIAS Y BIBILOGRAFÍA Chen, F. H. (1975) Foundations on Expansive Soils. Elvevier Scientific Pub. Co. Amsterdam. Holtz, W. G. y Gibbs, H. J. (1956) “Engineering Properties of Expansive Clays”, Transactions, ASCE, Vol. 120 Fredlund, D. G. y Rahardjo, H. (1993). Soil Mecanics for Unsaturated Soils. John Wiley & sons, Inc. New York. Pérez-Rea M. L. y Olmos-Romero, E. (1998) “Las cimentaciones sobre suelos expansivos en la ingeniería práctica en México”. XIX Reunión Nacional de Mecánica de Suelos. 28-33. USACE (1983). “Foundations in Expansive Soils”. Technical Manual, TM 5-818-7. U.S.Army Corps of Engineers. USACE (1990). “Settlement Analysis”. Engineer Manual, EM 1110-1-1902. U.S.Army Corps of Engineers.

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Zepeda, J. A. y Pérez-Rea, M. L. (1995) “Propiedades de suelos expansivos en el Valle de Querrétaro”. X Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Cimentaciones. Vol. I, 603-616. Zepeda J. A. y Pérez, M. L. (1996) “Reflexiones sobre el comprtamiento de suelos parcialmente saturados”. XVIII Reunión Nacional de Mecánica de Suelos. 199-212.

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3 SUELOS COLAPSABLES 3.1. ANTECEDENTES Los suelos colapsables son suelos no saturados que experimentan, cuando están sujetos a saturación, un reacomodo de sus partículas y un excesivo decremento en su volumen con o sin la aplicación de cargas externas. Los problemas de suelos colapsables no se presentan únicamente en ambientes desérticos, sino también pueden encontrarse en otros entornos geológicos; los suelos compactados que se consideran estables pueden ser colapsables dependiendo del intervalo en la aplicación de la carga y otros factores. De hecho, cualquier suelo no saturado que no contenga minerales expansivos abundantes puede tener características colapsables. Este tipo de suelo tiene mayor importancia en obras hidráulicas que en otras obras civiles, ya que aquellas siempre tienen que interactuar con el agua, cuya presencia constituye el problema primordial. Asimismo hay que tener en cuenta que el cambio climatológico que se ha experimentado ha modificado las condiciones hidrológicas de los diferentes sitios, pues en zonas áridas se presentan periodos de sequía prolongados que preceden lluvias escasas, pero a veces torrenciales; en zonas húmedas, los depósitos sedimentados producto de inundaciones recientes pueden formar zonas de peligro potencial para periodos de tormenta futuros. Los suelos colapsables son altamente inestables ante estos fenómenos extremos. Sin embargo, hay que considerar que si los suelos se identifican oportunamente, los problemas que se presentan se resuelven en forma técnica y económicamente aceptable, tomando en cuenta la colapsibilidad del suelo, causas que producen saturación y estimación de asentamientos por colapso. Lo anterior es con el fin de que se pueden sugerir recomendaciones, métodos adecuados de estabilización o de diseño. 3.2. TIPOS DE SUELO COLAPSABLE Se puede afirmar que todos los suelos no saturados tienen ciertas características colapsables. La magnitud de los asentamientos puede variar enormemente de un tipo al otro. Los mecanismos que originan el colapso del suelo en condiciones de saturación se pueden clasificar en los siguientes puntos: estructura abierta, presencia de cementantes y cargas externas. La mayor parte de los suelos colapsables tienen una estructura abierta, del tipo panal. En la figura 3.1 se muestra el concepto de Casagrande sobre la estructura de suelo colapsable antes y después de la saturación. El esqueleto de suelo se puede mantener gracias a la cohesión que le proporcionan a las partículas algunos materiales o fuerzas que se derivan de la tensión capilar, la cual incrementa la resistencia aparente del suelo (figura 3.2). Se ha observado en las investigaciones

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que los suelos colapsables adquieren un esfuerzo efectivo máximo cuando ellos tienen un contenido de agua de alrededor de 10%. Existen suelos colapsables, que una vez saturados, son altamente compresibles, hecho que explica el gran cambio de volumen que sufren estos suelos; las cargas externas también ayudan a la solución de materiales cementantes que existen en los contactos intergranulares. A fin de conocer mejor los mecanismos de colapso, se describen a continuación los principales suelos colapsables.

Figura 3.1

Estructura de limo arcilloso antes y después de saturación (Casagrande, 1932)

Figura 3.2

Estructuras típicas de suelo colapsable (Barden et al, 1973)

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a) Depósitos eólicos Entre todos los tipos de suelo, los depósitos eólicos son los más colapsables, y se distinguen tres tipos: loess, depósitos costeros y cenizas volcánicas, y todos ellos son transportados por el viento a gran distancia en regiones cálidas. Los loess son partículas de color amarillento, con un tamaño semejante al de la arena, con formas que van de la subredondeada a la redondeada y con una distribución relativamente uniforme. Las partículas de suelo se componen generalmente de minerales recientes como el cuarzo, feldespato, calcita o mica con otro material que actúa como aglutinante, siendo el material de arcilla montmorilonita uno de ellos, de modo que cuando está seco el suelo tiene una textura relativamente dura, y en algunos tipos de loess se encuentra el carbonato de calcio. En clima árido, las gruesas capas de limo transportadas por el viento se acumulan en las tierras semidesérticas cubiertas de hierba que bordean las regiones áridas. Los depósitos se forman lentamente, por consiguiente el crecimiento de la hierba sigue el paso de la deposición. El resultado es una gran porosidad y una exfoliación vertical combinada con una estructura extremadamente suelta. La mayoría de los loess son duros, pero debido a la deposición de carbonato de calcio y óxido de hierro que reviste los antiguos huecos de raíces, se hacen blandos cuando se saturan. En las márgenes de las corrientes, los barrancos y los cortes, los taludes son casi verticales gracias a la exfoliación. Aunque son abundantes en zonas áridas, los depósitos eólicos también se forman en el clima húmedo a lo largo de las costas de lagos o mares. La intemperización mecánica produce abundantes partículas gruesas, que son acarreadas cuando se seca la playa por los vientos costeros durante las horas de marea baja y que se concentran en playas o barras debido a acciones de las olas. Las cenizas volcánicas también son transportadas por el viento. Consisten en pequeños fragmentos de rocas ígneas lanzados por el vapor sobrecalentado y los gases de los volcanes. La ceniza volcánica reciente es una arena o grava arenosa ligera. Los depósitos pueden ser estratificados o mezclas bien graduadas. Las cenizas absorben el agua con facilidad y se descomponen rápidamente. Toba y arcilla volcánica son productos de la descomposición de las cenizas, en diferentes grados. En algunas partes del país, como la zona metropolitana de Guadalajara, se encuentran abundantes depósitos pumíticos que son producto de erupciones volcánicas, transportados por vía aérea y depositados alrededor del foco de emisión (Bonilla y Espinosa de los Monteros, 1998). Se ha mostrado la alta colapsabilidad de estos suelos pumíticos. b) Depósitos aluviales Estos depósitos se forman en abanicos aluviales. Son depositados originalmente por avenidas súbitas o flujos de lodo que se generan en periodos de retorno largos y consisten en materiales sueltos con un considerable porcentaje de arcilla. Dichos depósitos se van secando y no vuelven a saturarse hasta la llegada de la siguiente 49


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avenida, por lo que son inestables en estado seco. El contenido de arcillas tiene una influencia importante en el comportamiento del suelo. Se ha observado que el asentamiento máximo ocurre cuando el porcentaje de arcillas alcanza a 12% de los sólidos, y se presenta un menor asentamiento cuando las arcillas representan una cantidad menor que 5% y el suelo se expande si dicho porcentaje es mayor que el treinta por ciento. c) Suelos residuales En algunas regiones húmedas y cálidas el proceso de intemperización puede alcanzar profundidades considerables. Como producto de diferentes grados de descomposición química, el suelo residual puede estar constituido por granos de arena y minerales arcillosos, originados respectivamente de cuarzo y feldespatos. Los granos de arena forman una estructura de alma abierta, mientras los minerales arcillosos sirven como unión granular entre los primeros. Estando seco, el suelo parece ser muy firme; pero una vez está saturado, la escasa cantidad de minerales arcillosos, generalmente caolinitas, pierde su capacidad de unir las partículas sólidas de arena. En consecuencia, el suelo se comprime o se colapsa considerablemente. d) Suelos compactados Al humedecerse, los suelos compactados pueden tener un comportamiento expansivo o colapsable, dependiendo principalmente del intervalo de carga y del tipo de suelo. En la figura 3.3 se muestra esquemáticamente la tendencia en el cambio de volumen de los suelos compactados. En los suelos arenosos o limosos casi siempre se presenta una tendencia a la reducción de volumen. Para otros suelos, si la carga aplicada es pequeña, los suelos se expanden al saturarse; por lo que se puede definir una carga de expansión que sirva como una frontera que marca la tendencia al cambio de volumen: si la carga aplicada es mayor que ella, los suelos experimentan reducción de volumen. Al ser más plástico el suelo con un mayor contenido de arcilla, la carga de expansión es mayor y el suelo es menos colapsable. De acuerdo con este comportamiento, se puede esperar de un terraplén compactado que experimente expansión en la capa superficial y colapso a grandes profundidades. El grado de compactación también influye en el comportamiento de suelo. Si éste está compactado con un contenido de agua menor que el óptimo y una baja densidad, el potencial de colapso es alto.

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Figura 3.3

Respuestas cualitativas de suelos bajo saturación (Houston et al, 1993).

3.3. MÉTODOS DE IDENTIFICACIÓN a) Método de campo Se toma una muestra de suelo y se divide en dos partes, se recortan ambas hasta que éstas tengan una forma regular y un mismo volumen. Se satura una de las dos con agua y se comparan ambas. Si en la porción saturada se observa una reducción en su volumen, el suelo puede ser colapsable. b) Propiedades índice Se han desarrollado varios métodos de acuerdo a sus propiedades índice para identificar suelos colapsables.

Relación de vacíos. Se define como el coeficiente de colapso kd a la relación entre eLL y e0 como kd = eLL/e0 donde eLL es la relación de vacíos en el estado de límite líquido y e0 es la relación de vacíos natural (Denisov, 1951; Northey, 1969). Considerando este coeficiente el suelo es colapsable si kd se encuentra entre los límites siguientes: 0.5 < kd < 0.85

(3.1)

Límite líquido. El límite liquido se ha considerado como un indicador importante de la colapsabilidad del suelo. Holtz y Hilf (1961) propusieron una carta que relaciona el límite líquido con el peso específico seco (figura 3.4). En la cual, se presentan curvas correspondientes a dos valores típicos de la gravedad específica Gs; cada una de

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ellas separa dos zonas, una en la que los suelos observados tienden a colapsarse y en la otra no tienen la tendencia anterior. Posteriormente, Gibbs y Bara (1962) establecieron un criterio similar a través de las expresiones siguientes: γd =

162.3 1 + 0.026LL

(3.2)

l0 =

2.6LL 100

(3.3)

ó

donde γd = peso específico seco y LL = límite líquido. En la figura 2.14 se presenta la clasificación unificada para los suelos expansivos y colapsables del Bureau of Reclamation, E.U.A. utilizando como parámetros índice peso volumétrico seco y límite líquido. Límite de plasticidad. Feda (1966) establece la siguiente condición para que un suelo sea considerado colapsable:

l0 − LP 100Gs > 0.85 IP

(3.4)

donde LP = límite de plasticidad, IP = índice de plasticidad y Gs = gravedad específica. Contenido de finos. Handy (1973) propuso identificar la colapsabilidad de suelo de acuerdo con su contenido de finos y definió para ello los criterios presentados en la tabla 3.1. Tabla 3.1 Clasificación de suelos colapsables en función del porcentaje de finos. Contenido de finos (%) < 16 16 – 24 24 – 32 > 32

Descripción Altamente colapsable Probablemente colapsable Marginalmente colapsable No colapsable

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Figura 3.4

Pruebas índice para la identificción de suelos colapsables (Holtz y Hilf, 1961).

c) Prueba de consolidación Una identificación más confiable se tiene llevando a cabo una prueba de consolidación. La muestra de suelo, manteniendo su contenido de agua natural, se coloca en el anillo de consolidación. Las cargas se aplican progresivamente hasta alcanzar una presión de 200 kPa. Al final de este incremento de carga, se satura la muestra con agua y se le deja por un día. La prueba se continúa hasta alcanzar la carga máxima programada. La curva de compresibilidad que resulta se muestra en la figura 3.5. El potencial de colapso se define como:

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CP =

Δl c 1+ l0

(3.5)

donde Δec es el cambio en la relación de vacíos durante la saturación y e0 es la relación de vacíos natural. El potencial de colapso también se define como:: CP =

ΔH c H0

(3.6)

donde ΔHc es el cambio de altura de la muestra durante la saturación y H0 es la altura inicial de la muestra antes de la saturación. Los suelos se clasifican de acuerdo con los criterios presentados en la tabla 3.2. Tabla 3.2 Clasificación de suelos colapsables en función del potencial de colapso. CP (%) 0–1 1–5 5 – 10 10 – 20 > 20

Grado del problema Sin problema Problema moderado Problema Problema severo Problema muy severo

Es importante hacer notar que el potencial de colapso es solamente un indicador relativo de la colapsabilidad de suelo y no puede utilizarse en el cálculo de asentamiento por colapso. Esto se debe a que la deformación de colapso depende en gran medida del nivel de esfuerzo a que está sometido el suelo antes de la saturación; como el potencial de colapso es determinado solamente para el nivel de esfuerzo igual a 200 kPa, no es válido para estimar el colapso para otros niveles de esfuerzo.

Figura 3.5

Prueba de consolidación para la identificación de suelos colapsables.

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3.4. ESTIMACIÓN DE ÁREAS DE SATURACIÓN 3.4.1 Fuentes de saturación

Se pueden identificar cuatro tipos en cuanto a fuente de saturación, los cuales generan distintos patrones de daño a las estructuras (Clemence y Finbarr, 1981). a) Saturación local y somera La saturación local, somera y de característica aleatoria es causada por fugas de agua provenientes de tuberías rotas o acumulación de agua debida a un drenaje superficial defectuoso. Como los desagües generalmente se construyen con especificaciones menos estrictas que las líneas de suministro, tienen más fugas, produciendo mayor daño a las estructuras. El agua normalmente no penetra a grandes profundidades y no genera por tanto un ascenso del nivel freático. Los asentamientos ocurren principalmente en la capa superficial del suelo con una profundidad no mayor que 3 m y dentro del área saturada. b) Saturación local y profunda La saturación intensa, profunda y local es causada por la descarga de derrames industriales o riego. Si la rapidez de flujo es lo suficientemente alta para producir un ascenso continuo del nivel freático, el suelo colapsable de una gran extensión puede estar saturado en un corto tiempo (de varios meses hasta un año). Los asentamientos en estos casos son extremadamente grandes y dañinos, pudiendo presentarse en todo el espesor del estrato de suelo. El colapso puede ocurrir aún bajo el peso propio del suelo y acentuarse más si existen cargas externas. c) Saturación general Es un ascenso lento y relativamente uniforme del nivel freático bajo la influencia de fuentes de agua fuera del área del suelo en cuestión. Los embalses, lagunas o canales, si no están bien impermeabilizados, propician este tipo de saturación. El asentamiento es normalmente gradual y uniforme. d) Saturación interna El aumento gradual y lento del contenido de agua en un estrato de gran espesor es el resultado de la condensación del vapor y acumulación de la humedad, causadas por la carencia de condiciones de evaporación. Un caso típico es cuando el terreno está cubierto por concreto o asfalto. El debilitamiento de la cohesión interna del suelo es parcial, en consecuencia, el asentamiento es incompleto y se incrementa lentamente con una mayor saturación del suelo. El colapso puede iniciarse por la sola saturación interna y puede agravarse por saturaciones locales y generales o la aplicación de cargas externas.

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3.4.2 Procedimiento de cálculo

Para una evaluación adecuada de la magnitud de asentamientos por colapso es esencial estimar, adecuadamente, la extensión e intensidad de saturación en la masa de suelo. La extensión de saturación se refiere a la dimensionalidad del problema (una, dos o tres dimensiones), la extensión horizontal y profundidad; la intensidad está en función de la cantidad de agua que se infiltra, la diferencia resultante entre el grado de saturación inicial y el final, así como la duración de la exposición a la humedad. El conocimiento de las zonas de saturación es aún más importante si se requiere estimar, además de asentamientos totales, los diferenciales y los componentes que varían con el tiempo. Las diversas fuentes de saturación descritas líneas arriba influyen en su determinación. Si la saturación es general y causada por fuentes de humedad lejana y el asenso del nivel freático es uniforme, se puede estimar con cierta exactitud el espesor de suelo saturado. Cuando se disponen fuentes superficiales, la extensión e intensidad de saturación que dependen del clima, tipo de suelo, estratigrafía, riego, vegetación y topografía; teóricamente se puede estimar usando modelos de flujo de agua en suelos no saturados. El modelo más conocido fue desarrollado por Richards (1931); la ecuación diferencial que representa el fenómeno físico que gobierna un flujo unidimensional utiliza la carga de presión negativa o de succión como variable básica, y la capacidad de retención del agua y conductividad hidráulica como parámetros de suelo. Como estos dos parámetros no son constantes sino función de la succión, la solución de este problema no lineal se realiza necesariamente por medio de un esquema numérico. Se requieren para ello dos curvas características de suelo: una relaciona la succión con el grado de saturación o contenido de agua volumétrico y la otra establece una función entre la succión y la permeabilidad. Existen varios procedimientos experimentales para su determinación en el campo y laboratorio; también se ha acumulado una gran base de datos para estimar las dos curvas con base en propiedades físicas del suelo tales como la clasificación SUCS, granulometría y límites de Atterberg. Quizá la mayor dificultad de usar el modelo de Richard proviene de la incertidumbre acerca de las condiciones de frontera. Para una determinada fuente de saturación, no es posible cuantificar con precisión su intensidad, extensión y duración, lo que trae como consecuencia una estimación bastante burda de la zona de saturación en la mayoría de casos prácticos. Ante la falta de confiabilidad de los modelos numéricos, es más práctico hacer hipótesis conservadoras considerando que todo el estrato de suelo colapsable se sature completamente. Existen evidencias de que estas hipótesis en muchas ocasiones son demasiado conservadoras. El ingeniero debe buscar un balance económico entre invertir en una investigación de terreno más exhaustiva o proponer soluciones conservadoras.

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3.5. CÁLCULO DE ASENTAMIENTO 3.5.1 Procedimientos de cálculo

El cálculo consiste en los siguientes seis pasos: 1.

Definir la estratigrafía del suelo, la distribución inicial del esfuerzo vertical, la cual incluye el peso propio de suelo y algunas cargas preexistentes, y el perfil de humedad natural que debe definirse en términos del contenido de agua y grado de saturación.

2.

Calcular el incremento en el esfuerzo vertical inducido por la construcción de la cimentación analizada o la aplicación de otras sobrecargas. Es importante considerar que el incremento en el esfuerzo vertical es indispensable para el cálculo de asentamientos en forma convencional; en cambio, para la estimación del colapso, el incremento de esfuerzo puede estar ausente porque en muchas ocasiones el colapso ocurre solamente debido al peso propio.

3.

Definir la zona de saturación. Como lo explicado en el inciso 3.4.2, la práctica actual es suponer que el estrato de suelo se sature completamente, una condición similar a la que se encuentra una muestra de suelo en pruebas de consolidación. Si se disponen estudios de flujo de agua más detallados, las pruebas de consolidación deben realizarse acordes con el grado de saturación anticipado.

4.

Subdividir todo el estrato saturado en varios subestratos. A partir de los cálculos en los pasos 1 y 2 se puede determinar en cada subestrato el nivel promedio de esfuerzo vertical después de la aplicación de carga.

5.

Realizar las pruebas de consolidación para determinar la deformación por colapso de cada subestrato, denotado por εc. Los detalles sobre las pruebas a realizar se describirán más adelante. No es necesario efectuar una prueba por cada subestrato pero es importante que las pruebas sean representativas de las condiciones de carga y saturación de cada subestrato.

6.

Calcular el asentamiento por colapso δc por la siguiente sumatoria: δc = Σ (εc)i (h)i

(4.9)

donde (εc)i = deformación por colapso del estrato i, (h)i = espesor del subestrato i y la sumatoria se efectúa sobre todos los subestratos. El parámetro de suelo que se requiere para el cálculo de asentamiento por colapso es la deformación por colapso, cuya determinación se efectúa en pruebas de consolidación unidimensional. Existen diferentes maneras para su realización; la

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diferencia radica principalmente en cómo acoplar el proceso de carga y el de saturación. El procedimiento de cálculo arriba expuesto es válido solamente para problemas en que predominan efectos unidimensionales de flujo de agua y deformación. Cuando las condiciones topográficas y de saturación y carga modifican sustancialmente uno de estos dos efectos, deben realizarse estudios bi o tridimensionales usando modelos constitutivos para suelos no saturados, combinados generalmente con un análisis de elementos finitos. 3.5.2 Pruebas de laboratorio

a) Prueba doble de consolidación Esta prueba fue propuesta originalmente por Jennings y Knight (1975). Consiste en realizar dos pruebas de consolidación, una con el contenido de agua natural de suelo y la otra, en estado saturado. En la segunda prueba, la muestra es sometida a la saturación desde el inicio de la prueba a un nivel de esfuerzo vertical pequeño. Los demás detalles de la prueba son similares a los de una prueba de consolidación convencional. En la figura 3.6 se muestran dos curvas de compresibilidad, natural y saturación. En ésta se determina la presión de preconsolidación pc. Las dos curvas son empleadas para el cálculo de varios subestratos. Se determina para cada subestrato el nivel de esfuerzo vertical inicial p0, y a partir de ambas curvas, se construye una curva de ajuste, fijando como origen de ésta el punto correspondiente al esfuerzo inicial y la relación de vacíos respectiva en la curva de saturación. La deformación de colapso se calcula entonces entre la curva de ajuste y la curva de saturación si se conoce el incremento de esfuerzo vertical Δp. Para un suelo normalmente consolidado o ligeramente preconsolidado, el origen de la curva de ajuste no está situado en la curva de saturación, sino en la intersección de la extensión de su rama virgen con el esfuerzo vertical inicial (figura 3.7).

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Figura 3.6

Prueba doble de consolidación para suelos preconsolidados.

Figura 3.7 Prueba doble de consolidación para suelos normalmente consolidados.

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Una manera conveniente de interpretar los datos obtenidos de estas pruebas es dibujar la deformación por colapso en función de la presión confinante (figura 3.8). En esta curva es directo definir una presión donde se considera el inicio del colapso. Esta presión de colapso inicial corresponde generalmente a una deformación del 4%. El concepto de la presión de colapso inicial es equivalente al de preconsolidación que se emplea para calcular asentamientos inducidos por carga, ya que se definen dos etapas del comportamiento de suelo: una etapa donde la magnitud de colapso es pequeña y generalmente admisible, y la otra donde se esperan grandes deformaciones por saturación. Este concepto es útil para el diseño preliminar de una cimentación superficial, verificando que la presión de contacto inducida sea menor que la presión de colapso inicial. b) Prueba de una muestra Esta es una modificación de la doble prueba de consolidación, con la ventaja de usar solamente una muestra de suelo (Houston y otros, 1988). El procedimiento experimental es similar al de la prueba de consolidación. Se coloca la muestra inalterada en el consolidómetro manteniendo su contenido de agua natural. Se mide la altura inicial de la muestra, se aplica una pequeña presión inicial de 5.0 kPa con el fin de asentar bien la muestra y se ajusta el micrómetro a la lectura inicial ignorando la compresión causada por la presión inicial. Después de un reposo de cinco minutos, el esfuerzo vertical se aplica en incrementos de 5.0, 10.0 y 20.0 kPa hasta lograr el esfuerzo vertical aplicado sea igual o ligeramente mayor que el nivel esperado en el campo después de la construcción. Para cada incremento, las lecturas se toman cada media hora hasta que la compresión en una hora sea menor que 0.1%. Enseguida, la muestra se satura con el agua destilada o agua natural y se registra el colapso producido. Las lecturas se tienen que tomar cada media hora en este nivel de esfuerzo, hasta alcanzar una compresión menor que 0.1% en una hora. Se aplican esfuerzos adicionales en incrementos hasta que se defina bien la pendiente de la curva de compresibilidad. Se pueden calcular las deformaciones a partir de la altura inicial y las lecturas del micrómetro, para graficarlas contra los niveles de esfuerzos aplicados, como se muestra en la figura 3.9. La curva de compresibilidad se obtiene siguiendo la trayectoria entre los puntos A, B, C y D. El punto A es el inicio de carga con una magnitud de 5.0 kPa, el tramo AB es la curva de compresibilidad del suelo natural, la porción BC representa el colapso por saturación y la curva CD es la curva de compresibilidad del suelo saturado bajo presiones altas. Con este procedimiento de cálculo es posible aproximar la curva de compresibilidad del suelo saturado bajo presiones pequeñas con solo considerar la trayectoria ACD que define la curva de compresibilidad para todo el intervalo de presión. La diferencia entre la curva AB y la curva ACD define la deformación por colapso para un determinado nivel de esfuerzo. No es recomendable efectuar una sola prueba en un sitio por la heterogeneidad de la masa de suelo.

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c) Prueba de varias muestras Consiste en realizar una serie de pruebas de consolidación; cada una de ellas es llevada a un nivel de esfuerzo antes de la saturación. Se mide la deformación por colapso de manera que se defina una clara relación entre el colapso y el esfuerzo vertical. Comparada con la prueba de una muestra, la de varias muestras no supone sino determina directamente la línea AC mostrada en la Figura 3.9. La obvia desventaja es el número de muestras utilizadas.

Figura 3.8

Figura 3.9

Determinación de la presión de colapso inicial.

Pruebas de una muestra para el cálculo de asentamiento. 61


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d) Pruebas de succión controlada Las pruebas tradicionales de consolidación no permiten un control preciso del grado de saturación; de hecho los resultados corresponden a dos condiciones extremas: humedad natural y saturación completa. Si se requiere conocer con cierta exactitud el comportamiento de suelo para diferentes grados de saturación, se debe controlar la succión que se tiene en la muestra de suelo. En los últimos diez años se han desarrollado varios programas experimentales en este sentido (Figura 3.10).

Figura 3.10 Pruebas de succión controlada.

3.6. CONSIDERACIONES DE DISEÑO 3.6.1 Programas de exploración

La dificultad de muestreo en suelos colapsables es mucho mayor que un suelo estable, ya que la estructura de suelo determina esencialmente su comportamiento inestable y se debe conservar. Por lo que es conveniente realizar muestreos en suelos excavando pozos a cielo abierto en estratos superficiales. Por su origen, los suelos colapsables son altamente heterogéneos y por lo tanto el muestreo debe efectuarse en varios lugares cercanos para conocer la variación espacial del suelo. Los sondeos no han sido recomendados para este tipo de suelo. Sin embargo, estudios recientes (Houston y Houston, 1997) indican que, por su alto contenido de cementantes, la alteración que sufren los suelos colapsables durante el muestreo no es tan grande como se creía sino que para tal efecto los muestreadores con una relación de áreas tan alta como 56% han mostrado su utilidad.

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3.6.2 Pruebas de campo

Las pruebas de campo se usan generalmente como una ayuda a la identificación y caracterización de depósitos de suelo colapsable. Las pruebas consisten normalmente en alguna variante de las pruebas de placa, donde el agua se introduce al suelo bajo la carga. Las ventajas de estas pruebas sobre las de laboratorio radican en que la alteración de la muestra de suelo es mínima, el volumen de suelo ensayado es grande y el nivel de saturación es similar al del prototipo, todo ello se traduce a una mayor confiabilidad en los resultados. Sin embargo, el estado de esfuerzo inducido en la prueba no es uniforme, y lo que se obtiene directamente de la prueba es la relación esfuerzo-desplazamiento y no se tienen datos acerca de la deformación, siendo ésta la que se requiere para el cálculo de colapso. Por lo tanto, los resultados de las pruebas de campo requieren de interpretación, muchas veces del tipo numérico, para obtener datos útiles para el diseño. Es interesante hacer notar que la prueba de campo es una combinación de la prueba de carga y de saturación, siendo ésta particularmente útil para determinar la extensión e intensidad de saturación en suelos arenosos y limosos si las fuentes de saturación son superficiales o subsuperficiales. Se puede también calibrar los parámetros que se usan en modelos de flujo en suelos no saturados. 3.6.3 Estabilización

Se ha utilizado un gran número de métodos para estabilizar los suelos colapsables, pero los más usados siguen siendo sustitución y compactación. a) Sustitución Los materiales colapsables son reemplazados por otros carentes de estructura inestable. Los materiales sustituyentes, en general, deberán compactarse de acuerdo con criterios de compactación especificados. b) Compactación La compactación rompe la estructura inestable del suelo reduciendo su relación de vacíos y, por consiguiente, su potencial colapsable. Para tal fin se puede usar rodillo de tambor vibratorio o el proceso de vibroflotación. La saturación del terreno facilita en gran medida la compactación, logrando un mejoramiento más significativo del suelo. La profundidad del suelo mejorado puede llegar hasta alcanzar los 5.0 m. Los suelos de mayor profundidad pueden estabilizarse mediante la técnica de compactación dinámica profunda, en la cual son inducidos grandes asentamientos de suelo por el efecto de impacto de la caída de una masa. c) Presaturación Se satura el terreno de construcción antes de realizar la obra. La saturación puede lograrse mediante inundación en la superficie de terreno y perforación de pozos. Si el 63


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suelo solamente es colapsable hasta un nivel de esfuerzo superior a su peso propio, se requiere la compactación para lograr mejorar el suelo. Esta técnica es efectiva cuando no se disponen capas impermeables que impiden el flujo de agua. En general, los grandes asentamientos producen también un excesivo agrietamiento en la periferia del área de saturación, el cual pone en peligro a las estructuras vecinas. Por lo tanto, este método requiere de un predio de construcción espacioso o algunas medidas de protección. En general, esta técnica solamente es aplicable cuando el potencial de colapso no es alto y el suelo en cuestión es solamente superficial. d) Otras técnicas Las perforaciones realizadas en el terreno se rellenan con materiales granulares; los rellenos se compactan logrando que la masa de suelo compuesto reduzca su potencial colapsable. Si el relleno es de cal, se puede lograr una estabilización química adicional. Asimismo, se pueden introducir al suelo la cal, cemento u otros aditivos mediante la inyección. 3.6.4 Diseño

Si la disponibilidad económica del proyecto no justifica un mejoramiento generalizado del suelo, se deben tomar en cuenta varios aspectos para el diseño usando el terreno en su estado natural. a) Control de flujo de agua Se deben minimizar las posibles fugas en las tuberías. Si no se puede evitar por completo la presencia de agua en el sitio, se deben disponer de drenajes superficiales o subsuperficiales para que el agua tenga una salida rápida y controlada. b) Rigidización Los mayores daños a las estructuras provienen de asentamientos diferenciales. Se debe rigidizar la estructura de la cimentación. No se deben utilizar zapatas aisladas, y en su lugar, utilizarse zapatas corridas, preferentemente reforzadas con contratrabes para un mejor comportamiento estructural (figura 3.11). Si el área de las zapatas alcanza un porcentaje mayor a 50% sobre el área total de construcción se deben considerar losas de cimentación. En cuanto a la evaluación de la capacidad de carga, se debe considerar la posible reducción de resistencia al corte ante la saturación del suelo.

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Figura 3.11 Zapatas corridas reforzadas con contratrabes.

c) Cimentación profunda La cimentación profunda es efectiva para reducir los daños posibles, pero casi siempre a cambio de un alto costo de construcción. Los pilotes o pilas se atraviesan por todo el estrato colapsable para transmitir las cargas a un estrato estable. Se deben considerar en el diseño las fricciones negativas que puedan causar los asentamientos del estrato colapsable. 3.7. REFERENCIAS Y BIBLIOGRAFÍA Barden, L., McGown, A. Y Collins, K. (1973) “The Collapse Mechanisms in Partly Saturated Soil”. Engineering Geology, Amsterdam, The Netherlands, 49-60. Bonilla R. O. y Espinosa de los Monteros J. L. B. (1998) “Evaluación del colapso de los suelos en algunos sitios de la zona metropolitana de Guadalajara”. XIX Reunión Nacional de Mecánica de Suelos, Puebla, Vol. I, 469-474. Bowles, J. E. Foundation Analysis and Design. 4a ed. McGraw Hill, New York. Casagrande, A. (1932) “The Structure of Clay and Its Importance in Foundation Engineering”. J. Boston Soc. of Civ. Engrs. Vol. 19, No. 4, 168-209. Clemence, S. P. y Finbarr, A. O. 1981. “Design Considerations for Collapsible Soils”. Journal of Geotechnical Engineering Division. ASCE. Vol. 107, GT3, 305-317. Denisov, N.Y. (1951) Construction Properties of Loess and Loess-like Loams, 1ra ed. Gosstroiizdat Moskow, 133. Ver también en Rogers, C. D. F., Dijkstra, T. A. y Smalley, I. J. (1994) “Hydroconsolidation and Subsidence of Loess: Studies from China, Russia, North America and Europe”. Engineering Geology, 37 (1994) 83-113.

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4 SUELOS DISPERSIVOS

4.1. ANTECEDENTES Son suelos en que el estado fisicoquímico de su fracción arcillosa es tal que en presencia del agua relativamente pura las partículas individuales de arcilla se defloculan y se rechazan entre sí. Las arcillas que se encuentran en este estado son altamente susceptibles a erosión o tubificación bajo el flujo de agua. El fenómeno de la arcilla dispersiva fue descubierto en primera instancia desde hace más de cien años, y las características fundamentales, hasta hace cerca de cincuenta años. Su importancia en la práctica de la ingeniería civil se empezó a dar a conocer apenas desde los años sesenta; en ese entonces, se descubrieron que muchas de las presas de tierra pequeñas fallaron debido a la tubificación en arcillas dispersivas. Como este tipo de suelo no puede identificarse por pruebas índice convencionales tales como clasificación visual, granulometría o límites de Atterberg, muchas investigaciones se han encaminado a establecer procedimientos para su identificación. El problema de arcillas dispersivas, a pesar de su magnitud y daños potenciales que puede causar a las obras hidráulicas, no ha recibido una atención adecuada por parte de los geotecnistas con excepción de aquellos involucrados en el diseño y construcción de grandes presas térreas. 4.2. CARACTERÍSTICAS DE EROSIÓN POR DISPERSIÓN Es bien sabido que los limos no cohesivos y arenas muy finas son altamente susceptibles a la erosión. Este fenómeno, debido exclusivamente a efectos mecánicos, ocurre bajo condiciones de flujo de agua en que la velocidad, gradiente hidráulico y fuerzas de arrastre alcanzan magnitudes considerables. En cambio, las arcillas normales generalmente se consideran resistentes a la erosión, salvo cuando el flujo de agua alcanza una velocidad igual o mayor a 1 m/seg. Sin embargo, el fenómeno de arcilla dispersiva normalmente ocurre bajo un flujo de agua de baja velocidad, por lo que la dispersión o erosión de estas arcillas tiene causas distintas a los efectos asociados a la erosión de suelos granulares. A continuación se mencionan estas causas, a saber: fisicoquímica, física y mecánica. a) Características fisicoquímicas Las arcillas dispersivas generalmente poseen una resistencia a la erosión cuando se encuentran en un ambiente cuyas condiciones químicas son similares a los que se tienen cuando se forman originalmente. Dicha resistencia se reduce hasta que se pierde por completo cuando tal ambiente original se ve modificado. Cuando la arcilla dispersiva está inmersa en el agua, la fracción arcillosa tiende a tener un comportamiento similar al de partículas granulares, esto es, las partículas arcillosas

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tienen un mínimo de atracciones electroquímicas y no pueden adherirse entre sí o estar ligadas con otras partículas de suelo. El flujo de agua de baja velocidad hace que las partículas individuales de arcilla, en forma laminar, tiendan a separarse y finalmente dejan que se las lleve el agua. La rapidez de erosión de estas arcillas puede ser mayor aún que la de arenas finas o limos. Varios factores influyen en la tendencia de dispersión de los suelos, entre ellos se encuentran la mineralogía y química de las arcillas, así como las sales disueltas en el agua pura y en el agua erosionante. La principal diferencia entre las arcillas dispersivas y las resistentes a erosión radica en la naturaleza de los cationes en el agua de poro que se encuentra en la masa del suelo. Las arcillas dispersivas tienen un contenido ponderado de sodios mientras las arcillas normales contienen mayor proporción de cationes de calcio, potasio y magnesio en el agua de poro. b) Características físicas Geología. Las arcillas dispersivas no están asociadas con algún origen geológico específico, pero se ha encontrado su presencia en arcillas formadas en ambiente aluvial, depósitos de laguna, loess y depósitos en planicies de inundación. De aquí la importancia que tiene en la construcción de obras hidráulicas porque muchas de ellas, presas, bordos y canales, se construyen en los suelos mencionados. En algunas áreas, los depósitos marinos originados por argilita y lutita tienen sales en el agua de poro, por lo que los suelos producto de estos depósitos también son dispersivos. Topografía. En áreas con topografía accidentada donde existen arcillas dispersivas, se pueden reconocer con facilidad zonas erosionables con un característico patrón definido por rasgos cortados como con sierra, hombro sinuoso y profundo, canales y túneles de reciente formación. En áreas planas y francamente onduladas, es difícil de encontrar evidencias de arcillas dispersivas porque en la superficie se deposita un estrato de protección de arena limosa debajo del cual se esconden las arcillas dispersivas. La ausencia de evidencias de erosión superficial no necesariamente indica que no se tienen arcillas dispersivas. Color. Las arcillas dispersivas pueden ser de color rojizo, café, gris, amarillo o una combinación de estos colores. Los suelos de color negro que contienen materias orgánicas no son de características dispersivas. Se puede afirmar que no son dispersivos los suelos finos derivados del intemperismo de rocas ígneas y metamórficas así como de calizas. Clima. Los primeros estudios asocian el problema de dispersión solamente con suelos formados en climas áridos y semiáridos y en áreas de suelos alcalinos. En años recientes también se ha reportado el problema en zonas húmedas.

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c) Características mecánicas El estado fisicoquímico que tienen las arcillas dispersivas y el ambiente físico en que ellas se han formado pueden propiciar una erosión interna, pero ésta no ocurre si no se presentan otras condiciones que están más bien relacionadas con el estado de esfuerzo y deformación de estos suelos. Para entender estos mecanismos de erosión, es preciso recordar cómo tiene lugar la erosión en una presa o un terraplén. La erosión externa causada por un flujo superficial es la más obvia y puede ocurrir en suelos granulares y cohesivos, situación que se agrava si las arcillas son dispersivas. La erosión externa o tubificación, por otro lado, se presenta en el talud aguas arriba o en el lado aguas abajo del terreno de cimentación, la cual comienza con un fuerte gradiente hidráulico de salida arrastrando, por su alta fuerza de filtración, las partículas de suelo que ya se encuentran en un estado suelto, de manera que el túnel formado se propaga desde aguas abajo hacia aguas arriba. La presa puede fallar por tubificación si el túnel llega a alcanzar la zona aguas arriba. La forma en que se desarrolla la erosión interna en arcillas dispersivas es distinta. El túnel generado por el arrastre de partículas de suelo se forma en el talud aguas arriba o en alguna zona interna donde el agua es abundante, y se propaga hacia aguas abajo. Por las causas intrínsecas que se han explicado en líneas anteriores, las arcillas se dispersan. En este momento, si las arcillas se encuentran en una zona donde existen grietas, éstas se agrandan y se genera, en consecuencia, una erosión mayor. El arrastre de las partículas de suelo se refleja en la turbiedad del agua en la zona de aguas arriba o la de aguas abajo. De esta manera, mientras la tubificación se debe al gradiente hidráulico de salida y al estado suelto del material por arrastrar, la erosión interna es producto de la combinación de varios factores: la característica dispersiva del material, el flujo de agua y la presencia de grietas preexistentes. El flujo de agua favorece el arrastre y transporte de material y la propagación de grietas. La mayoría de las fallas asociadas con arcillas dispersivas ocurren durante el primer llenado. Si no se construyen filtros o éstos están mal diseñados, los materiales producto de la erosión probablemente no se detengan. Las intensas lluvias ocasionan la erosión superficial y los túneles formados superficialmente pueden conectarse con los subsuperficiales produciendo una erosión más extensa. Las grietas pueden presentarse por diferentes causas: grietas por secado, grietas por asentamiento diferencial o saturación, y por lentes de alta permeabilidad en una masa de suelo francamente homogénea. Las condiciones propicias para una erosión interna también están presentes en los contactos defectuosos entre el suelo y conductos, muros u otras estructuras de concreto, así como en la interfaz de una cimentación rocosa. Las zonas donde se presenta el efecto de arqueo también están sujetas a una erosión interna, las cuales se hacen presentes alrededor de conductos, al lado de laderas o muros. En estos casos, el esfuerzo vertical de suelo se reduce considerablemente, de tal manera que bajo el efecto de flujo de agua, el esfuerzo 69


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efectivo aproxima a anularse y el suelo se encuentra eventualmente en un estado de flotación. Si el flujo de agua es divergente, la grieta se propaga generando el llamado fenómeno de fracturamiento hidráulico. Una erosión interna no ocurre en materiales arenosos y puede ocurrir en todas las arcillas, independiente de que sean dispersivas o; la dispersividad de arcillas intensifica la rapidez y extensión de dicha erosión. 4.3. IDENTIFICACIÓN 4.3.1 Pruebas de campo

Las pruebas de campo son una buena ayuda para una evaluación preliminar de las características dispersivas de los suelos. Sin embargo, se ha comprobado que la confiabilidad de estas pruebas es limitada y deberán usarse las pruebas de laboratorio para definir con mayor claridad el estado dispersivo de los suelos. Se cuenta actualmente con cinco tipos de pruebas de campo. a) Prueba de terrón sumergido Se coloca una muestra de suelo adentro del agua y la dispersión del suelo se observa de acuerdo con la suciedad del agua. Esta prueba ha sido adaptada, disponiéndose de algunos procedimientos más precisos, como una de las pruebas fundamentales de laboratorio, la que se describirá más adelante. b) Prueba de caída Se hacen caer gotas de agua sobre una muestra de arcilla. Por debajo de la muestra, se juntan el agua y productos de erosión en un vaso; por la suciedad de la mezcla reunida, se evalúa cualitativamente el grado de dispersión. c) Prueba de luz ultravioleta Se mezcla el acetato de zinc-uranio con un pedazo de suelo. Se observan visualmente la intensidad y cantidad de florescencia como un indicador del sodio contenido. Esta prueba puede tener éxito de identificación en un 40% de los casos. d) Prueba de turbiedad Es una prueba de hidrómetro modificada, que requiere de pruebas que han sido calibradas previamente para definir los intervalos del cociente de turbiedad. Generalmente, si el cociente de turbiedad es menor a 4 la muestra es dispersiva, y no dispersiva si dicho cociente es 9.

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e) Rasgos de erosión en el campo Los rasgos de erosión causados por lluvia y flujo superficial en margenes de río pueden proporcionar un buen indicador de la dispersividad de suelo. 4.3.2 Pruebas de laboratorio

Se dispone en la actualidad de cuatro pruebas de laboratorio para la identificación de arcillas dispersivas. Se ha observado que existe una gran diferencia en cuanto a su erosionabilidad aún cuando los materiales tengan una apariencia visual idéntica o las propiedades índice sean iguales, cuando las muestras son tomadas de lugares cercanos uno o dos metros de distancia entre sí. a)

Prueba del terrón sumergido

Esta prueba se desarrolló originalmente como un procedimiento simple para identificar el comportamiento dispersivo en el campo, pero ahora también se emplea frecuentemente en el laboratorio. La prueba consiste en preparar un espécimen cúbico de aproximadamente 15 mm de lado o seleccionar un pedazo de suelo secado al aire, del mismo tamaño. El espécimen se coloca cuidadosamente en 150 ml de agua destilada. Cuando el pedazo de suelo comienza a hidratarse, se observa la tendencia de que las partículas finas se defloculan quedando en suspensión. Los resultados de la observación se interpretan distinguiendo cuatro grados de reacción: 1 2 3 4

Reacción nula. Reacción leve. Reacción moderada. Reacción fuerte. En el último caso, la nube coloidal cubre todo el fondo del recipiente.

Ésta proporciona un índice adecuado del potencial de erosiionabilidad de las arcillas, pero un suelo dispersivo a veces puede no reaccionar ante esta prueba. Si la prueba indica la dispersión del suelo, el suelo tiene una alta posibilidad de que sea dispersivo. b)

Prueba doble del hidrómetro

Este procedimiento se conoce también como prueba de dispersión del Servicio de Conservación del Suelo de EUA y fue uno de los primeros métodos para la evaluación de suelos dispersivos. La prueba consiste en comparar los porcentajes de las partículas de cierta muestra de suelo menores que 0.005 mm, los cuales se determinan en dos pruebas de hidrómetro. La primera es una prueba estándar en que la muestra de suelo se dispersa en agua destilada con defloculante químico y se sujeta a agitación mecánica fuerte en una batidora o licuadora. La otra prueba se realiza en una muestra de suelo idéntica que la prueba anterior, pero ahora en agua destilada sola, sin la agitación mecánica ni empleo de defloculantes químicos. El porcentaje de dispersión es el cociente de partículas menores que el diámetro de 71


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0.005 mm, medidas en la segunda prueba en relación a los de la primera prueba, expresado en porcentajes. Las experiencias indican que si el porcentaje es mayor a 30%, los suelos tienen características dispersivas. Cabe hacer notar que es necesario realizar una gran cantidad de pruebas porque la dispersividad de suelos puede variar considerablemente en puntos cercanos en un banco de préstamo. c)

Prueba del orificio inyectado (Pinhole test)

El ensayo fue desarrollado para la medición directa de la dispersivilidad de suelos finos compactados. En la prueba, el agua está forzada a fluir a través de un orificio pequeño en una muestra de suelo; el flujo de agua a través del orificio simula el flujo del agua a través de una grieta o una trayectoria de flujo concentrado en un corazón impermeable de una presa de tierra. En una probeta cilíndrica de suelo con 25 mm de altura y 35 mm de diámetro, se perfora un orificio de 1.0 mm de diámetro por el cual el agua destilada se infiltra bajo cargas hidráulicas de 50, 180 380 mm, registrándose rapidez de flujo y la turbiedad del efluente. Las cargas de 50, 180 y 380 mm generan velocidades de flujo que oscilan entre 30 y 160 cm/seg bajo un gradiente hidráulico de 2 a 15. La prueba puede disponerse en el permeámetro, usando arena gruesa o grava limpia como filtro en ambos extremos. Si la arcilla es dispersiva, el agujero se erosiona y el agua en la descarga se enturbia; en cambio, con una arcilla no dispersiva, el orificio no se desarrolla y el efluente se mantiene limpio. Esta prueba fue desarrollada por Sherard y aplicada en muchos proyectos de presas para convertirse en una prueba física que es empleada actualmente. La prueba deberá realizarse en el suelo que mantiene su condición de humedad natural, porque el secado puede afectar los resultados de prueba en algunos suelos. No obstante que la prueba, siendo un ensaye físico, es más confiable que otras, éstas siguen siendo necesarias a fin de recabar información más completa y hacer la identificación la más confiable posible. d)

Prueba química

Considerando desde el punto de vista químico que la presencia de sodio intercambiable contribuye significativamente al comportamiento dispersivo de las arcillas. El parámetro básico para cuantificar este efecto es el PSI (por sus siglas, porcentaje de sodio intercambiable) donde:

PSI =

Sodio Intercambiable Capacidad de Catión Intercambiable

x 100

(4.1)

Las dos cantidades están en unidades de miliequivalentes por 100 mg de suelo seco.

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Las arcillas que tienen un valor de PSI mayor que 10 se consideran dispersivas. El RAS (por sus siglas, relación de absorción de sodio) es otro parámetro que se evalúa comúnmente para cuantificar la importancia que tiene el sodio en relación a la dispersión cuando los sales libres están presentes. El RAS se define como: RAS =

Na Ca + Mg

(4.2)

2

con unidades de meq/litro, donde Na, Ca y Mg son sodio, calcio y magnesio respectivamente. El método de RAS está basado en el hecho de que los suelos naturales se encuentran en equilibrio con su entorno; en particular, existe una relación entre concentración de electrolitos del agua contenida en los poros de suelo e iones intercambiables en la capa absorbida de arcilla. En consecuencia, el método es aplicable sólo cuando se disponen sales libres en el suelo. El porcentaje de sodio es otro parámetro que se considera en la identificación y está definido como: procentaje de sodio =

100Na SDT

(4.3)

donde SDT = Sales disueltas totales (por sus siglas) = Na + Ca + Mg + K donde K es potasio y todos en unidades de meq por litro de agua extraída. A fin de obtener el extracto de saturación, el suelo se mezcla con agua destilada hasta que la pasta de suelo saturado alcanza un contenido de agua cercano al límite líquido. La pasta se dejará en reposo por varias horas en que se logre un equilibrio entre las sales en el agua de poro y las sales contenidas dentro de la compleja interacción de catión intercambiable. Subsecuentemente, una pequeña cantidad de agua de poro es filtrada por medio de vacío y se ensaya usando pruebas químicas o electroquímicas rutinarias para determinar las cantidades de los cationes metálicos principales en términos de miliequivalentes por litro. En la figura 4.1 se muestra un esquema que ilustra la relación entre las tres cantidades definidas: porcentaje de sodio, SDT y RAS. En la figura 4.2 se define el esquema de clasificación de dispersión en términos del porcentaje de sodio y sales disueltas totales (SDT).

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Figura 4.1 Relación entre diferentes conceptos para definir el potencial de dispersividad.

Se demuestra, según los ingenieros de Sudáfrica y Zimbabwe, que la figura 4.2 no proporciona una identificación confiable para algunos suelos y se prepone el esquema mostrado en la figura 4.3 para una evaluación química más precisa.

Figura 4.2 Carta de dispersividad potencial. 74


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Figura 4.3 Evaluación química.

4.4. CONSIDERACIONES DE DISEÑO 4.4.1 Selección de materiales

En cualquier proyecto debe considerarse la posible presencia de arcillas dispersivas. Los materiales dispersivos tienen que identificarse oportunamente empleando uno o varios de los métodos arriba citados o de acuerdo con el reconocimiento de rasgos morfológicos o experiencias previas en el sitio. Una vez identificado el material debe tomarse una decisión con respecto a su uso o rechazo en la construcción. Generalmente, las arcillas dispersivas no pueden emplearse en la construcción de presas que representan un daño potencial hacia zonas aguas abajo. Para otras obras de menor importancia o de menor riesgo, los materiales dispersivos pueden utilizarse si resultan ser una selección económica comparada con otras alternativas. Normalmente las muestras representativas son obtenidas de pozos a cielo abierto. Como es frecuente que los suelos cambian de características no dispersivas a las dispersivas en muestras tomadas en sitios cercanos, por ejemplo: un metro, es conveniente obtener varias muestras en un solo pozo. Los métodos de identificación pueden ser confiables en algunos casos y dudosos en otros. Es necesario realizar

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varios tipos de prueba para una plena identificación. Deberá muestrearse una cantidad suficiente de suelo para tal fin. 4.4.2 Construcción

Si se utilizan arcillas dispersivas en un proyecto determinado, deben considerarse los cinco aspectos siguientes: problema de arqueo, agrietamiento, flujo de agua, mejoramiento de suelo y control de calidad. a)

Arqueo

El problema de arqueo puede ocurrir en zonas cercanas a tuberías, estructuras de concreto y laderas con fuertes pendientes. También sucede a lo largo del contacto suelo-estructura. A fin de mitigar sus efectos dañinos, se deben escalonar las laderas, compactar manualmente las zonas de contacto o simplemente colocar mezclas suelo-cemento o concreto simple. Los cálculos que analizan efectos de interacción suelo-estructura aportan una estimación confiable sobre el grado de arqueo y por este motivo deben llevarse a cabo. b)

Agrietamiento

Se deben evitar asentamientos totales excesivos o asentamientos diferenciales que puedan causar el agrietamiento del suelo. Los cálculos geotécnicos que sirvan para hacer una estimación precisa de los asentamientos son importantes para determinar su potencial de asentamiento. En éstos se deben tomar en cuenta los procedimientos constructivos, efectos bidimensionales o tridimensionales, así como la influencia de la compactación. Generalmente, este tipo de estimación puede lograrse con el uso de elementos finitos y modelos de suelo no lineales. Los agrietamientos por secado se evitan o minimizan por medio del control del intervalo de tiempo en la colocación de capas sucesivas de compactación. Especialmente en zonas tropicales, se pueden formar micro grietas de secado si el tiempo de espera entre cada capa de compactación se prolonga. Es importante observar la formación de grietas en la superficie del terreno compactado a fin de tomar oportunamente medidas correctivas y preventivas. Las grietas superficiales en una cimentación rocosa pueden sellarse con concreto lanzado. c)

Flujo de agua

Se debe adecuar el flujo del agua para que ésta no infiltre, o se infiltre lo menos posible hacia la zona de suelos compactados. Esto se logra con un buen diseño de drenaje superficial. También se deben diseñar drenes y filtros para que el agua infiltrada tenga una salida controlada sin que ésta erosione el suelo. Los estudios indican que los criterios de diseño para filtros en suelos no dispersivos son diferentes de aquellos que se conocen para suelos dispersivos. El problema principal proviene de la presencia de grietas abiertas aguas arriba de los filtros. Si los 76


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suelos por proteger son granulares, los filtros deben tener la capacidad auto selladora que detengan la migración de partículas finas y la propagación de las grietas; en cambio, si los materiales por proteger son arcillosos, esta función autoselladora deja de actuar debido al fenómeno de segregación. Si dichos materiales arcillosos además son dispersivos, carentes de estabilidad interna, los filtros no pueden detener partículas coloidales en suspensión, lo que trae una consecuencia negativa en la capacidad auto-selladora. Los estudios realizados por Sherard indican que para arcillas dispersivas con d85 mayor que 0.03 mm, los filtros deberán diseñarse con un D15 menor o igual que 0.5 mm; si las arcillas son todavía más finas que el tamaño indicado, se requerirá D15 menor o igual que 0.2 mm, donde d85 es el tamaño en el cual las partículas del 85% del peso seco del suelo por proteger son iguales o menores a él; de igual forma se considera que D15 es el tamaño en el cual las partículas del 15% del peso seco del filtro son iguales o menores a él. Por último, las estructuras de conducto deberán contar con portales externos impermeables y la superficie de suelo deberá estar protegida por el concreto lanzado después de su colocación. Deberán colocarse filtros alrededor de la parte aguas abajo del conducto. d)

Mejoramiento de suelo

Los suelos dispersivos pueden mejorarse si se mezclan con cal. Sin embargo, factores económicos en ocasiones no justifican tal mejoramiento para todos los materiales por emplear. En estos casos, se pueden seleccionar zonas críticas del sitio en proyecto para colocar materiales mejorados. Estas zonas son aquéllas en donde se concentra el flujo de agua, tal como alrededor del portal de salida de conductos, superficie de contacto entre la cimentación rocosa y estructuras rígidas, zonas de esfuerzos de tensión y agrietamiento potencial, aguas abajo de un corazón impermeable, o zonas inmediatamente aguas arriba de los filtros que son colocados aguas abajo. e)

Control de calidad

En términos generales, el control de calidad en una obra en la cual se involucran arcillas dispersivas deberá realizarse con estándares y especificaciones más estrictos que en otras obras, especialmente en los parámetros que inciden directamente en la calidad de compactación, tales como grado de compactación y estado de densidad. La adición del agua en la preparación del suelo por compactar debe ser uniforme, evitando cualquier concentración de agua en alguna parte de la mezcla. Es deseable que se humedezca el suelo en áreas del banco de préstamo por método de inundación o riego. También se debe evitar que en los materiales de préstamo se tengan cantidades excesivas de gravas y arenas o bajos porcentajes de finos. Es recomendable incrementar la flexibilidad del suelo para reducir el potencial de agrietamiento. Esto se puede lograr manteniendo la humedad de compactación arriba del contenido de agua óptimo, considerando que un bajo contenido de agua de 77


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compactación favorece la formación de una estructura floculenta que es más susceptible a la defloculación y lixiviación de sales cuando el suelo está expuesto al flujo de agua. Por lo que compactando el suelo en capas delgadas usando tambores neumáticos se puede lograr un mayor grado de densidad y una buena adherencia entre suelo y la roca. Asimismo, se debe garantizar una buena calidad de construcción de los drenes y filtros. La inspección visual debe realizarse por inspectores experimentados; las pruebas de compresión simple frecuentes son benéficas. Es recomendable incrementar la frecuencia de ensayes de densidad y humedad; por último, se considera un periodo de curado de tres a cuatro semanas, dependiendo del tipo de suelo y contenido de agua natural. El comportamiento de estructuras construidas con estos materiales se debe monitorear cuidadosamente durante el primer llenado, periodo que se considera más susceptible a fallas por el fenómeno de arcilla dispersiva. Se deben seleccionar instrumentos de observación, parámetros de monitoreo e intervalos de aceptación para cada uno de ellos. Los parámetros básicos son niveles de agua, presiones de poro y filtraciones. 4.5. REFERENCIAS Y BIBLIOGRAFÍA CNA. 1993. Manual de Ingeniería de Ríos, “Geotecnia”, capítulo 23, Comisión Nacional del Agua. Knodel, P. C. 1988. “Dispersive Clays”, parte del capítulo “Materials” del libro Advanced Dam Engineering for Design, Construction, and Rehabilitation, ed. R. B. Hansen, Van Nostrand Reinhold, New York. ICOLD. 1990. Dispersive Soils in Embankment Dams, Review. Boletín 77. Singh, S. (Editor). 1992. “Embankment Dams”. James L. Sherard, Contributions. Geotechnical Special Publication No. 32, Sheard Memorial Volume. ASTM.

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5 SUELOS DE ALTA COMPRESIBILIDAD

5.1. DIAGNÓSTICO 5.1.1 Definición

Los suelos de alta compresibilidad son aquellos susceptibles a experimentar grandes deformaciones al sometérseles a cargas mayores a las que actualmente tienen debidas a su peso propio. Este tipo de suelos se caracterizan fundamentalmente por sus altos contenidos de agua en su estado natural w% (= peso del agua / peso de materia sólida x 100) y valores muy altos en su relación de vacíos (e = volumen de vacíos/volumen de sólidos). Casos típicos de esta clase de suelo son la arcilla virgen del Valle de México, donde los contenidos de agua son generalmente mayores de 300% y con valores de e que llegan a ser hasta 15 o incluso más altos (Marsal y Masari, 1959); y las turbas de Noruega, que tienen contenidos de agua superiores a 2,000% (Flaate y Rygg, 1962). Generalmente los suelos de alta compresibilidad, además de su susceptibilidad a grandes deformaciones y hundimientos diferenciales, tienen una resistencia al esfuerzo cortante muy baja, lo cual conduce a que la capacidad de carga de dichos suelos sea también relativamente baja. Sin embargo, en este capítulo sólo se hará referencia a los problemas relacionados con las altas deformaciones y desplazamientos. 5.1.2 Origen

La alta compresibilidad de los suelos antes señalados se debe fundamentalmente, como ya se indicó, a su alta relación de vacíos en estado natural y a la susceptibilidad de reducir drásticamente esos vacíos al someter el suelo a esfuerzos de compresión, como consecuencia de aplicar en él una carga. Conociendo las condiciones iniciales de esfuerzos, las propiedades índice y mecánicas del suelo a través de pruebas de laboratorio y/o de campo, el especialista en mecánica de suelos puede estimar la magnitud de los desplazamientos (o hundimientos) que un estrato puede experimentar, al sometérsele a la carga producida por una estructura. El origen de la alta compresibilidad de los suelos puede deberse a su alto contenido de materia orgánica (por ejemplo los limos y arcillas orgánicos, turbas, etc.), o al alto contenido de minerales de montmorilonita (como son las arcillas derivadas de ceniza volcánica en la ciudad de México). Las figuras 5.1 y 5.2 corresponden, respectivamente, a las fotografías microscópicas de la estructura interna en una turba fibrosa de Middleton, Wisconsin (EUA), y la de un detalle en una partícula de esta turba; en ambas fotografías se puede observar el alto contenido de agua y la estructura fibrosa en esta clase de suelos. Los contenidos

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naturales de agua de estas turbas varía en el intervalo de 610 a 830%, con una relación de vacíos que varía entre 11.1 y 14.2 (L. Casagrande, 1966).

Figura 5.1 Fotografía microscópica de una turba fibrosa de Middleton, Wisc. EUA (Terzaghi et al, 1996)

Figura 5.2 Fotografía microscópica de un detalle de la turba fibrosa mostrada en la figura 5.1

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En el caso de las arcillas de la ciudad de México, conviene señalar que corresponden a depósitos que son producto de las partículas finas y muy finas provenientes de las emisiones volcánicas del Pleistoceno, que fueron depositadas directamente en forma de lluvia en los lagos existentes en el Valle de México, o bien, transportadas hacia dichos lagos por corrientes de agua. Las emisiones volcánicas generalmente estuvieron acompañadas por grandes expulsiones de vapor de agua en forma de nubes, mismas que contenían cenizas volcánicas y algunos otros materiales piroclásticos (Zeevaert, 1973). Estas cenizas volcánicas se descompusieron en arcilla bentonítica con minerales de montmorilonita e ilita; adicionalmente, debido al ambiente lacustre en el que se depositaron, varias de estas arcillas están constituidas por un alto porcentaje de pequeños fósiles marinos, como son las diatomeas cossinudiscus y conchas microscópicas (Ostracodos cypris). El agua retenida por estos materiales es de origen magmático, con contenidos muy variables de carbonato de calcio y cloruro de sodio (Hiriart y Marsal, 1969). La figura 5.3 muestra una fotografía microscópica de la estructura de una montmorilonita, donde se puede observar, por un lado, la forma de hojuelas que tienen las partículas de este suelo, y por el otro lado, la estructura tan frágil y con un alto contenido de vacíos en la misma. Es importante observar también en esta fotografía el tamaño tan pequeño de las partículas del suelo.

Figura 5.3 Fotografía microscópica de la estructura de una montmorilonita (Terzaghi et al, 1996)

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Las figuras 5.4 y 5.5 ilustran esquemáticamente la formación de la estructura conocida como de “panal” o “floculenta”; la unión entre partículas de estos tamaños se debe, más que a fuerzas de gravedad, a fuerzas de atracción molecular y eléctricas que existen en la superficie y periferia de las mismas, y en las cuales la relación de área/volumen es muy grande.

Figura 5.4 Formación de una estructura flocular (A Casagrade, 1963)

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Figura 5.5 Estructura de arcilla marina inalterada, magnifica 104 veces (A Casagrade, 1963)

5.2. IDENTIFICACIÓN Existen varias maneras de identificar los suelos de alta compresibilidad. La primera de ellas es a través de la determinación del contenido natural de agua del suelo (w%) y los límites de plasticidad (LL = límite líquido y LP = límite plástico). Cuando el w > 100%, se tiene ya un indicativo de la alta relación de vacíos y la susceptibilidad a la alta compresibilidad. La segunda forma de identificación se refiere a la localización del suelo en la carta de plasticidad mostrada en las figuras 5.6 y 5.7; si el punto correspondiente cae en la zona localizada a la derecha de LL = 50, se deberá considerar que se trata de un suelo susceptible a ser de alta compresibilidad.

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Figura 5.6 Carta de plasticidad (Casagrade, 1932)

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Figura 5.7 Relacion entre el limite liquido e indice de plasticidad para suelos Típicos (Casagrade, 1932).

A continuación se hace una descripción de las características más sobresalientes de algunos de los suelos de más alta compresibilidad. 5.2.1 Turbas y suelos orgánicos

Descripción. Generalmente estos suelos tienen un color de café a café oscuro y una consistencia muy blanda y esponjosa en su estado inalterado. Aunque las fibras y las hojas se pueden observar claramente en su estado inalterado, durante el remoldeo éstas se desintegran muy fácilmente, convirtiéndose en una masa amorfa. Las turbas poseen una cierta fragilidad en su estado inalterado, misma que se pierde totalmente, junto con su resistencia, al remoldearse.

En su estado natural las turbas tienen una relación de vacíos muy alta y una permeabilidad también relativamente alta. Sin embargo, al aplicárseles una carga o si se altera su estado natural, ambos parámetros disminuyen a valores mucho más pequeños.

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En sitios donde el nivel freático está relativamente debajo de la superficie de la turba, puede existir una costra seca con una resistencia significativamente mayor, un contenido de agua mucho menor y una sensitividad al remoldeo también mucho menor. Contenido de agua. Dependiendo del origen y el espesor del depósito de turba, el valor del contenido de agua varía en un intervalo muy amplio. Mientras que el contenido de agua en la costra superficial puede ser menor a 100%, en la turba debajo de dicha costra puede alcanzar valores de w que varían desde varios cientos de hasta algunos miles en por ciento. Por otro lado, tomando en cuenta que por lo general el peso sumergido de la turba es casi despreciable, la variación de w con la profundidad es prácticamente nula. Plasticidad. La plasticidad de la turba es generalmente baja. Como muestra L. Casagrande (1966) en la carta de plasticidad de la figura 5.8, todos los puntos caen por debajo de la línea A. Las dos líneas gruesas y el área dentro del círculo que allí aparecen representan un promedio de numerosas pruebas que se han efectuado en depósitos de turbas intemperizadas de Alemania y en turbas fibrosas en los Estados Unidos. En esta misma figura también se puede observar que los LL de estos suelos varían entre 300 y mil por ciento.

Figura 5.8 Carta de plasticidad de varías turbas (L. Casagrade, 1966)

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Resistencia al corte. L. Casagrande (1966) presenta un resumen de la resistencia al corte de turbas en la tabla 5.1 y en la figura 5.9. En esta última se puede ver que los resultados obtenidos en el área de Boston, por los hermanos Casagrande (1953), concuerdan muy bien con los obtenidos por Lea y Brawner (1963) en las cercanías de Vancouver, B. C. Por otro lado, Tresidder y Fraser (1955) presentan un intervalo muy amplio de valores de resistencia al corte, en el cual se observa el efecto del secado de la costra superficial que se extiende a profundidades entre los 3 y 5 metros (10 a 15 pies). Respecto a la información que presentan Hardy y Thomson (1956), parece ser que corresponden a una turba normalmente consolidada, aunque resulta en realidad algo extraño ver en las turbas una variación lineal de la resistencia que aumenta con la profundidad.

Figura 5.9 Resistencia al esfirzo cortante con pruebas de veletas vs. Profundidad en varios tipos de turbas

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Relación de vacíos (e) y permeabilidad (k). De acuerdo con L Casagrande (1966), tanto la relación de vacíos como la permeabilidad varían en un intervalo muy amplio; mientras que las capas superficiales o los depósitos poco profundos de turbas que están sujetas al secado tienen valores de e que varían entre 2 y 5; en los depósitos profundos esos valores aumentan de 5 a 28, aunque en la mayoría caen entre 5 y 15.

De acuerdo con los resultados de varias pruebas de permeabilidad, hechas antes de las pruebas de consolidación en especímenes inalterados de turba, el coeficiente de permeabilidad en este tipo de suelos varía entre 10 –2 a 10 –4 cm/seg. Tan pronto se aplica una carga, sin embargo, la permeabilidad disminuye rápidamente. Por ejemplo, para un incremento de carga de 0.6 kg/cm2, después de dos días el valor de k disminuye aproximadamente a 10–6 cm/seg y a 10–8 cm/seg, después de un periodo de siete meses. Las investigaciones por Lea y Brawner (1963) condujeron a la gráfica en escala semilogarítmica de la figura 5.10, la cual indica una línea recta en la relación de vacíos e contra k. En la tabla 5.2 se muestra un resumen de las determinaciones de e y k para varias turbas.

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Figura.5.10 Relación de vicios vs. Coeficiente de permeabilidad en tubas (L. Casagrade, 1966)

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Tabla 5.1 Valores de resistencia al corte y contenido de agua para varias turbas localizadas en diferentes partes del mundo

Referencia

Localización de la turba

Anderson y Hempstock Canadá (Alberta) (1959) Casagrande (1953) EUA (Littleton, Mass.) EUA (Dedham, Mass.) EUA (Neponset, Mass.) EUA (Neponset, Mass.) EUA (Neponset, Mass.) Dücker (1964) Alemania (Schleswig Holstein) Fraser (1956) Irlanda del Norte Hardy y Thomson (1956) Canadá (Northwest) Lea y Brawner (1963) Canadá (Alberta) Margason y Fraser Irlanda del Norte (1963) Moos, von y Schneller Suiza (1961) Ripley y Leonoff (1961) Canadá Smith (1950) Inglaterra Tresider y Fraser (1955) Escocia (Schetland) Ward (1948) Inglaterra (Gales)

Resistencia al corte

Contenido natural de agua %

lb/ pie2 100 - 250

kg/cm2 0.048 – 0.12

100 - 370 70 - 580 270 70 - 190 1000* 20 - 1000*

0.048 – 0.18 0.034 – 0.28 0.13 0.034 - 0.093 0.48* 0.0098 - 0.48

230 - 750 400 - 800 400 - 550 250 - 380 110 400 - 800

280 - 560 100 - 600 110 - 300 340

0.137 - 0.27 0.048 - 0.29 0.05 - 0.146 0.166

680 - 1450 470 - 760

100 - 300

0.048 - 0.146

220 - 1460

200 - 430 70 - 360 70 - 1870 125

0.098 - 0.21 0.034 - 0.176 0.034 - 0.91 0.061

100 - 2100

90

700 - 1400

790

400 – 1600 800 - 1000

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Tabla 5.2 Valores típicos de relaciones de vacíos y coeficientes de permeabilidad, en función de los esfuerzos efectivos, para varias turbas Referencia

Localización de la turba

Adams (1961) Casagrande (1953)

Canadá EUA (Mass.)

Colley (1950) Cook (1956) Hanrahan (1954)

EUA (Florida) Canadá (B. C.) Irlanda

Lea y Brawner (1963) Micklebrough (1961) Root (1958) Thompson y Palmer (1952) Ward (1948)

Canadá (B. C.) Canadá EUA (California) EUA (Costa Este) Inglaterra (Gales)

Esfuerzos efectivos kg/cm2

Relación de vacíos

Sin carga Sin carga 0.02 para 12 horas 0.16 para 12 horas Sin carga Sin carga Sin carga 0.6 para 2 días 0.6 para 7 meses Sin carga Sin carga Sin carga Sin carga

3.4 7.1 6.6 3.1 4.6 - 10.3 2.8 - 13.1 12 (12 - 25) 6.8 4.5 8 - 28 3.2 - 9.7 6 - 17 5.1 - 7.1 > 16

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Coeficiente de permeabilidad cm/seg

3 X 10-5 8 X 10-6 1 X 10-8 4 X 10-5 2 X 10-6 8 X 10-9 10-2 - 10-4

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Finalmente, cabe señalar que mientras que el proceso de la consolidación primaria en turbas se efectúa prácticamente en forma simultánea con la aplicación de la carga, la consolidación secundaria tiene aproximadamente una variación lineal en la gráfica de asentamientos contra el logaritmo del tiempo. En este sentido, la consolidación secundaria en turbas es generalmente mucho mayor que la primaria, y de aquí que los asentamientos debidos al efecto de la consolidación secundaria puedan extenderse a periodos de cientos de años (L. Casagrande, 1966). 5.2.2 Arcillas de alta plasticidad

Como ya se comentó anteriormente, una arcilla típica de esta naturaleza corresponde a la del valle de México. Consecuentemente, lo que a continuación se presenta corresponde precisamente a las características más relevantes de esa arcilla, mismas que podrán ayudar a identificar otros suelos arcillosos de significativa compresibilidad (arcillas de Chicago, Boston, Laurentian, Weald, etc.). Propiedades índice. La tabla 5.3 (Hiriart y Marsal, 1969) muestran los valores medios de las propiedades índice de las arcillas de la ciudad de México, en lo que se considera Zona del lago. La figura 5.11 muestra un perfil estratigráfico típico de los depósitos existentes en la ciudad de México, donde se pueden distinguir, a grosso modo, los siguientes estratos: desde la superficie y hasta los 4-8 metros de profundidad, se tiene un manto superficial constituido por rellenos y sedimentos finos aluviales. De los 8 m a los 33 m (estas profundidades, desde luego, pueden variar para otros sitios) se encuentran depósitos lacustres que forman lo que se conoce como Formación arcillosa superior (o Formación Tacubaya), la cual está constituida por arcillas limosas con contenidos de agua y límites líquidos que varían entre 50 y 500%, límites plásticos que varían entre 30 y 150%. A la profundidad aproximada de 33 m y con un espesor del orden de los cuatro o cinco metros, se encuentra la llamada capa dura constituida principalmente por estratos areno-limosos y arcilla muy compacta; en esta capa el contenido natural de agua es prácticamente constante y del orden de 50%. Debajo de la capa dura se presenta otra sucesión de estratos arcillosos, conocida como Formación compresible inferior, en los cuales los promedios de los contenidos de agua y los límites de Atterberg son: w = 205%, LL = 200% y LP = 68%. Bajo la formación compresible inferior se encuentran depósitos arenosos, limos compactos, gravas y arcillas poco compresibles.

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Figura 5.11 Perfil típico de la ciudad de México (Zeevaert, 1973)

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Propiedades mecánicas. Los resultados de estudios con el microscopio electrónico muestran la existencia de montmorilonita e ilita como los principales minerales de las arcillas de la ciudad de México, los cuales se encuentran mezclados con granos de tamaño de limos y arenas, presentándose en algunos estratos un alto porcentaje de fósiles (Ostracodos cipris y diatomeas cossinudiscus). Las figuras 5.12 y 5.13 muestran unas fotografías microscópicas de la arcilla del Valle de México, la cual tiene una consistencia muy blanda en su estado virgen inalterado.

Figura 5.12 Estructura inalterada de la arcilla de la ciudad de México (Terzaghi et al, 1996)

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Figura 5.13 Detalle de una muestra de arcilla de la ciudad de México donde se observan diatomeas microscópicas y otras partículas del tamaño de un limo (Terzaghi et al, 1996)

De acuerdo con Hiriart y Marsal (1969), las propiedades de las arcillas varían muy erráticamente, no sólo en el sentido vertical sino también en los elementos de una misma muestra cúbica. Ello se debe a la cambiante composición mineralógica de los sólidos y a la salinidad del agua en que esos elementos se depositaron. En la tabla 5.3 (Hiriart y Marsal) se muestran, además de los valores promedio de las propiedades índice, los valores medios de la resistencia a la compresión simple y los módulos tangentes correspondientes a la capa dura y las formaciones compresibles superior e inferior. El grado de saturación es prácticamente igual al 100% en las formaciones compresibles y 90% en el manto superficial. La resistencia a la compresión simple, de 0.48 kg/cm2 en la formación arcillosa superior, casi se duplica en la inferior, reflejando el efecto de la consolidación inducida por el bombeo en los estratos adyacentes.

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De un análisis estadístico que hacen Hiriart y Marsal (1969), a partir de los resultados de varias pruebas de laboratorio, concluyen lo siguiente: La densidad de sólidos disminuye con el contenido de agua y tiende a un límite inferior de 2.38 cuando w ≥ 400%. La relación de vacíos inicial ei y el contenido de agua natural wi, en promedio, están correlacionadas por la ecuación: ei = 0.023 wi . Estadísticamente, en la carta de plasticidad las arcillas del Valle de México se localizan alrededor de la recta: IP = 0.84 LL - 39, misma que intersecta a la línea A en la abscisa LL = 218%. Tanto la resistencia a la compresión simple “qu”, como el módulo elástico tangente M en estas arcillas, disminuyen apreciablemente al crecer el contenido de agua. Por otro lado se encontró que la sensitividad S de las arcillas (S = qu inalterado / qu remoldeado), que varía de 2 a 20, con un promedio de 7.2, y que debido a la fisuración (en ciertos casos natural y en otros inducida por el muestreo) se encontró que qu = 0.8 del valor de la resistencia a la compresión obtenida en prueba triaxial rápida, y 0.7 del valor de la determinación en la prueba de corte simple. Haciendo uso de la figura 5.14, donde se dibujan las curvas de relación de vacíos contra presiones aplicadas y módulos de compresión volumétrica de arcillas en diversas partes del mundo, Hiriart y Marsal (1969) definen los siguientes parámetros: 1) el coeficiente de compresibilidad media avm , como la pendiente de la curva de e vs p (de/dp) en el tramo de la recompresión; 2) el coeficiente de compresibilidad promedio avp en el intervalo que comprende a la carga de preconsolidación; y 3) los índices o módulos de compresión volumétrica mv [= av/(1+e)] y md, para la carga de la porción denominada virgen y para la descarga, respectivamente. Tomando en cuenta estas definiciones, y después de hacer un estudio estadístico con la arcilla de la cuidad de México, estos investigadores concluyen lo siguiente: 1)

2)

3)

Los coeficientes avm y avp crecen con el contenido de agua; los valores medios son 0.64 y 1.37 cm2/kg, respectivamente. Los correspondientes índices de compresión volumétrica resultaron, en promedio, 0.45 y 0.49 centímetros cuadrados por kilogramo. El índice de compresión en carga, mv, crece según una función aproximadamente lineal en el intervalo 0 ≤ wn ≤ 250%; para wn ≤ 250%, mc es constante e igual a 0.51 cm2/seg. La variación de md al descargar el espécimen es similar a la de mv y la relación de md/mv es el orden de 0.1. Mientras el coeficiente de consolidación, determinado ensayando especímenes inalterados, crece en forma monótona con e de 0.2x10-3 a 3.6x10-3 cm2/seg, el obtenido en forma similar pero en arcillas remoldeadas es, aproximadamente, igual a 0.1x10-3 centímetros cuadrados por segundo.

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Tabla 5.3 Valores medios de propiedades de las arcillas de la ciudad de México, zona del lago, (Hiriart y Marsal, 1969).

Propiedades

Formación arcillosa superior

Capa dura

Formación arcillosa inferior

Número determinaciones

Valor medio


Valor medio


Valor medio

1445

344.6

38

57.9

173

288

Límite líquido wL (%)

1155

327.2

27

58.6

132 128

219.3

Límite plástico wP (%)

1246

90.2

26

45.2

Contenido de natural wn (%)

agua

69.3 170

Densidad de sólidos SS Relación de vacíos inicial ei Resistencia a la compresión qu (kg/cm2) Módulo de deformación M (kg/cm2)

1437

2.416

35

2.58

2.478 140

1315

8.37

22

1.36

878

0.48

16

2.43

114

0.91

878

23.2

16

99.2

114

45.4

97

5.95

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Figura 5.14 Curvas relacion de vacios-presiones y modulos de compresión volumetrica de varias arcillas (Hiriart y Marsal, 1969)

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5.3. PROBLEMAS QUE ORIGINAN LOS SUELOS ALTAMENTE COMPRESIBLES Son varios los problemas que originan los suelos de alta compresibilidad; entre los más importantes destacan los siguientes: 1) Asentamientos totales y diferenciales de gran magnitud, es decir, muy superiores a los permisibles en una estructura normal. Un ejemplo de este tipo de problema y sus consecuencias se observa en la ciudad de México, misma que en su conjunto se ha hundido, en lo que va de este siglo, un promedio de diez metros. Los daños originados en muchas de las estructuras localizadas en la llamada Zona del lago o en la Zona de transición, son mundialmente conocidos por los ingenieros geotécnicos. La Figura 5.15 muestra un ejemplo de la irregularidad con la que se producen los hundimientos en el centro histórico de la ciudad de México.

Figura 5.15 Efectos del hundimiento regional en la de la ciudad de México (Hiriart y Marsal, 1969)

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Este mismo problema de grandes hundimientos totales o diferenciales, se puede presentar en un pavimento, un terraplén, una vía de ferrocarril o una cortina de tierra. Es decir, al construir cualquier estructura que induzca significativos esfuerzos al estrato de suelo altamente compresible, se podrán tener hundimientos cuya magnitud impida un buen funcionamiento de la obra. 2) Hundimientos regionales con importantes agrietamientos observados superficialmente por la consolidación de estratos compresibles. Este problema surge, por ejemplo, al producirse la sobreexplotación de los acuíferos que subyacen a un estrato potente de suelo compresible. Tal es el caso de ciudades como Celaya, Aguascalientes, Tijuana y la misma ciudad de México. Estos hundimientos y agrietamientos regionales originan rompimientos en estructuras enterradas, tales como tuberías de agua potable y drenaje, así como en pavimentos y muros en casas habitación. La contaminación de suelos y acuíferos representa también un problema importante adicional a los antes mencionados. La figura 5.16 muestra una fotografía de algunos daños observados en la ciudad de Aguascalientes, como consecuencia de los hundimientos mencionados.

Figura 5.16 Fotografía mostrando asentamientos diferenciales debidos a los hundimientos regionales observados en la ciudad de Aguascalientes, Ags

3) Hundimientos debidos al efecto de la consolidación secundaria. Cuando una estructura (casa habitación, pavimento, puente, etc.) se apoya sobre un estrato con

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alto contenido de materia orgánica o experimenta cambios estructurales internos por acomodamiento de sus partículas, es muy factible que experimente movimientos continuos y permanentes que requerirán reparaciones y mantenimientos frecuentes. Este tipo de problemas se pueden observar en algunas zonas del sureste de México, donde hay extensas zonas con suelos altamente orgánicos. 4) Fricción negativa en pilotes y pilas apoyadas en estratos resistentes que atraviesan estratos compresibles. La fricción negativa sobre dichos elementos se produce al comprimirse los estratos compresibles por efecto de la consolidación (primaria y secundaria). Este efecto, cuando no se toma en cuenta o se subestima, puede originar la falla de los elementos de cimentación u originar asentamientos adicionales a los estimados originalmente. Aparejado con este problema de la fricción negativa, está el que se refiere a la emersión de las estructuras apoyadas en pilas o pilotes que descansa en estratos duros e incompresibles; la emersión sucede al experimentar hundimientos regionales del suelo alrededor de las estructuras que se apoyan en pilas o pilotes de punta. Ambos tipos de problemas (fricción negativa y emersión de estructuras) se observan con mucha frecuencia en la ciudad de México, donde se puede también apreciar el daño que experimentan las estructuras aledañas a las que tienen sus cimientos profundos. 5.4. ALTERNATIVAS DE SOLUCIÓN Dependiendo del tipo de suelo y las características de la estructura que se trata de construir sobre un sitio donde se encuentra un depósito compresible de suelo, existen varias alternativas de solución al problema de los hundimientos y desplazamientos. En cualquiera de los dos casos, sin embargo, es importante conocer el espesor del estrato blando, su conductividad hidráulica y las condiciones de frontera, principalmente en cuanto a facilidad de drenaje se refiere. A continuación se describen algunas de estas alternativas de solución. 5.4.1 Sustitución

Se sustituye el material compresible por otro de mejor calidad. El empleo de este procedimiento tiene por objeto el que los hundimientos que se produzcan sean menores o iguales a los permisibles. Esta alternativa es perfectamente viable cuando el volumen de suelo por sustituir no es muy grande, la profundidad de las excavaciones es relativamente somera y existe la disponibilidad de material de mejor calidad a un costo razonable. Sin embargo, es rara la ocasión en que las anteriores condiciones se cumplan simultáneamente, razón por la cual en la práctica esta alternativa se aplica sólo cuando se tienen depósitos muy blandos de turbas o suelos con alto contenido de materia orgánica y baja resistencia al esfuerzo cortante. Conviene señalar que la colocación del material que se emplea como sustituto, deberá hacerse con un control muy estricto, acorde con las especificaciones de compactación y colocación, de manera que su comportamiento cumpla con las expectativas.

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En el caso de estratos someros de espesor delgado de suelos orgánicos muy blandos, se puede lograr un desplazamiento lateral total del suelo blando por efecto del peso propio del material de relleno que trata de sustituirlo; sin embargo, en ocasiones es necesario hacer una combinación del desplazamiento parcial, junto con la excavación del material blando restante. Cuando se trata de espesores grandes de suelo blando, se ha hecho uso de explosivos para lograr un mejor desplazamiento del suelo blando. Este procedimiento se usó precisamente en la construcción del Boulevard Adolfo López Mateos y en la Laguna del Carpintero de la ciudad de Tampico, Tam. (Flores Berrones, 1970). La figura 5.17 ilustra el mecanismo mediante el cual se logra el desplazamiento del material blando haciendo uso de explosivos. Se han utilizado también chorros de agua a presión (jetting) con buen éxito para lograr el señalado desplazamiento (US NAVY, 1982).

Figura 5.17 Procedimiento aleman para el desplazamiento usando explosivos (L. Casagrade, 1966). 5.4.2 Precarga

Colocación de material de precarga. La precarga tiene por objeto inducir la mayor parte de los hundimientos en el estrato compresible sobre el cual se pretende

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construir una estructura; quiere decir que se trata de inducir una preconsolidación con una carga que pueda ser igual, menor o mayor a la que finalmente se aplicará. Los materiales de precarga pueden ser desde escombros, hasta materiales que posteriormente se utilizarán en la construcción de la estructura definitiva. Entre mayor carga se pueda inducir y mayor sea el tiempo de permanencia en el sitio, mayor será la carga de preconsolidación y, por tanto, mayor el margen de la magnitud de la carga que se puede aplicar sin que se tengan grandes asentamientos. Para que este procedimiento sea efectivo se requiere: a) que se disponga de un periodo relativamente amplio, previo al inicio de la construcción, de manera que se logre un alto porcentaje de la consolidación debida a la aplicación de la precarga; b) que se tenga el espacio para la colocación del material de precarga y las maniobras requeridas; c) se disponga del material requerido en cuanto a cantidad y características necesarias; y d) que el estrato blando permanezca estable, contra la falla de corte, debido al peso de la precarga. La figura 5.18 ilustra el efecto de la precarga en la curva de compresibilidad de un suelo.

Figura 5.18 Curva de compresibilidad donde se observa el efecto de la precarga en la magnitud de los hundimientos debidos a un mismo incremento de esfuerzos

Existen otras dos formas de inducir una preconsolidación: a) por el incremento de los esfuerzos efectivos debidos a la capilaridad que se produce al secarse la parte

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superior (costra) de un estrato blando; y b) por el abatimiento del nivel freático que produce igualmente un incremento en los esfuerzos efectivos de los estratos afectados por dicho abatimiento. Empleo de drenes verticales. La efectividad de la precarga se puede aumentar con el empleo de drenes verticales. La función de estos es fundamentalmente el acelerar el proceso de consolidación acortando la distancia que requiere el agua de poro (que se encuentra con presión en exceso a la hidrostática) para salir de la estructura interna del depósito compresible. Este procedimiento se utiliza cuando el tiempo disponible para la preconsolidación es limitado, y de hecho se puede usar también sin la construcción del relleno de precarga cuando sólo se desea reducir el tiempo de la consolidación debida al peso de la estructura.

Este procedimiento consiste en una serie de columnas de material permeable que se colocan en agujeros cilíndricos verticales, mismos que se perforan para penetrar el estrato compresible; los agujeros se encuentran distanciados entre si de manera que la trayectoria del drenaje horizontal hacia ellos sea menor a la trayectoria vertical. Todos los drenes deberán estar interconectados a la superficie del terreno mediante un delantal permeable de drenaje. La figura 5.19 ilustra el funcionamiento y la colocación de este tipo de drenes, y la tabla5.4 señala la separación y diámetros típicos que se usan en esta clase de drenes, en función del material usado como dren.

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Figura 5.19 Instalación típica de drenes de arena

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(US NAVY, 1986 Tabla 5.4 Tipos de drenes verticales (US Navy, 1982)

Tipo de dren

Subtipo de dren

1 Dren de arena guiada Mandril con extremo cerrado 2 Dren de arena colocado (a) Barrena con rosca con barrena (b) Barrena con aspas continuas y vástago

3 Dren de arena

4 Dren de “papel”

5 Dren de arena recubierto con tela

hueco (a) Inyección interna (b) Chorro rotatorio (c) Con achicador holandés (a) Pabilo de cartón Kiellman (b) Pabilo de plástico con recubrimiento de cartón (a) Pabilo de arena (a) Dren de tela

dw= diámetro del dren s = espaciamiento entre drenes

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Instalaciones típicas dw (en pulgadas) s (en pies)

18 ± 6 - 30

5 - 20 -

18

5 - 20

18 12 - 18 12 0.1 ± por 4 ± Ligeramente más grueso

5 - 20 5 - 20 4 -16 1.5 + - 4 + -

2.5 - 3

4 - 12

5

-

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5.4.3 Cimentaciones

Cimentaciones compesadas o semicompesadas. Este procedimiento consiste en excavar material de la cimentación de manera que el peso del material excavado sea igual o menor que el peso de la estructura que se trate de construir. Cuando ambos pesos son iguales (compensación total), teóricamente sólo se produce una descarga y recarga de esfuerzos, pero con cero incremento de carga neta. Si el peso del material excavado es menor al de la estructura (cimentación parcialmente compensada), el efecto de los hundimientos teóricamente se deberá solamente a la diferencia de cargas. Sin embargo, existen varios factores que afectan la magnitud de los desplazamientos y hundimientos totales; entre esos factores tenemos: a) la alteración del subsuelo al momento de la excavación; b) el procedimiento constructivo usado; y c) los abatimientos que se hagan del nivel freático. Uso de cimientos profundos. Esta alternativa consiste en utilizar pilas o pilotes para atravesar el estrato blando y transportar las descargas de la estructura a estratos más profundos que sean menos compresibles y de mayor resistencia al esfuerzo cortante. Es importante, sin embargo, considerar la posibilidad de que el estrato compresible induzca fricción negativa a los pilotes o pilas, a fin de que, si es el caso, sea tomada en cuenta esa fricción para el cálculo de la capacidad de carga y los hundimientos totales. 5.4.4 Mejoramiento del suelo

Existen varios procedimientos para mejorar la resistencia al esfuerzo cortante de un suelo (ASCE, 1987), algunos de los cuales se pueden utilizar para disminuir su compresibilidad o disminuir la magnitud de los hundimientos. A continuación se indican las características más generales de algunos de estos procedimientos. Columnas de piedra (stone columns). Consiste en construir columnas de grava de 1 a 10 cm de tamaño. El diámetro, profundidad, espaciamiento y resistencia al esfuerzo cortante de estas columnas se calcula en función de las características del suelo que las rodea. Debido a que la rigidez de las columnas es mucho mayor que la del suelo, un gran porcentaje de la carga que se aplica es tomada por las columnas, las cuales actúan como pilotes. El análisis de hundimientos se puede hacer mediante procedimientos “pseudo elásticos” o elasto-plásticos; incluso existen curvas de diseño para calcular los hundimientos, basándose en análisis no lineales con elemento finito (ASCE, 1987).

Uno de los inconvenientes de este procedimiento con columnas es que, en arcillas altamente sensitivas, el remoldeo del suelo in situ, al momento de hacer las perforaciones, puede hacer que la resistencia de dicho suelo se disminuya considerablemente y con ello disminuye también la resistencia del sistema suelocolumna. Otros métodos similares que utilizan el mismo principio de las columnas de piedras son: a) el de micropilotes; y b) el de inyectado de lechada con chorro a presión (jet 107


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grouting). En el primero de estos se hincan o se hacen perforaciones previas para colocar pilotes de pequeños diámetros (menores de 25 cm), a través de los cuales se transfieren las cargas a estratos más profundos. El método de inyectado de lechada con chorro consiste en hacer perforaciones atravesando el estrato blando con chorros de agua y sustituir el suelo desplazado por lechada de cemento. En la referencia ASCE (1987) se describen los procedimientos constructivos y los análisis requeridos para el diseño usando estos dos métodos. Estabilización con suelo-cemento y cal. Se tienen diversas experiencias en la construcción de columnas estabilizadas con cal y con cemento que han sido publicadas (Mitchell, 1981). En el caso de columnas con cal, el porcentaje que se agrega al suelo para formar la mezcla con la cal varía entre 5 y 15 % del peso seco del suelo. Tratándose de las columnas con cemento, se agregan porcentajes del 10 al 20% de cemento a la mezcla del suelo. En las columnas de cal el módulo de compresión es típicamente de 500 Cu a 3,000 Cu, donde Cu es la resistencia no drenada del suelo no estabilizado; en el caso de las columnas de cemento la resistencia a la compresión simple es del orden de 1 megapascal. Uso de la electrósmosis. Este procedimiento consiste fundamentalmente en inducir el proceso de consolidación a los suelos finos, originando un flujo del agua de poro desde el cátodo hacia el ánodo, a través del sistema eléctrico que se instala en el suelo. Mitchell (1981) publica que para ciertas condiciones del suelo y para ciertos volúmenes limitados del suelo, este método ha resultado efectivo y económico.

5.5. CÁLCULO DE HUNDIMIENTOS EN SUELOS ALTAMENTE COMPRESIBLES Cuando la cimentación de una estructura cualquiera tiene como única alternativa apoyarse sobre un estrato de suelo altamente compresible, debido a que dicho estrato no se pudo eliminar o no fue posible aplicar uno de los tratamientos antes señalados, el rubro más importante a determinar es la magnitud de los hundimientos. En tal caso, el análisis de la capacidad de carga que se efectúa para este tipo de suelos en la forma convencional señalada en la literatura (Juárez Badillo-Rico, 1979; Lambe y Whitman, 1973), queda relegado a un segundo término. Así pues, en el caso de que se deseen estimar los hundimientos que se producen al aplicar o trasmitir una carga estructural al nivel donde se encuentra el estrato de suelo de alta compresibilidad, el procedimiento de análisis debe ser el siguiente: 5.5.1 Determinación de las propiedades del suelo

A partir de una adecuada exploración en el lugar, se determina el espesor, profundidad y condiciones de drenaje (incluyendo la profundidad del nivel freático) del estrato compresible. Se deben obtener, además, a partir de muestras representativas e inalteradas del suelo, las siguientes propiedades índice y mecánicas:

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a) Propiedades índice: peso volumétrico (γm), gravedad específica (Ss), contenido natural de agua (wn) y relación de vacíos (e). b) Propiedades mecánicas. Las propiedades mecánicas que más nos interesan obtener en estos suelos son la permeabilidad y la compresibilidad a través de pruebas de consolidación. Mediante dichas pruebas deberán determinarse las pendientes de la curva de compresibilidad, tanto en la rama de preconsolidación (Cr) como en la rama virgen (Cc), así como el índice de compresión secundaria (Cα) definido como la pendiente Δe/Δlog t. La figura 5.20 muestra las pendientes Cr y Cc en la gráfica de la relación de vacíos al final de la consolidación primaria, contra el logaritmo de los esfuerzos efectivos verticales (log σ’v), para una arcilla de alta compresibilidad. La figura 5.21 ilustra algunos ejemplos de la compresión secundaria en arcillas naturales, donde se puede observar el significado de Cα; en esa figura tp se refiere al tiempo requerido para la terminación de la consolidación primaria.

Figura 5.20 Relación entre la hoqueda al final de la consolidación primaria y el logaritmo de los esfuerzos efectivos

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Figura 5.21 Ejemplos de compresión secundaria para arcillas naturales 5.5.2 Análisis del incremento de esfuerzos

Para este análisis, primero se debe determinar la distribución de los esfuerzos efectivos, antes de aplicar la carga a lo largo del espesor del estrato compresible. Para ello se debe tomar en cuenta la localización del nivel freático y las condiciones de flujo (estático, ascendente o descendente), así como el peso volumétrico del material (γm) y la profundidad (z) del punto donde se están calculando los esfuerzos. Posteriormente se determina el incremento de esfuerzos debido a la carga que se aplica, utilizando alguna de las teorías y procedimientos disponibles en la literatura, tales como Boussinesq, gráficas de Fadum, cartas de influencia de Westergard, etc. (Juárez Badillo – Rico, 1979; Lambe & Whitman, 1973; Zeevaert, 1973).

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5.5.3 Magnitud del asentamiento

Existen dos componentes del asentamiento total de un suelo altamente compresible: a) la debida a la consolidación primaria; y b) la debida a la consolidación secundaria. Generalmente en arcillas normales la componente más importante, de hecho la que usualmente se determina, es la primaria. Sin embargo, en el caso de los suelos de alta compresibilidad, no es difícil encontrar que los asentamientos debidos a la consolidación secundaria rebasan a los de la consolidación primaria. Asentamientos debido a la consolidación primaria. El cálculo de estos asentamientos se hace aplicando la teoría de Terzaghi (Terzaghi, Peck y Mesri, 1996), de la cual resulta la siguiente expresión: S=

Δl L0 1+ l0

(5.1)

donde L0 es el espesor inicial del estrato compresible, Δe es el cambio de la relación de vacíos que se obtiene directamente de la curva de compresibilidad e versus σ’v al final de la consolidación primaria, en el tramo comprendido entre σ’vo y σ’vf; σ’vo = valor medio de los esfuerzos efectivos iniciales y σ’vf es el valor medio de los esfuerzos efectivos finales que corresponde al incremento de carga. Sin embargo, si se considera que resulta más conveniente trabajar con curvas de compresibilidad de relación de vacíos contra el logaritmo de los esfuerzos efectivos verticales (e vs log σ’v) , el valor del asentamiento se obtiene en términos del índice de recompresión Cr, y del índice de compresión Cc, como sigue: S=

σ ' Cr C σ' Lo log 'p + c + L0 log vf' 1+ l0 σ vo 1 + l 0 σp

(5.2)

donde σ’p es el esfuerzo de preconsolidación, es decir, el esfuerzo máximo que ha experimentado el suelo que se analiza en su historia geológica; la determinación de σ’p se puede hacer siguiendo la recomendación dada por A. Casagrande (1967) (ver figura 5.22). La ecuación (5.2) también se puede escribir como: S=

⎛C σ' Cc σ' L0 ⎜ r log 'p + log vf' 1 + l 0 ⎜⎝ Cc σ vo σp

⎞ ⎟ ⎟ ⎠

(5.3)

Cr, Cc y σ’p se pueden obtener directamente de los resultados de las pruebas de consolidación sobre muestras inalteradas de alta calidad. Cc sin embargo, se puede obtener de relaciones empíricas en función del contenido de agua, haciendo uso de la figura 5.23; para turbas y suelos altamente orgánicos con contenidos de agua entre 200 y 1,500%, Cc varía entre 2 y 12; para el caso de arcillas de alta compresibilidad de origen volcánico, como las de la ciudad de México, los valores de Cc se encuentran en el rango de 3 a 8. La relación Cr/Cc se puede estimar también

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empíricamente, de acuerdo con Terzaghi et al. (1996); la mayoría de los valores de Cr/Cc se encuentran en el rango de 0.02 a 0.2, correspondiendo el valor menor a suelos blandos bien estructurados y el mayor a limos y arcillas duras fisuradas. En cualquier caso, el valor de Cr es relativamente pequeño en comparación a Cc. Asentamiento debido a la consolidación secundaria. La figura 5.21 muestra el comportamiento de tres diferentes arcillas, una de ellas de la ciudad de México, durante su consolidación secundaria. Dicha figura presenta la disminución de la relación de vacíos en función del tiempo, normalizando este último con respecto al tiempo (tp ) requerido para la terminación de la consolidación primaria. El valor del asentamiento correspondiente a un Δe, obtenido entre t/tp = 1 y cualquier otro valor, está dado por: S=

Δl L0 1+ l0

(5.4)

Δe se obtiene directamente de la curva e vs t/tp, obtenida para un valor definido de σ’vf. Sin embargo, si se hace uso de la curva de compresión secundaria en términos del logaritmo del tiempo, al definir como índice de compresión secundaria a Cα = Δe/Δlog t, el valor del asentamiento secundario se puede obtener como: S=

Cα t L0 log 1+ l0 tp

(5.5)

donde Cα se toma como una constante entre tp y t. Obsérvese en la Ec. (6.5) que S depende no sólo de Cα, sino también de la relación t/tp; en la práctica, el valor de tp puede encontrarse en el intervalo de varios meses a muchos años, y para la vida útil de una obra la relación t/tp rara vez pasa de 100, siendo por lo general menor a 10. El valor de Cα se puede relacionar al índice de compresión primaria Cc, ya que la relación Cα/Cc permanece constante durante la etapa de la consolidación secundaria (Mesri y Godlewski, 1977). La gráfica de la figura 5.24 muestra los valores experimentales de Cα/Cc para la arcilla de la ciudad de México, y la tabla 5.6 los valores de esta relación para otras arcillas, incluyendo turbas. Así pues, la expresión (5.5) que nos da el asentamiento debido a la consolidación secundaria, se puede escribir, en términos de Cc y Cα/Cc como sigue: S=

(Cα / Cc )Cc L 1+ l0

0

log

t tp

(5.6)

La velocidad del asentamiento primario se puede obtener utilizando los procedimientos tradicionales reportados en la literatura (ver por ejemplo Juárez Badillo – Rico, 1979; Lambe & Whitman, 1973). Respecto a la velocidad de los asentamientos secundarios, de la Ec. (6.5) se obtiene la siguiente expresión:

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dS 0.434 Cα Lo = dt 1 + l 0 t

(5.7)

Tabla 5.5 Valores de Cα/Cc para materiales geotécnicos (Terzaghi et al., 1996)

Material

Cα/Cc

Suelos granulares, incluyendo enrocamiento Lutitas y lodolitas Arcillas y limos inorgánicos Arcillas y limos orgánicos Turbas y suelos orgánicos

0.02 ±0.01 0.03 ±0.01 0.04 ±0.01 0.05 ±0.01 0.06 ± 0.01

Figura 5.22 Construcción gr/-Efica de Casagrande para estimar El esfuerzo de preconsolidación p

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Figura 5.23 Correlacion empirica entre el “indice de compresión y el contenido natural de agua para depositos de arcilla y limo, lutinas y turbas.

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Figura5.24 Un ejemplo de las relaciones entre Ca Cc 5.5.4 Muestreo

Considerando la gran sensitividad de los suelos de alta compresibilidad, la determinación de las propiedades en estos suelos deberá hacerse ya sea en muestras de excelente calidad obtenidas mediante métodos refinados de muestreo, o bien a través de pruebas efectuadas en el lugar. Los métodos más adecuados para obtener muestras de suelo de calidad aceptable son, fundamentalmente, los siguientes: a) los obtenidos con muestras cúbicas a partir de excavaciones en pozos a cielo abierto, b) los que utilizan muestreadores de pared delgada y c) los llamados de pistón. Las probetas obtenidas a partir de muestras cúbicas de suelo son sin duda las de mejor calidad, y a través de ellas se pueden obtener datos más fidedignos de sus propiedades; sin embargo, la obtención

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de ese tipo de muestras resulta muy difícil cuando el nivel freático es somero, o bien cuando la profundidad a la cual se desea obtener la muestra cúbica es muy grande; en tales casos se requiere utilizar tubos muestreadores. A continuación se hace una descripción breve de las características más relevantes de los muestreadores que se recomiendan para esta clase de suelos. Muestreadores de pared delgada o tubo shelby. Este tipo de muestreadores tienen una relación de áreas (Ar%) menor de 20 %. La relación de áreas se define como: Ar (%) =

Dl2 − Di2 Di2

(5.8)

donde De = diámetro exterior y Di = diámetro interior del tubo muestreador. La figura 5.25 corresponde a un muestreador cuyo tubo mide 1.5 mm de espesor y tiene una relación de área = 13%. Los detalles de otros muestreadores de pared delgada y los procedimientos que se deben seguir se indican en la especificación ASTM D-1587. La figura 5.26 muestra las curvas de esfuerzo deformación de una arcilla de la ciudad de Chicago, determinadas en pruebas de compresión simple sobre muestras obtenidas: a) muestra cúbicas; b) tubo shelby; c) muestras remoldeadas.

Figura 5.25 Tubo muestreador de pared delgada de 50 mm.

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Figura 5.26 Curvas de esfuerzo-deformación obtenidas en pruebas de compresión simple sobre arcillas de Chicago a) Muestras c básicas inalteradas b) Tubo de pared delgado de 50 mm de diámetro c) Muestras totalmente remodeladas

Muestreadores de pistón. Este tipo de muestreadores son los que permiten obtener muestras de mejor calidad y se utilizan precisamente en suelos de alta sensitividad. Como se observa en la figura 5.27, primeramente el pistón se localiza al fondo del sondeo y en la punta del tubo muestreador; posteriormente dicho tubo penetra dentro del suelo que se desea muestrear. Durante la etapa en la que el tubo se hinca para que penetre dentro de él la muestra, el pistón queda fijo, previniendo la entrada de una muestra mayor a la longitud del tubo e impidiendo que la muestra se salga del 117


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tubo muestreador al momento de extraerlo, junto con el pistón, hacia la superficie del sondeo. De las pruebas que se hacen en el lugar, la más común es la de la veleta. Ésta consiste en cuatro aspas de acero que van unidas a una varilla, la cual se introduce dentro del estrato de suelo cuya resistencia al corte se desea medir. La veleta estándar tiene una relación de altura al diámetro de 2, y generalmente mide de 55 a 65 mm de diámetro por 110 a 130 mm de altura; las aspas son de acero de alta resistencia, de 1.95 mm de espesor. Una vez que la veleta penetró a la profundidad deseada, se hace girar a razón de 0.1°/seg mediante una manivela y se mide la torsión; la resistencia al corte se calcula a partir de esa torsión y las dimensiones de las aspas (Terzagui et al., 1996). La figura 5.28 muestra el esquema de una veleta estándar y las curvas de resistencia al corte que se obtienen para un suelo, tanto en su estado inalterado como en su estado remoldeado.

Figura 5.27 Muestrador del piston operador hidráulicamente a) Bajada al fondo de la perforación b) Tubo muetreador después de haber penetrado dentro del suelo

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Figura 5.28 a) Veleta de cuatro aspas; b) Curvas típicas de torsión- rotación de una arcilla blanda sensitiva.

5.6. RESUMEN Y CONCLUSIONES En este capítulo se describen el origen, identificación y características de los suelos altamente compresibles. Entre estas características sobresalen el alto contenido de agua en su estado natural, un límite líquido cercano a dicho contenido de agua, una resistencia al esfuerzo cortante muy baja y un alto porcentaje de hundimientos por efecto de la consolidación secundaria. Se indican igualmente los problemas de grandes asentamientos totales y diferenciales que causan este tipo de suelos, así como los daños que originan a las estructuras que se apoyan en ellos. Se concluye que existen varios procedimientos efectivos para resolver los problemas que pueden causar los suelos de alta compresibilidad, y que la decisión de cual de estos procedimientos deberá usarse dependerá de: a) el espesor y profundidad del estrato compresible; b) la magnitud de las cargas al nivel de la cimentación que 119


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induzca la estructura en cuestión; c) la disponibilidad de material de precarga o de sustitución; d) el espacio disponible para maniobrar al momento de utilizar un procedimiento de construcción específico; e) el costo del procedimiento; y f) el tiempo programado y disponible para la ejecución de la obra. En el caso de que sea necesario construir sobre un estrato de suelo de alta compresibilidad, se indica el procedimiento que deberá seguirse para determinar los hundimientos debidos, tanto al efecto de la consolidación primaria, como al de la consolidación secundaria. Se indican igualmente los cuidados que deberán tenerse al muestrear y transportar estos suelos de gran sensitividad, a fin de disponer de muestras de buena calidad al momento de probar dichos suelos en el laboratorio. Finalmente, se recomienda contar con la asesoría de un ingeniero geotécnico con experiencia, a fin de decidir el procedimiento constructivo a seguir en la solución a los problemas de hundimientos totales y diferenciales, así como para supervisar adecuadamente las excavaciones y la construcción de la cimentación de una obra civil. 5.7. REFERENCIAS Y BIBLIOGRAFÍA

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6 RELLENOS

6.1. INTRODUCCIÓN 6.1.1 Definición

El término de rellenos se refiere a aquellos materiales depositados, por acción natural o por el hombre, en espacios confinados. Es común la utilización de los términos rellenos no controlados y controlados para referirse, en el primer caso a los depositados sin orden y criterio geotécnico alguno (derrumbes naturales, rellenos de escombros, por ejemplo); y en el segundo a los rellenos en cuya formación se ha seguido una metodología para controlar sus propiedades mecánicas (básicamente rellenos compactados). Por lo general, los rellenos no controlados son aquellos que ya existen en el medio, mientras que los controlados se refieren básicamente a rellenos nuevos, construidos por el hombre. Los rellenos no controlados son los que generan la mayor parte de los problemas geotécnicos debido a que se ignoran, tanto las condiciones de su depositación como la heterogeneidad de sus propiedades mecánicas, por lo que generalmente requieren de un mejoramiento de dichas propiedades antes de iniciar cualquier obra sobre ellos. En lo que se refiere a los rellenos controlados, el factor a vigilar es la adecuada selección del material para su formación, así como el correcto control de calidad durante la construcción, de modo que se obtengan las propiedades mecánicas requeridas de acuerdo con el tipo de obra para el que fue diseñado. Los principales problemas que pueden encontrarse al construir sobre rellenos se refieren básicamente a tres aspectos: a) baja capacidad de carga; b) susceptibilidad a grandes asentamientos; y c) licuación en los casos de rellenos arenosos. 6.1.2 Origen

Un relleno es un depósito natural o artificial, constituido por materiales de naturaleza muy diversa. Los rellenos antiguos siempre deben verse con desconfianza pues son por lo general heterogéneos y contienen materia orgánica. Como ya se ha mencionado, existe una gran cantidad de materiales térreos que conforman a los rellenos, cuyas diferencias estriban principalmente en su textura (distribución del tamaño de partículas en el caso de materiales granulares y plasticidad en el caso de suelos cohesivos). En el caso de los rellenos no controlados, su origen generalmente se debe a los distintos mecanismos de transporte de material existente en la naturaleza; mientras que el material que forma los rellenos controlados tiene su origen en los bancos de préstamo.

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6.2. RELLENOS HIDRÁULICOS 6.2.1 Generalidades

Cuando las circunstancias son propicias, un sitio puede ser rellenado por una mezcla de suelo-agua, conocida comúnmente como relleno hidráulico. Este tipo de relleno se encuentra en un estado relativamente suelto. El método ideal de estabilización debe permitir el tiempo suficiente para que el relleno se asiente parcialmente por acción de su peso propio o por la acción de drenes inducidos. Dentro de ellos, los rellenos de material limoso son considerados como los más pobres en lo que a capacidad de carga se refiere; es decir, este tipo de suelo como relleno es muy susceptible a inestabilidades asociadas a fuerzas de filtración (tubificación, por ejemplo), licuación y a la acción de las heladas. Los principales métodos de estabilización de estos rellenos son: la compactación dinámica (aunque es difícil obtener una compactación uniformemente buena en ellos), la hinca de pilotes y la vibroflotación. 6.2.2 Propiedades físicas

Los rellenos hidráulicos son estructuras cuyos parámetros geotécnicos son influenciados por variables hidráulicas, tales como la concentración y velocidad de flujo de descarga. El análisis de estas variables y sus efectos en las propiedades geotécnicas son muy importantes para un adecuado diseño en términos de estabilidad y control de las filtraciones. Las propiedades de los rellenos hidráulicos dependen del tipo de materiales que lo conformen y de los cuales depende su comportamiento geotécnico y el tipo de problemas que pueden originarse. Sin embargo, es posible generalizar algunas de sus condiciones estructurales y de comportamiento mecánico: • • • • •

Relación de vacíos alta. Graduación uniforme, pero formando capas con diferente tamaño de granos. Alto potencial de licuación. Susceptibles de extrusión lateral. Fácilmente erosionable.

En este tipo de rellenos, la densidad in situ es una característica muy importante en su comportamiento, ya que esta propiedad es un parámetro de los suelos arenosos y consecuentemente de sus características geotécnicas. Con base en lo anterior se puede decir que se requieren densidades altas para mejorar la estabilidad de estas estructuras bajo condiciones estáticas y dinámicas. Los rellenos hidráulicos pueden ser susceptibles a licuación por vibraciones, considerando la potencialidad generada por la uniformidad de las arenas y su grado de saturación, junto con una densidad baja. Ha sido demostrado que para pequeñas deformaciones unitarias axiales del orden de 10-5 a 10-3 la densidad relativa mínima debe ser aproximadamente del 70%, para prevenir la licuación, y que las arenas finas con una densidad relativa de menos

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del 50% se licuarán ante movimientos con aceleraciones que excedan 10% de la aceleración de la gravedad. Es importante mencionar que es muy difícil obtener valores precisos de densidades de muestras inalteradas o de arenas relativamente limpias, ya que estos valores son fuertemente afectados por los procedimientos experimentales. Debido a esta razón, existe poca información sobre estos valores en la literatura. 6.2.3 Comportamiento de los rellenos hidráulicos

Granulares. Contienen menos del 15% de finos no-plásticos o menos del 10% de finos plásticos y son los que mejor comportamiento muestran como soporte estructural. Su densidad relativa sin compactación puede alcanzar valores del 50% al 60%, y los valores de capacidad de carga están en el intervalo de 2500 a 9500 kg/m2. Ambas propiedades (densidad y capacidad de carga), junto con su resistencia a la licuación, pueden mejorarse sustancialmente por métodos de vibrado. Finos. Formados por arcillas y limos, este tipo de rellenos hidráulicos pueden tener valores del contenido de agua muy altos. Dependiendo del drenaje superficial inducido y del contenido de agua inicial, puede tomar algún tiempo para que se forme una superficie lo suficientemente rígida para soportar obras ligeras y para que el contenido de agua del material subyaciente se aproxime al límite líquido. Para lograr tal fin, el relleno puede sobrecargarse con material granular de banco, con o sin drenes, teniendo cuidado de no exceder su resistencia al esfuerzo cortante. Consolidación de los rellenos hidráulicos. Si el coeficiente de permeabilidad de un relleno hidráulico es menor que 10-3m/s, el tiempo para que se consolide será largo y la predicción de su comportamiento será difícil. En rellenos de materiales granulares la consolidación puede ocurrir rápidamente y hacerse estimaciones razonables de su resistencia. En el caso de rellenos de materiales finos, es recomendable monitorear el desarrollo de los asentamientos y la disipación de la presión de poro. Con el fin de observar la magnitud y la velocidad con que ocurren los asentamientos, pueden colocarse placas testigos de asentamientos, tanto en la superficie como dentro del relleno. 6.2.4 Procedimientos de evaluación

a)

Asentamientos

Los asentamientos esperados en los rellenos hidráulicos pueden determinarse a partir de ensayes hechos a muestras representativas y usando el módulo de compresibilidad obtenido en la teoría de consolidación de Terzaghi-BuismanKoppejan, por lo que es necesario realizar pruebas de odómetro y calcular los coeficientes de consolidación primaria y secundaria de acuerdo con la teoría antes mencionada.

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La fórmula para calcular los coeficientes es la siguiente: ⎛ 1 ⎞ p' 1 + log t ⎟ ln ´ '2 S = h⎜ ⎜C ⎟ p 1 ⎝ p Cs ⎠

(6.1)

donde: H S 1/Cp 1/Cs t p’1 p’2

= = = = = = =

espesor del relleno sujeto al incremento de presión vertical (cm) asentamientos debidos al incremento de la presión vertical de p’1 a p’2 módulo de consolidación primaria (Terzaghi) módulo de consolidación secundaria (Buisman) tiempo (días) presión efectiva vertical original (kg/cm2) incremento de la presión efectiva vertical después de la carga (kg/cm2)

Cuando la consolidación secundaria no existe, entonces (1/Cs) = 0, y la fórmula se reduce a la ecuación original de Terzaghi: h P2' ln S= Cp P1'

(6.2)

Para calcular los asentamientos se determina inicialmente el esfuerzo efectivo vertical original p’1 en el relleno, así como el esfuerzo efectivo vertical final p’2 aplicado. Otro valor que se requiere es el espesor del relleno de cuyo valor dependerán directamente los asentamientos esperados. Los valores de los coeficientes obtenidos a partir de los ensayes de laboratorio, se considerarán constantes para el incremento de presión utilizado en el ensaye. b)

Capacidad de carga

Los rellenos de arenas mal graduadas o uniformes en estado saturado y localizados en regiones sísmicas son altamente susceptible del fenómeno de licuación, lo que genera fallas por capacidad de carga. Los rellenos de arena suelta y de limo húmedo se consolidan rápidamente bajo cargas, por lo que no requieren tratamientos especiales para la construcción de estructuras flexibles sobre ellos. En el caso de suelos limosos de baja densidad y secos, es necesario sustituirlos o humedecerlos antes de utilizarlos como terreno de cimentación. Las estructuras rígidas generalmente no son desplantadas sobre limos sueltos y arenas, por lo que en este caso es necesario remover estos materiales o consolidarlos, o desplantar la cimentación sobre material firme.

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c)

Cambio de volumen

Se ha demostrado que existe cierta correlación entre la densidad in situ y las condiciones de humedad y el cambio de volumen, que puede ser anticipado para rellenos finos. En esta correlación la densidad es expresada en función de la relación entre la densidad seca in situ y la densidad seca máxima Proctor para varios contenidos de agua, expresada en términos del contenido de agua óptimo Proctor, tal como se muestra en la figura 6.1. Si se conocen las condiciones de densidad y humedad del sitio y al ubicarlas dentro de la gráfica se localizan arriba y a la izquierda de la línea límite, muy pequeños cambios de volumen ocurrirán en condiciones de saturación y, por lo tanto, normalmente no se requerirán tratamientos de la cimentación para obras de la magnitud de pequeñas presas. En el caso contrario, cuando las condiciones de densidad y humedad del sitio se ubiquen por debajo y a la derecha de la línea límite, pueden ocurrir cambios de volumen significativos en condiciones de saturación aún bajo cargas de magnitudes similares a pequeñas presas, y por lo tanto serán necesarios tratamientos de la cimentación. No se recomienda construir estructuras rígidas sobre suelos sueltos húmedos o secos sujetos a posteriores humedecimientos, ya que se pueden presentar agrietamientos en las estructuras. En este caso, es posible que se requieran tratamientos para los suelos de cimentación aunque se encuentren encima de la línea límite de la figura 6.1.

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Figura 6.1 Criterio para el tratamiento de suelos finos de cimentación.

6.3. RELLENOS SANITARIOS 6.3.1 Generalidades

Un relleno sanitario es un método que se emplea para la eliminación de desechos sólidos productos de zonas urbanas o industriales. Este tipo de relleno se va formando por capas del material desecho, el cual es posteriormente compactado mecánicamente para reducir su volumen, y cubrirlo con suelo con el fin de protegerlo contra la entrada de roedores a la zona compactada, evitar al máximo la salida de malos olores, minimizar la entrada de humedad, permitir la descomposición de gases, prevenir la filtración de lixiviados, inducir el crecimiento de vegetación para la cubierta final y proveer una base firme que permita soportar futuras estructuras.

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La estabilidad de un relleno sanitario bajo condiciones estáticas es controlada generalmente por los siguientes factores: • • • • •

Resistencia al esfuerzo cortante y compresibilidad del suelo de cimentación. Peso volumétrico y resistencia al esfuerzo cortante del material del relleno. Espesor del relleno. Nivel de lixiviados en el relleno y fluctuaciones de dicho nivel. Composición de la cubierta del relleno y su resistencia a la erosión.

La cuantificación de las propiedades geotécnicas más relevantes de los materiales (deshechos) que forman los rellenos sanitarios así como la generalización de su comportamiento es muy difícil de realizar debido a los factores siguientes: 1. 2. 3.

Los materiales de los rellenos sanitarios son característicamente heterogéneos y variables en distintas localizaciones geográficas. No existen técnicas apropiadas y totalmente aceptadas para el muestreo de los materiales. Las propiedades de los desechos cambian con el tiempo más drásticamente que las de los suelos.

Sin embargo, en todos los casos, para desarrollar un análisis simple de estabilidad se requieren de parámetros básicos tales como el contenido de agua, peso volumétrico, compresibilidad y resistencia al esfuerzo cortante. 6.3.2 Propiedades físicas

Contenido de agua. El contenido de agua de los rellenos sanitarios es función de varios factores interrelacionados, entre los que se incluyen la composición inicial de los desechos, las condiciones climáticas locales, la existencia de sistemas colectores de lixiviados, la cantidad de humedad generada por procesos biológicos en el relleno y la cantidad de humedad removida junto con los gases del relleno. Se ha observado que en la mayoría de los rellenos sanitarios domésticos el contenido de agua varía entre 15% y 40% que depende de la composición de los desechos, la temporada del año y la humedad natural y condiciones ambientales, particularmente en temporadas de lluvias. En regiones donde la evotranspiración excede la precipitación, el contenido de agua es del orden del veinticinco per ciento. Debido a la heterogeneidad de los rellenos sanitarios, se han encontrado casos en los que el contenido de agua varía con la profundidad, aunque existen casos en los que sucede lo contrario. Peso volumétrico. La determinación del peso volumétrico de los materiales del relleno es difícil debido a la variabilidad en su composición, método de compactación, energía de compactación empleada, profundidad y contenido de agua local. Sin embargo, se han registrado valores que pueden agruparse de la siguiente manera:

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de 3 a 4 kN/m3 para rellenos con una compactación pobre, de 5 a 8 kN/m3 para compactación moderada, y de 9 a 10.5 kN/m3 para rellenos con una buena compactación. De manera similar que los suelos, el peso volumétrico de los rellenos sanitarios se incrementa con la profundidad debido a la sobrecarga por la colocación de las capas de desechos, existiendo casos en los que a profundidades mayores de 10.0 m el peso volumétrico de un relleno pobremente compactado inicialmente, tiende a valores correspondientes a uno bien compactado. 6.3.3 Propiedades mecánicas

Las propiedades mecánicas, tales como resistencia al esfuerzo cortante y compresibilidad, son dependientes de la composición individual del material de desecho y de las propiedades mecánicas de sus constituyentes, además de que los parámetros mecánicos son dependientes del tiempo y están relacionados con el estado de descomposición. Por tal motivo, los parámetros geotécnicos de los rellenos sanitarios deben ser utilizados de manera adecuada y congruente. La interpretación de los resultados de las pruebas realizadas al material de desecho están sujetas a muchas incertidumbres, debido a la escasez de modelos conceptuales de referencia del comportamiento de este tipo de material. Los análisis son hechos generalmente con base en modelos y métodos establecidos para suelos. Los rellenos sanitarios están compuestos de partículas individuales (plásticos, textiles, etc.) con una cierta cohesión, que puede sugerir un comportamiento de suelo reforzado. Sin embargo, existen diferencias con los suelos convencionales; la relación de vacíos es muy alta, lo que significa una gran compresibilidad volumétrica. Las partículas son de naturaleza muy diferente, y muchas de ellas están húmedas y son muy deformables o frágiles, además de que en ellas ocurre un proceso de descomposición con el tiempo, que causa asentamientos autoinducidos y una variación de sus propiedades con el tiempo. a)

Compresibilidad

En general, debe considerarse la diferencia entre los asentamientos mecánicos inducidos por cargas y los dependientes del tiempo, tales como los que se presentan en los rellenos sanitarios. Los mecanismos que gobiernan los asentamientos de los rellenos sanitarios son muchos y muy complejos. La excesiva heterogeneidad de los desechos, la propia deformabilidad de sus “partículas”, los grandes vacíos presentes en su estado inicial y su biodegradación, juegan un papel muy importante en estos procesos. Por todo esto, es obvio que los asentamientos de los rellenos sanitarios no son tan bien conocidos como en el caso de los suelos y por esto mismo, su cálculo es mucho más difícil. Generalmente, los asentamientos finales de los rellenos de este tipo son característicamente irregulares. La consolidación inicial como respuesta a su peso propio o por sobrecargas ocurre relativamente rápido. Revisiones sobre el comportamiento de rellenos sanitarios indican que la consolidación primaria se 130


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alcanza generalmente en un intervalo de entre diez y noventa días. Esta fase es seguida por una sustancial cantidad de consolidación secundaria durante un largo periodo. La fase secundaria está relacionada comúnmente con procesos de biodegradación que toman años en completarse, con velocidades que varían ampliamente dependiendo de las características del sitio y del contenido del relleno. Los componentes de la biodegradación en la consolidación a largo plazo (secundaria) o bioconsolidación, se deben a un proceso de cuatro estados en el que las partículas orgánicas sólidas en los desechos son solubilizadas y convertidas en metano y dióxido de carbono. Esta reducción de sólidos está relacionada directamente con un incremento en la magnitud y velocidad de la consolidación secundaria. Bajo su propio peso, los asentamientos pueden alcanzar valores de hasta el 40% del espesor original del relleno. Es obvio que los asentamientos variarán significativamente dependiendo el grado de compactación aplicado durante la etapa de depositación de los desechos. El uso de modernos compactadores con masas de diez a cuarenta toneladas han generado densidades mucho mayores que las alcanzadas en el pasado, con lo que se ha maximizado la capacidad del relleno y se han disminuido los asentamientos. Los asentamientos totales se incrementan con el porcentaje de materiales que se pueden descomponer e inversamente, el incremento de material inerte tiende a disminuir los asentamientos hasta magnitudes bajas. Las predicciones de los asentamientos en rellenos sanitarios son complicados debido a lo heterogéneo de su naturaleza y de sus características de descomposición, y a las condiciones ambientales a corto y a largo plazos. Asimismo, las predicciones pueden ser mucho más complicadas en rellenos construidos sobre suelo de cimentación compresibles que presentan complejas características de asentamientos. El uso de ecuaciones empíricas basadas en principios de mecánica de suelos representan una técnica razonable para la estimación de los asentamientos en los rellenos; sin embargo, éstas deben aplicarse de manera cuidadosa y conservadora, ya que las contribuciones relativas de la consolidación mecánica, los efectos térmicos y la descomposición biológica no han sido totalmente determinados. b) Resistencia al esfuerzo cortante La resistencia al esfuerzo cortante es un parámetro geotécnico de importancia en la determinación de las propiedades mecánicas de los rellenos sanitarios. Al igual que en mecánica de suelos, el ángulo de fricción interna, φ, y la cohesión o trabazón, c, son usados para fines de diseño. La interpretación de las pruebas de resistencia hechas a desechos usando modelos para mecánica de suelos puede ser útil, al menos en el nivel presente del estado del conocimiento. Durante la etapa de corte, la movilización de la resistencia al corte de los rellenos sanitarios y la del suelo es diferente. Los rellenos sanitarios se comportan como un material que se va endureciendo; es decir, puede soportar muy grandes 131


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deformaciones sin alcanzar la falla o presentar una estabilización o caída del esfuerzo cortante (ver figura 6.2). A grandes deformaciones se produce una ligera inflexión hacia arriba, sugiriendo que el material se está rigidizando. Esto es debido a la alta compresibilidad de los rellenos sanitarios. El modo de falla para este tipo de rellenos no puede definirse claramente y cualquier parámetro de φ y c no debe de relacionarse con una condición de falla del tipo Mohr-Coulomb, y las relaciones solamente pueden ser útiles como base para la deformación permisible. Asimismo, se han encontrado valores de resistencia al esfuerzo cortante de rellenos sanitarios obtenidos en pruebas in situ, de laboratorio, o de retroanálisis, los cuales se han presentado en función de los parámetros de resistencia de Mohr-Coulomb (ver figura 6.3). Sin embargo, no se tiene conclusión alguna por la dispersión de los resultados. También se han establecido correlaciones para definir el comportamiento de los parámetros de resistencia de los rellenos sanitarios basándose en criterios de mecánica de suelos; sin embargo, los valores obtenidos son una aproximación y no se recomienda utilizar estos valores para fines de diseño, por lo que es necesario desarrollar las recomendaciones de diseño basándose en la información geotécnica obtenida del sitio específico en el que desplantará la obra, así como en el tipo de obra por construir.

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Figura 6.2 Relación esfuerzo-deformación típica de rellenos sanitarios.

Figura 6.3 Parámetros de resistencia de rellenos sanitarios

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6.3.4 Procedimientos de evaluación

La evaluación de la estabilidad de un relleno sanitario es mucho más compleja que las que se hacen a las estructuras térreas tradicionales. Lo anterior se debe a las dificultades que se tienen en la evaluación de las propiedades físicas y mecánicas de los desechos, su interacción en las interfaces, así como la variación de estos parámetros con la profundidad. En este sentido, otro punto a considerar en el análisis es la variación de las propiedades de los desechos con el tiempo. Una sugerencia es seleccionar los valores para el análisis de acuerdo a los siguientes aspectos: 1. 2. 3. 4. 5.

El factor de seguridad, que puede ser dado por los reglamentos o proporcionado por el diseñador. La variabilidad en las propiedades. La posibilidad que las propiedades cambien con el tiempo. La condición que rige el problema. El tipo de análisis (temporal o permanente).

Una de las condiciones más desfavorables por analizar es la que se refiere a la compresibilidad y el tiempo de estabilización de las deformaciones de los rellenos sanitarios. La compresibilidad y, en general, el comportamiento mecánico de un relleno sanitario está afectado por múltiples factores: 1. 2. 3.

4.

5. 6.

Composición, características de las basuras y espesor del relleno. Humedad de los desechos. Tipo y metodología de rellenos empleada, equipo usado en la operación de compactación y densidades alcanzadas por los residuos y el material de cubierta. Tipo y espesor del material de cubierta, lo que condiciona la evolución de la temperatura y la humedad, entre otros factores, que influyen en el proceso de descomposición anaerobio. Las condiciones climáticas, tanto de pluviometría como las temperaturas ambientales. Edad del relleno, condición fundamental en la estabilidad.

Un método para la reproducción del proceso de compresibilidad es la utilización de experiencias de comportamientos semejantes en geotecnia. Uno de estos modelos fue el propuesto por Sowers. Posterior a este planteamiento se han desarrollado una serie de modelos que conducen al estudio de la compresibilidad de los rellenos, la mayoría de ellos se basa en sus hipótesis iniciales, las que establecen que los asentamientos iniciales producidos por mecanismos mecánicos se pueden determinar mediante la expresión de la teoría de la consolidación primaria: 134


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Sp =

⎛ σ + Δσ v 0 ⎞ Cc ⎟⎟ H0 log⎜⎜ v 0 !+e σv 0 ⎠ ⎝

(6.3)

donde: Sp H0 Cc σv0 Δσv0 e

= = = = = =

asentamiento al final de la consolidación primaria altura inicial del relleno coeficiente de compresibilidad presión efectiva en el relleno sobrecarga efectiva relación de vacíos

Terminada la primera fase, los asentamientos debidos a cambios fisicoquímicos, degradación biológica y compresión mecánica secundaria, en condiciones ambientales estables, tienen un comportamiento más o menos lineal con el logaritmo del tiempo, similar a la compresión secundaria de suelos y se determina aplicando la expresión: Ss =

Ss H Cα t2 t1

= = = = =

⎛t ⎞ Cα H log⎜⎜ 2 ⎟⎟ 1 + e0 ⎝ t1 ⎠

(6.4)

asentamiento durante la consolidación secundaria al tiempo t2 altura del relleno al tiempo t1 coeficiente de compresión secundaria tiempo de estimación de los asientos tiempo de inicio de la consolidación secundaria

La obtención del coeficiente de compresibilidad (Cc) y del índice de compresión secundaria (Cα) se hace a partir de la relación de estos parámetros con la relación de vacíos (e) en gráficos propuestos por Sowers. Estos parámetros han sido comparados con experiencias, teniéndose una adecuada correlación cuando se trata de residuos con alto contenido de materia orgánica, por lo que este criterio es el más empleado hasta ahora para predecir los asentamientos en un relleno sanitario. Existen otros modelos basados en ajustes hechos a observaciones de los desarrollos de los asentamientos en rellenos sanitarios, tal como el propuesto por Yen y Scanlon, quienes propusieron que la velocidad de asentamiento de la superficie de un relleno sigue una ley de disminución lineal con el logaritmo del tiempo, tal como la que se presenta a continuación: V = V1 – b log t donde:

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(6.5)

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v v1 b t

= = = =

velocidad de asentamientos (mm/mes) velocidad inicial de asentamientos en (mm/mes) pendiente de la recta log t – v tiempo de estimación de la velocidad (meses)

De los métodos de predicción de asentamientos no provocados por asentamientos de carga y que se desarrollan a largo plazo, la propuesta de Gandolla, es una ley de ajuste empírico, basada sólo en el ajuste de una función exponencial a datos de un ensayo a escala y sin ninguna interpretación adicional. Este modelo considera como condición inicial asentamientos nulos y como condición final asentamientos tendientes a un valor asintótico. De las curvas asentamiento-tiempo de las observaciones efectuadas al ensaye a escala, se obtienen constantes mediante ajustes por mínimos cuadrados: Ss = aH (1-ekt)

(6.6)

donde: Ss = H = A = k = t =

asentamientos espesor inicial del relleno constante correspondiente al asentamiento unitario final constante que rige el ritmo de degradación (decreciente con el tiempo) tiempo de estimación de los asentamientos

Otro modelo que representa los asentamientos secundarios considerando los procesos de degradación que ocurren en los residuos sólidos, es el modelo Meruelo. Este modelo trata de incorporar y relacionar los procesos de degradación como puede ser el tiempo, el contenido de materia orgánica en los residuos, la humedad contenida y el ritmo de desarrollo de los procesos de degradación. Es importante mencionar que en el planteamiento de este modelo se consideran solamente los asentamientos que son dependientes del tiempo, es decir, los que se deben a la descomposición de la materia orgánica biodegradable.

(

)

⎡ ⎤ ( t −Tc ) 1 − e−kht ⎥ Ss = aH (COD )⎢1 − e−kh ⎣ k ht c ⎦

(6.7)

donde: Ss α H COD Tc kh t

= = = =

asentamientos (mm) coeficiente de pérdida de masa transformada en asentamientos espesor del relleno (mm) contenido de materia orgánica biodegradable de los residuos sólidos (tanto por uno) = tiempo de construcción del relleno (días) = coeficiente de hidrólisis (días-1) = tiempo al cual se quiere predecir los asentamientos (días)

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En esta expresión se reproducen las formulaciones para la degradación de residuos orgánicos, modificadas para tener en cuenta que la masa de residuos experimenta en forma continua la degradación y que ha sido aportada durante un tiempo determinado con un ritmo constante. Además, el material degradado (y con él el remanente) se expresa como fracción del total del material del relleno. En cuanto a la relación entre el volumen de asentamientos producido y el correspondiente a la masa perdida por degradación, el coeficiente α se considera constante y característico del tipo de relleno y de residuos depositados. La expresión permite plantear en consecuencia la predicción de asentamientos a largo plazo en un relleno de residuos compactados. De todos modos, la dificultad ya planteada inicialmente para determinar la cota de superficie al inicio del proceso de degradación, que es aún mayor cuando se trata de rellenos, en los que la degradación se inicia cuando aún se están aportando residuos, hace adecuado expresar los asentamientos en término de descenso con respecto a un momento determinado, considerado como inicial. Hay que señalar que en las condiciones reales, los asentamientos en un relleno controlado se obtienen con respecto a una primera nivelación llevada a cabo después de que el relleno se ha cerrado (t0 > Tc). A partir de la ecuación anterior, y conocidos los valores de los parámetros, es posible predecir los asentamientos a lo largo del tiempo. También se puede, al contrario y contando con mediciones reales del asentamiento, entre un determinado período (t > t0), estimar el coeficiente de pérdida de masa que se transforma en asentamientos (α), y además ajustar valores como el coeficiente de hidrólisis (kh). Con el propósito de tener elementos actualizados para evaluar asentamientos en rellenos sanitarios, se propone tomar como referencia el método de Sowers, pero ampliando la base de datos disponibles con información que se haya generado a la fecha. Esto, mientras se validan modelos cuyas hipótesis son las más representativas del comportamiento mecánico de los rellenos sanitarios. 6.4. RELLENOS DE ESCOMBROS 6.4.1 Generalidades

Son los formados por materiales producto de la demolición, tales como pedazos de concreto reforzado, asfalto, ladrillos y rocas. La densidad de este tipo de rellenos es además de baja, no uniforme, y su capacidad de carga es pequeña en comparación con los rellenos de suelo. Los problemas geotécnicos de los rellenos de escombros están relacionados con los asentamientos diferenciales inadmisibles en cimentaciones superficiales y colapsos relacionados con materiales que se deterioran con el tiempo (madera, desperdicios orgánicos, etc.); así como con aquellos que generan grandes espacios vacíos (grandes rocas y restos de mampostería y concreto, láminas y vigas de metal, etc.). En rellenos formados por escoria del acero y hierro (desechos de las empresas acereras), se ha observado que el calor genera expansiones considerables. Uno de los métodos utilizados para

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estabilizar este tipo de rellenos es la compactación con rodillos de gran peso, tratando con esto de fracturar los contactos irregulares entre los escombros para darles una orientación más o menos horizontal, ayudando a un acomodo más compacto del material suelto. Con el fin de estabilizar el suelo se utilizan distintas técnicas de inyección y de vibrado. 6.4.2 Trabajos de campo y laboratorio

Debido a la heterogeneidad de los materiales que conforman a este tipo de rellenos, resulta prácticamente imposible en la gran mayoría de los casos obtener muestras inalteradas representativas y los ensayos de laboratorio resultan forzosamente limitados en lo que hace a la determinación de los parámetros resistentes y de deformabilidad. Es aquí, entonces, donde las pruebas geotécnicas in situ juegan un papel muy importante en la caracterización geomecánica de los materiales. La aplicación de ensayos de penetración dinámica está limitada a aquellos casos (la minoría) en que no existan boleos o rocas. La técnica más adecuada suele ser la combinación de sondeos presiométricos con métodos geofísicos. Pruebas sencillas como el de veleta de bolsillo o el penetrómetro estático manual suelen ser de enorme ayuda para la caracterización de la matriz fina de estos rellenos y para formarse una idea acerca del comportamiento del material en conjunto, haciendo para este fin uso de las relaciones existentes entre la resistencia de punta en la penetración estática y la resistencia al corte sin drenaje. Asimismo, pueden realizarse pruebas de placa para conocer la compresibilidad del relleno en su conjunto. 6.4.3 Características mecánicas

Debido al desconocimiento, tanto del material depositado en un relleno de escombros, como su forma de depositación, es muy difícil definir en forma exacta las propiedades mecánicas que rigen su comportamiento. Sin embargo, en términos generales las características de los rellenos de escombros son las siguientes: • • • • • •

Capacidad de carga baja y variable. Permeabilidad alta. Densidad baja. Cohesión baja a nula. Compresibilidad alta. Relación de vacíos alta.

6.4.4 Técnicas de estabilización

Debido a sus características físicas y mecánicas, no es recomendable construir directamente sobre los rellenos de escombros. Una solución para este problema es, generalmente, reemplazar los escombros por suelo con características adecuadas para el proyecto. Esta solución, sin embargo, redunda en un alto costo y pérdida de material y tiempo.

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Es bien sabido que el incremento de la densidad de los rellenos de escombros conduce al mejoramiento de sus propiedades mecánicas. Para lograr tal fin se han utilizado diversas técnicas, tales como la compactación con rodillos pesados, compactación dinámica, vibrocompactación, así como las diversas técnicas de inyección de mezclas. El control del mejoramiento del terreno de cimentación se hace comúnmente mediante pruebas de penetración estándar, de cono de penetración, de placa y ensayos presiométricos, comparando los resultados obtenidos antes y después del mejoramiento. 6.5. RELLENOS DE JALES 6.5.1 Generalidades

Los jales son el desecho de las minas que queda después de que se han extraído los minerales con valor comercial. Por lo general el mineral se tritura con un espesor similar al de la arena fina y el material con valor comercial es recuperado en forma de un concentrado por cualquiera de los procesos siguientes: separación por gravedad, separación magnética, flotación, lixiviación, calcinación o deshidratación. El producto sin valor comercial o desperdicio que queda al final de todo el proceso es denominado jales (tailings en inglés). En general, los jales o colas son nombrados, en sentido genérico, para referirse a cualquier residuo de mina o planta en forma sólida. Los jales están constituidos esencialmente por los mismos componentes que se encuentran en el subsuelo dentro de las zonas mineralizadas. Sin embargo, debido a que estos componentes han aumentado su área de exposición, esto los hace susceptibles al intemperismo. 6.5.2 Tipos de jales

La naturaleza de los jales varía de acuerdo al mineral que está siendo separado y al proceso de operación utilizado para tal efecto. Las propiedades índice que caracterizan a los jales son básicamente: el tamaño de partícula, gravedad específica y plasticidad. Lo anterior genera una gran variedad de tipos de jales con propiedades diferentes que pueden definir el comportamiento del relleno. A continuación se presentan algunos tipos de jales comúnmente encontrados, con sus principales propiedades. Los jales producto del carbón son generalmente formados de material de granos finos principalmente con partículas limo-arcillosas. Debido al contenido de carbón su gravedad específica es baja (1.4 a 1.8). Este material presenta algo de plasticidad (IP entre 0 y 30 %) por la presencia de materiales arcillosos. Sin embargo, hay evidencias que indican que la granulometría, la gravedad específica y la plasticidad

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varían regionalmente, por lo que las características generales deben de interpretarse cuidadosamente. En los jales obtenidos de las minas de plomo y zinc, aunque a veces estos minerales son extraídos en combinación con plata, la granulometría depende del proceso de separación, aunque generalmente son materiales finos (< malla 200) de baja plasticidad y de bajo contenido de arcillas. Los valores de gravedad específica van generalmente de 2.8 a 3.6, aunque se han reportado valores de hasta 5.0 en este tipo de jales con contenido de pirita. La granulometría de los jales producto de la explotación de oro y plata, que son recuperados en combinación, depende del proceso de extracción; así, el proceso para obtener minerales más ricos genera jales relativamente gruesos, mientras que el proceso para obtener minerales de calidad común produce jales finos. En términos generales, la granulometría de este tipo de jales cubre un rango muy amplio, con un bajo contenido de arcillas y poseen una plasticidad nula o muy baja. Su gravedad específica tiene valores de entre 2.6 y 2.7, aunque se han reportado valores mayores por la presencia de pirita. Los jales generados de la extracción del cobre presentan una granulometría correspondiente en su mayoría a arenas, con valores máximos de 45 % de material que pasa la malla No. 200. Este tipo de jales no presenta generalmente plasticidad aunque se han reportado valores de hasta 13 %, su gravedad específica va de 2.6 a 3.0, con valores mayores cuando se presentan minerales de pirita. 6.5.3 Clasificación de jales

Los tipos de jales tienen una amplia variedad de características físicas debido no sólo por la naturaleza del mineral recuperado, sino incluso en un mismo tipo de mineral existen diferencias en los jales producidos según el proceso de recuperación utilizado. Sin embargo, dentro de ciertos límites es posible establecer una clasificación general. La tabla 6.1 divide los distintos tipos de jales en cuatro categorías generales de acuerdo a la granulometría y la plasticidad. La siguiente clasificación se refiere únicamente a las propiedades físicas y al comportamiento mecánico de varios tipos de jales; sin embargo, es necesario hacer las consideraciones químicas y ambientales necesarias que en algunos proyectos pueden ser muy importantes.

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Tabla 6.1. Clasificación de jales desde el punto de vista ingenieril Categoría

Características generales Contienen tanto fracciones arenosas como finas. La naturaleza de las arcillas en la fracción fina influyen significativamente las características físicas y el comportamiento del material en conjunto.

Jales producto de roca suave De desechos finos de carbón De potasio

Jales producto de roca dura De plomo-zinc De cobre De oro-plata De molibdeno De níquel Jales granulares De arenas de la extracción del petróleo De uranio De yeso De taconita granular De arenas fosfatadas

Pueden contener fracciones arenosas y limosas de baja o nula plasticidad. Las arenas generalmente controlan las propiedades para propósitos ingenieriles. Conformadas principalmente de arenas o de limos gruesos no plásticos con comportamiento de arenas. Generalmente poseen características ingenieriles favorables.

Jales finos De arcillas fosfatadas De lodos rojos de bauxita De taconita fina (mineral de hierro) De finos de las arenas del petróleo

La fracción arenosa es muy pequeña o está ausente. El comportamiento del material está dominado por las partículas de limo o arcilla.

Aunque los problemas geotécnicos se relacionan con las características generales de los tipos de jales (sean éstos granulares o finos), es importante mencionar que una buena parte de los problemas tienen una fuerte componente ambiental. La estabilidad de los rellenos de jales es función de: • • • •

Las modificaciones a las características del terreno y las condiciones locales (topografía, geología, hidrología, clima, sismicidad, condiciones geotécnicas generales, etc.) por la acción del hombre (trabajos de minería, por ejemplo). La naturaleza y las propiedades específicas del mineral almacenado y de sus subproductos. La evolución de esas propiedades, por consolidación o alteración en el caso de las propiedades mecánicas y físicas, o por reacción química. Las condiciones del almacenamiento (haya sido hecho en seco o húmedo), duración y velocidad del almacenamiento.

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6.5.4 Trabajos de campo

La exploración de los rellenos de jales debe incluir: • • • • •

Perforaciones con recuperación de muestras inalteradas cuyas características de resistencia e impermeabilidad serán comparadas en función de la edad del relleno. Pruebas en los sondeos (permeabilidad, penetración estándar, etc.). Instrumentación (piezómetros, medición de presión de poro y de deformación, fotografías a intervalos regulares, etc.) para seguir el comportamiento del relleno. Análisis químico de los jales. De ser posible, debe obtenerse un perfil de resistencias al corte in situ del relleno usando una veleta o torcómetro, un penetrómetro de cono piezométrico o un medidor de presión.

Estas pruebas in situ en los rellenos de jales se complementan de manera útil con toda la información suministrada sobre los métodos de depositación y equipo usados, observaciones previas, etcétera. 6.5.5 Trabajos de laboratorio

Se deben hacer pruebas de laboratorio para medir propiedades índice y mecánicas de los materiales del relleno, de acuerdo con la ASTM (American Society for Testing and Materials) u otras normas reconocidas. Además, es necesario determinar las modificaciones químicas y mineralógicas, junto con la variación en las propiedades mecánicas, por medio de mediciones en muestras lo más antiguas posibles, con una composición del mismo tipo de material del relleno. También pueden llevarse a cabo pruebas de laboratorio sobre muestras previamente sometidas a envejecimiento acelerado. Tales pruebas (ciclos de saturación/secado, congelamiento/deshielo, ataques por ácido o cualquier otro producto o substancia que producen reacción en los jales) no dan, en la mayoría de los casos, la resistencia final esperada que debe considerarse para cálculos de estabilidad. Sin embargo, indican los riesgos de alteración y suministran la información requerida para buscar medios de corregir y retrasar la alteración. Las pruebas de envejecimiento acelerado no tienen por objeto sustituir la determinación de las características y el comportamiento de depósitos antiguos de residuos mineros. Estos depósitos constituyen, empero, un complemento útil a las pruebas de envejecimiento acelerado. 6.5.6 Características mecánicas

Como en el caso de los suelos, los jales tienen características de identificación, resistencia y deformación, generalmente medidas con pruebas de mecánica de

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suelos. Los desechos y los suelos son un medio de tres fases (granos sólidos, líquidos y gases en los poros). Sin embargo, con más frecuencia que en la mecánica de suelos, en los desechos se encuentran condiciones particulares, tales como: • • •

Granos de naturaleza poco usual, como hojuelas o material con comportamiento tixotrópico, como la bentonita. Líquido en los poros diferente al agua de pH neutral. Gas en los poros diferente al aire, que trae consigo condiciones particularmente cambiantes (sales solubles que, a la larga, cementan los materiales del relleno).

Las características mecánicas de los jales almacenados depende de la manera en que son depositados y pueden determinarse con técnicas bien conocidas de mecánica de suelos. Las siguientes propiedades son de particular importancia: a)

Para identificación

- La curva granulométrica y el coeficiente de uniformidad Cu =

D60 D10

(6.8)

Los jales pueden presentar una gran variación de granulometrías, yendo de granos gruesos a partículas coloidales (ver tabla 6.1). - Los límites de Atterberg Básicamente el límite líquido (LL), el límite plástico (LP) y el índice plástico (IP=LLLP). - El contenido de agua (w %). El peso volumétrico de los granos (γs), del material húmedo (γm), del material seco (γd), del material saturado (γsat) y del líquido en los poros (γw). Para los desperdicios, γs se encuentra por lo general entre 25 y 35 kN/m3, de acuerdo con su composición mineralógica. La relación de vacíos e o la porosidad n pueden establecerse de los coeficientes γs y γd; las características de los desperdicios pueden compararse con la densidad máxima de la prueba Proctor estándar. - La velocidad de variación de γh en función de la profundidad. - La densidad relativa dada por:

Dr =

l max − l γ max γd − γ min x100 = x x100 l max − l min γd γ max − γ min

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(6.9)

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- El coeficiente de permeabilidad k (m/s). Las condiciones del depósito de desperdicios a menudo conducen a una permeabilidad horizontal de diez a cien veces mayor que la permeabilidad vertical. - El tiempo de drenado o secado de las arenas de jales. - El promedio ponderado de la relación peso/volumen. b)

Para resistencia

Los parámetros del esfuerzo cortante φ’ y c’ se obtienen de las pruebas de corte directo o de compresión triaxial llevadas a cabo en muestras inalteradas. El esfuerzo cortante no drenado cu, puede obtenerse de pruebas de compresión triaxial o de pruebas in situ, tales como la prueba de veleta. φ’ representa el ángulo de resistencia al corte en términos de esfuerzos efectivos y c’ la cohesión en términos de esfuerzos efectivos. En el caso de los minerales de desecho, por lo general se usa c’ = 0 y φ’ entre 22° y 34° para los jales producto del carbón, y entre 30° y 36° para otros tipos de jales. c)

Para la consolidación

Las mediciones más comunes se efectúan mediante el consolidómetro, que proporciona: - La curva e = f(p), que da la variación de la relación de vacíos e, como una función de la presión aplicada p. - La presión máxima de preconsolidación pc. - El índice de compresión Cc. - El coeficiente de consolidación Cv. - El grado de preconsolidación U Para estudios más avanzados (la licuación causada por un sismo, por ejemplo), la variación de los módulos de deformación puede determinarse en términos de la deformación o esfuerzos aplicados, siguiendo la misma técnica que se utiliza en suelos. 6.5.7 Aspectos ambientales

Para cualquier tipo de proyecto en rellenos de jales deben considerarse la seguridad pública y el medio ambiente para evitar riesgos adicionales por contaminación, ya

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que ciertos tipos de jales presentan riegos de combustión espontánea (carbón, pirita, por ejemplo), que pueden provocar incendios o, con mayor frecuencia, la producción de gases nocivos. Se debe conocer el clima de la zona en donde se localiza el relleno de jales y los parámetros de precipitación pluvial por meses, la evaporación, los caudales, la velocidad y dirección del viento, así como la temperatura, ya que las bajas temperaturas de invierno pueden afectar el comportamiento de ciertos tipos de jales. 6.5.8 Recomendaciones adicionales

El drenaje continuo y la consolidación pueden mejorar la estabilidad del relleno de jales, sin embargo deben tomarse medidas para evitar riesgos futuros. Los riesgos contra los cuales hay que protegerse, incluyen: a) b) c) d)

Daños por tormentas, huracanes e inundaciones, que pueden afectar en forma negativa la estabilidad. Contaminación del agua por los materiales en solución o por los jales mismos arrastrados por el agua de drenaje. Hundimiento de las minas o choques sísmicos que pueden originar inestabilidad. Contaminación del aire debida a la erosión eólica.

Lo serio de la contaminación del agua puede depender del tipo de jales almacenados. Si contienen venenos, es necesario aislar el drenaje; de lo contrario, puede ser necesario solamente tomar las medidas adecuadas para que los escurrimientos por precipitación pluvial no causen erosión. Si es posible inducir el crecimiento de la vegetación puede eliminarse la erosión por viento. Si la vegetación no crece, la erosión por viento puede reducirse cubriendo el material fino con una capa de material grueso. Las deformaciones producidas por esfuerzos cortantes o los choques de carga inducidos por hundimientos o sismos pueden producir presiones de poro muy altas en los jales. 6.6. RECOMENDACIONES Cuando se trate de rellenos cuyas propiedades de compresibilidad y resistencia no sean compatibles con la magnitud y distribución de cargas de las estructuras que se pretendan desplantar en dichos sitios, se deberá revisar la factibilidad de mejorar aquellas propiedades o de reforzar al relleno. Entre los métodos de mejoramiento masivo de formaciones granulares sueltas se cuenta con la compactación con rodillos vibratorios, compactación por impactos o consolidación dinámica y la vibrocompactación. Los métodos de mejoramiento de formaciones arcillosas están orientadas a preconsolidarlas, con una sobrecarga o abatimiento del nivel freático por ejemplo; asimismo, a fin de acelerar la consolidación pueden construirse drenes verticales de arena o de fibras plásticas. Con el fin de reforzar el relleno, pueden

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utilizarse técnicas de Jet-grouting, que tienen como ventaja el hecho de poder tratar un amplio intervalo de suelos, desde gravas hasta arcillas por medio de lechadas de cemento. La técnica básica consiste en fracturar y mezclar el suelo en el sitio con una lechada de cemento; alternativamente, puede removerse el material del relleno (dependiendo de su granulometría y consistencia), mediante chorros de agua-aire a presión, remplazando simultáneamente dicho material por una mezcla cementante. Otra técnica de refuerzo es mediante la inclusión de geosintéticos (geomallas, principalmente) dentro de la masa del material de relleno, con lo que se logra una especie de suelo-armado, que mejora la capacidad de carga y disminuye los asentamientos. La ventaja de este tipo de refuerzo se debe a que actualmente existe una gran variedad de geomallas que cubren un intervalo amplio de suelos, desde arenas hasta materiales arcillosos. En la figura 6.4 se muestran los distintos métodos de estabilización de acuerdo con la granulometría del suelo.

Figura 6.4 Granulometría considerada para diferentes métodos de estabilización.

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7 SUELOS SUSCEPTIBLES DE LICUACIÓN

7.1. CONCEPTOS BÁSICOS 7.1.1 Antecedentes

El término licuación se utiliza para describir una gran variedad de fenómenos que se relacionan con el cambio de estado sólido al líquido en suelos granulares saturados. Dicho cambio es acompañado por un aumento en la presión de poro y disminución en los esfuerzos efectivos, así como la consecuente reducción de rigidez y resistencia al corte, condiciones que pueden ocurrir bajo la acción de cargas monotónicas, transitorias o repetidas. La licuación generalmente se manifiesta por agitación, volcán de arena, falla por flujo, movilidad cíclica u otras evidencias. Para que se presente cualquiera de estos fenómenos son indispensables las dos condiciones siguientes: que el suelo sea granular y que la presión de poro sea alta. A fin de entender mejor la primera condición, vale la pena recordar que la estructura de los suelos granulares se forma a través de contactos intergranulares (figura 7.1). Los esfuerzos se transmiten a través de estos contactos proporcionado al conjunto de granos, o a la estructura del suelo, resistencia al corte y rigidez. Si por alguna razón se pierden algunos contactos intergranulares, se disminuye la resistencia y rigidez del conjunto hasta que éste puede tener un comportamiento similar al de un fluido viscoso. Por otra parte, si el suelo está saturado, el agua en los poros ejerce una presión en las partículas y sus contactos, por lo que la presión de contacto efectiva, o bien, presión total menos la presión de poro, es el parámetro que controla el comportamiento del suelo, siendo por lo tanto el aumento en la presión de poro una de las principales causas de la pérdida de contactos intergranulares. Este fenómeno se observa en un estrato de arena sujeto a un flujo de agua ascendente. Si la presión de poro excede al peso del suelo por unidad de área, la superficie de éste flotará, generando un efecto similar al de un hervor o agitación. Cuando el suelo pierde totalmente su resistencia al corte se dice estar licuado por filtración. El mecanismo de este fenómeno se comprende con facilidad, pues se produce en una sola dimensión que es la dirección contraria a la de gravedad y además el fenómeno físico se puede observar directamente en la interfaz sueloagua. Sin embargo, existen otros efectos generados por la licuación que son más complejos por las condiciones de carga que se presentan y, por lo tanto, es necesario proporcionar más explicaciones. Para empezar, se requiere conocer acerca de respuestas generales de un suelo ante la aplicación de esfuerzos. Cualquier solicitación exterior induce en el suelo dos tipos de esfuerzo: el confinante y el cortante. Si el comportamiento del suelo es elástico lineal, el esfuerzo cortante solamente genera un cambio de forma y el esfuerzo confinante, un cambio de volumen. Por ser no elástico, en él se experimenta bajo un esfuerzo cortante los cambios de forma y de volumen. En suelos granulares, el cambio de volumen

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inducido por este esfuerzo cortante puede ser de dos tipos: dilativo o contractivo, en los cuales el volumen del suelo aumenta o disminuye su volumen, respectivamente. Los suelos granulares densos son dilatantes y los sueltos son contractantes. Si el suelo granular contractante se encuentra saturado y la aplicación de esfuerzos cortantes es muy rápida, como por ejemplo una excitación sísmica, de tal manera que cualquier exceso de presión de poro no se pueda disipar, la tendencia de la disminución del volumen de suelo se convierte en un aumento de presión de poro. Esto último conduce a una disminución de los esfuerzos efectivos en el contacto generando, por lo tanto, una disminución en la resistencia al corte de suelo (figura 7.1). Cuando esta resistencia al corte resulte extremadamente baja, pero no necesariamente nula, se considera que el suelo está en estado de licuación.

Figura 7.1 Microestructuras de suelos granulares bajo diferentes cargas.

Si bien estos conceptos son claros, su aplicación a un diseño real es difícil porque no aportan parámetros cuantitativos que se requieren en la solución de problemas en un sitio determinado y para una condición de carga particular. Casagrande (1936) estableció las primeras bases científicas para cuantificar el fenómeno de licuación, llevando a cabo pruebas triaxiales drenadas en especímenes de arenas inicialmente sueltas y densas. Los resultados (figura 7.2) muestran que todos los especímenes de suelo ensayados bajo la misma presión efectiva confinante llegan a tener la misma densidad o relación de vacíos cuando se alcanzan deformaciones cortantes grandes. Esta relación de vacíos de las muestras al final de las pruebas se llama relación de vacíos crítica y es única para una determinada presión efectiva confinante de manera que se puede dibujar, en una gráfica que vincula relación de vacíos y esfuerzo efectivo confinante, una línea de relación de vacíos crítica (LRVC) (figura 7.3). De lo anterior se concluye que si un suelo por su relación de vacíos inicial y presión efectiva confinante se sitúa en la gráfica arriba de la línea LRVC, el suelo es relativamente suelto y en consecuencia contractivo, y su potencial de licuación es alto; en cambio, si el suelo es denso, dilativo y está situado arriba de la línea LRVC, su potencial de licuación es bajo.

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Figura 7.2 Comportamiento de esfuerzo-deformación cambio de volumen en arenas.

Figura 7.3 Línea de relación de vacíos crítica (LRVC).

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Los conceptos introducidos por Casagrande son fundamentales para entender cuantitativamente la licuación. Sin embargo, ellos se establecieron con base en pruebas de laboratorio bajo cargas estáticas y no se tiene claro cómo influyen en el fenómeno cargas cíclicas. En vista de las observaciones de daños causados por licuación durante sismos que tuvieron lugar en Japón y Alaska, EUA, a partir de los años sesenta, Seed y sus colaboradores en la Universidad de California, Berkerley, empezaron a estudiar el problema de manera sistemática. Los primeros trabajos de Seed se enfocaron a determinar las características del suelo en el laboratorio mediante pruebas cíclicas. Los resultados típicos (figura 7.4) indican que en muestras sueltas, las cargas cíclicas producen una acumulación de deformación por cortante y exceso en la presión de poro. Después de varios ciclos de carga es posible observar que la acumulación en exceso de la presión de poro es tal que la presión efectiva confinante llega momentáneamente a anularse y este punto fue llamado, originalmente por Seed y Lee (1967) como licuación inicial. En suelos densos (figura 7.4), la licuación inicial puede definirse bien solamente cuando tanto la magnitud de la carga como el número de ciclos son sustancialmente mayores que en los suelos sueltos.

Figura 7.4 Comportamiento cíclico de arenas (Ishihara, 1985).

Los primeros trabajos de Seed y sus colaboradores causaron gran polémica, ya que varios de sus conceptos y resultados son contradictorios a los obtenidos por Casagrande conocidos anteriormente. Algunas de estas conclusiones polémicas son: (1) la licuación inicial puede producirse por cargas cíclicas aún para arenas medianamente densas; (2) el potencial de licuación decrece con el incremento en la presión confinante; y (3) el potencial de licuación decrece con el incremento en el cociente de esfuerzos principales en el campo, es decir, un talud es menos susceptible a la licuación que un estrato horizontal.

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En esa época Castro (1969) empezó a estudiar el problema dentro del contexto de la escuela de Casagrande, pero ahora considerando tanto cargas monotónicas como cíclicas y realizando mediciones de presión de poro. Con los resultados obtenidos por Castro se aclaran muchas de las confusiones y se sientan los fundamentos teóricos del estudio contemporáneo sobre el fenómeno de licuación. En las pruebas no drenadas realizadas en muestras de arena muy suelta se observa un pico de resistencia no drenada en deformación cortante pequeña y, posteriormente, se colapsa rápidamente a un flujo en el cual las deformaciones cortantes son muy grandes, la presión efectiva confinante y la resistencia al corte son bajas. Este tipo de comportamiento se conoce como licuación por flujo, o licuación verdadera. Las muestras densas se contraen al inicio y después se dilatan hasta alcanzar una alta presión efectiva confinante y una alta resistencia a gran deformación (figura 7.5). Entre estos dos extremos se puede encontrar un suelo medio que experimenta una licuación limitada.

Figura 7.5 Diferentes comportamientos de esfuerzo-deformación-presión de poro.

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Las pruebas realizadas por Castro confirman una relación única entre la relación de vacíos y la presión efectiva confinante cuando el suelo alcanza deformaciones cortantes grandes. Gráficamente, esta relación se sitúa abajo y paralelamente a la línea de relación de vacíos crítica (LRVC) encontrada por Casagrande. La diferencia entre ambas radica en que la LRVC de Casagrande se obtuvo mediante pruebas drenadas y la de Castro en pruebas no drenadas, y las microestructuras de partículas en ambas pruebas son distintas cuando el suelo alcanza una deformación cortante grande. Siguiendo esta línea de razonamiento para un suelo granular, se puede definir un estado en el cual el suelo alcanza a fluir continuamente manteniéndose constantes los esfuerzos cortantes, la presión efectiva confinante, el volumen de suelo y la velocidad de deformación por cortante. A esta configuración se le llama estado estable de deformación. La relación de vacíos, esfuerzo cortante y presión confinante efectiva en dicho estado define la llamada línea de estado estable (LEE) que se puede graficar en forma tridimensional (figura 7.6). El concepto de la línea LEE es de gran importancia en el estudio de la licuación, pues ella define las condiciones en las cuales un suelo es susceptible a una licuación por flujo. En la figura 7.7 se dibuja la relación de vacíos contra la presión efectiva confinante, siendo ésta a su vez relacionada con el valor máximo de esfuerzo cortante, o la resistencia de estado estable. Los suelos que se sitúan arriba de la línea LEE son susceptibles a la licuación por flujo.

Figura 7.6 Relación única entre el esfuerzo cortante, presión confinante efectiva y relación de vacíos.

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Figura 7.7 Relación de la relación de vacíos, la presión efectiva confinante y la resistencia del estado estable.

Sin embargo, todavía queda la duda de cómo están relacionados los resultados de Seed con el concepto de licuación por flujo. Castro distinguió la licuación por flujo y la licuación inicial, término que fue definido originalmente por Seed, llamando a esta última movilidad cíclica. El cambio de terminología no es solamente una cuestión semántica, sino que implica un mejor entendimiento de los fenómenos físicos. Una manera de observar la diferencia entre estos últimos es graficar el número de ciclos en una prueba cíclica con deformación por cortante (figura 7.8) en la que se puede ver que la licuación por flujo se alcanza en pocos ciclos de carga; bajo la movilidad cíclica la deformación se incrementa paulatinamente con el número de ciclos de carga. La licuación limitada definida anteriormente se puede observar como un caso intermedio entre la movilidad cíclica y la licuación por flujo. Las explicaciones sobre la diferencia entre la licuación por flujo y la movilidad cíclica se dan en el contexto de envolventes de falla y de colapso, los cuales se detallarán en la siguiente subsección.

Figura 7.8 Diferentes comportamientos cíclicos.

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7.1.2 Fundamentos teóricos

Si el suelo se encuentra inicialmente en un estado suelto, su curva esfuerzodeformación durante la aplicación de carga en la prueba no drenada experimenta una resistencia pico, como se muestra en la figura 7.5, para alcanzar una resistencia residual. Por la caída de resistencia se dice que el suelo sufre un colapso. Si se ensayaran las pruebas no drenadas con diferentes muestras cuya relación de vacíos inicial es la misma, pero con presiones confinantes distintas, se pueden obtener las resistencias pico y residual de cada prueba; como se mantiene monitoreada la presión de poro durante toda la prueba, también es posible determinar la presión efectiva confinante en el momento en que se alcanzan las resistencias anteriores. De esta manera se pueden graficar los valores y sus respectivas presiones efectivas confinantes en un esquema como lo mostrado en la figura 7.9. En principio, se pueden definir dos líneas rectas, todas ellas pasan por el origen de la gráfica, una llamada envolvente de falla y la otra, envolvente de colapso, correspondientes respectivamente a la resistencia residual y la de pico. Como la relación de vacíos se mantiene invariable es de esperar que todos los ensayes lleguen a alcanzar el mismo valor de resistencia residual, o resistencia del estado estable, el cual debe encontrase sobre la envolvente de falla. El esquema como lo mostrado en la figura 7.9 es de gran interés, pues se pueden explicar en él, de manera unificada, diferentes fenómenos de licuación bajo cargas estáticas y dinámicas. En la figura 7.9 se muestran tres zonas: A, B y C; cualquier suelo tiene que ubicarse en una de las tres zonas de acuerdo con su estado de esfuerzo inicial. Los suelos que se encuentran en la zona C son inestables, pues el estado de esfuerzo está más allá de la envolvente de colapso y la licuación puede iniciarse aún bajo cargas estáticas. En la zona B están ubicados los suelos susceptibles a la licuación por flujo y ésta puede ocurrir como respuesta al incremento en el exceso a la presión de poro causado por cargas cíclicas, pudiendo éstas llevar al suelo a un estado de colapso. En la zona A los esfuerzos cortantes son inferiores a la resistencia del estado estable, imposibilitando así una licuación por flujo, por lo que es la zona donde prevalece la movilidad cíclica.

Figura 7.9 Zonificación de comportamiento de licuación.

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La licuación por flujo puede ocurrir si el depósito de suelo es licuable y si el esfuerzo cortante estático en ello es mayor que la resistencia en el estado estable del suelo. La licuación por flujo ocurre no solamente bajo cargas sísmicas, sino también bajo cargas dinámicas de otro tipo o inclusive con cargas monotónicas. Este tipo de licuación puede provocar fallas devastadoras de deslizamiento por flujo durante o después de una excitación sísmica, y puede ocurrir solamente en suelos sueltos. La licuación por flujo es fundamentalmente un problema de estabilidad y los parámetros fundamentales de suelo para el diseño provienen de la línea de estado estable, definida en la figura 7.7. La movilidad cíclica puede ocurrir cuando el esfuerzo cortante estático es menor que la resistencia en el estado estable y el esfuerzo cortante cíclico es suficientemente grande, tal que la resistencia en el estado estable sea rebasada momentáneamente. El fenómeno está relacionado únicamente con la excitación sísmica y no sucede bajo otras condiciones de carga. Las deformaciones producidas por la movilidad cíclica se desarrollan de manera creciente pero pueden tornarse importantes hasta el final de una excitación sísmica intensa o de larga duración. Este fenómeno puede ocurrir en suelos tanto sueltos como compactos, pero la deformación decrece significantemente cuando se incrementa la densidad. La movilidad cíclica es fundamentalmente un problema de deformación. El desarrollo de la movilidad cíclica puede ilustrarse por la respuesta de suelos en ensayes triaxiales cíclicos. La movilidad cíclica se puede producir generalmente bajo tres combinaciones de condiciones iniciales y de cargas cíclicas (figura 7.10).

Figura 7.10 Diferentes mecanismos de la movilidad cíclica.

La primera ocurre cuando el esfuerzo cortante estático es mayor que el esfuerzo cortante cíclico, o bien, no existe la inversión o cambio de sentido del esfuerzo cíclico y la suma del esfuerzo estático y el esfuerzo cíclico es mayor que la resistencia en el estado estable. En este caso, la trayectoria de esfuerzo efectivo se mueve hacia la izquierda hasta alcanzar la envolvente de falla drenada. Como la trayectoria de esfuerzo efectivo no puede cruzar dicha envolvente, ciclos de carga adicionales simplemente la hacen mover hacia arriba y hacia abajo a lo largo de la envolvente.

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En consecuencia, las condiciones de esfuerzo efectivo se estabilizan. Deformaciones del tipo flujo no pueden desarrollarse porque cualquier deformación unidireccional pudiera producir dilatancia, pero la presión confinante efectiva ha disminuido considerablemente y la baja rigidez resultante puede permitir que se desarrollen deformaciones permanentes dentro de cada ciclo de carga. La segunda condición ocurre cuando no existe la inversión de esfuerzo cortante pero la resistencia en el estado estable se rebasa momentáneamente. La carga cíclica hace que la trayectoria de esfuerzo efectivo se mueva otra vez hacia la izquierda. Cuando ésta toca la envolvente de colapso ocurren periodos de inestabilidad momentáneos durante los cuales se pueden desarrollar deformaciones permanentes significantes, particularmente cuando el esfuerzo cortante estático es mayor que la resistencia cuasi estática, pero la deformación generalmente cede al final de la carga cíclica y el esfuerzo cortante regresa a su nivel estático. La condición final es aquélla en la que la inversión de esfuerzo cortante ocurre pero la resistencia en el estado estable no se rebasa. En este caso, la dirección de esfuerzo cortante cambia de tal manera que cada ciclo incluye cargas de compresión y de extensión. Experimentalmente se ha mostrado que la rapidez de generación de presión de poro incrementa con el grado de inversión del esfuerzo; la trayectoria de esfuerzo efectivo, por lo tanto, se mueve rápidamente hacia la izquierda y eventualmente oscila a lo largo de las zonas de compresión y extensión de la envolvente de falla drenada. Cada vez que la trayectoria de esfuerzo efectivo cruza el origen (dos veces por cada ciclo), el suelo se encuentra en un estado de esfuerzo efectivo nulo. Aunque este estado fue referido como licuación inicial, esto no implica que el suelo no tiene resistencia cortante alguna. Si la carga monotónica se aplica al estado de licuación inicial, el espécimen de suelo se dilata hasta que se moviliza la resistencia de estado estable. Se pueden acumular deformaciones permanentes significantes durante cargas cíclicas, pero no puede ocurrir una falla por flujo. Es importante mencionar que la licuación inicial ocurre solamente cuando existe la inversión de esfuerzo cortante. Contrario a la licuación por flujo, no existe un punto bien definido en donde comienza la movilidad cíclica. Las deformaciones y desplazamiento permanentes se acumulan en incrementos y su magnitud depende del esfuerzo cortante estático y la duración del movimiento sísmico. Para movimiento de terreno de corta duración en un sitio casi plano, las deformaciones permanentes son pequeñas; en un talud moderadamente inclinado o un talud tendido, pero sujeto a un movimiento de terreno de larga duración, la movilidad cíclica puede producir en el suelo un nivel de deformación dañino. En el laboratorio, las características de movilidad cíclica se determinan en pruebas cíclicas en cámaras triaxiales, cortes directos y columnas torsionantes. Se ha observado (Ishihara, 1993) que, en todo tipo de arenas, desde sueltas, medianamente densas hasta densas, cuando se aplica una carga cíclica de determinada amplitud, la condición de movilidad cíclica llega a establecerse; o sea, que la presión confinante efectiva llega a anularse momentáneamente cuando la 158


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deformación cortante alcanza aproximadamente una magnitud de 5% en un sentido y 10% en ambos sentidos. Entonces es posible trazar una relación entre el esfuerzo cortante máximo y el número de ciclos para una deformación por cortante de 5% amplitud doble (figura 7.11). Generalmente la ordenada se expresa con un cociente de esfuerzo cíclico, que es el esfuerzo cortante máximo normalizado con la presión confinante inicial, al cual se le conoce como resistencia cíclica. Ahora, si se conoce el número de ciclos de una excitación sísmica dada, que generalmente tiene un intervalo que está entre diez y veinte ciclos, se puede determinar la resistencia cíclica correspondiente.

Figura 7.11 Resistencia cíclica contra el número de ciclos (Yoshimi et al, 1989).

En resumen, la licuación por flujo y movilidad cíclica son dos fenómenos manifiestos de la licuación, el primero, relacionado con la estabilidad y, el segundo, con la deformación. En el diseño de obras contra la licuación se deben considerar ambos conceptos. Es posible definir todavía otro fenómeno de licuación, en el cual, el suelo puede llegar a experimentar, bajo una carga cíclica, un aumento significativo del exceso en la presión de poro y, en consecuencia, una importante reducción de presión confinante efectiva, pero todo ello bajo la ausencia o un nivel bajo de esfuerzos cortantes iniciales. Este fenómeno ocurre en estratos de suelo horizontales y se manifiesta generalmente por la oscilación del terreno, asentamiento posterior al sismo o volcanes de arena. Los desplazamientos permanentes laterales son pequeños. Este fenómeno se puede presentar en suelos sueltos y compactos.

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7.1.3 Estudios geotécnicos de licuación

La licuación es uno de los fenómenos que han causado mayores daños geotécnicos a las obras civiles, incluyendo obras hidráulicas. Al interactuarse constantemente con el agua estas últimas son más susceptibles al problema. Por ello es conveniente realizar el estudio de la licuación en el diseño de las obras hidráulicas. En términos generales un estudio de licuación debe comprender nueve aspectos que se describen a continuación. a)

Reconocimiento del sitio

El recorrido de campo deberá realizarse por un geotecnista especialista en problemas de licuación, en compañía de un ingeniero geólogo. Se deberá estudiar la posibilidad de la presencia de rellenos artificiales, depósitos de materiales granulares y la posición aproximada del nivel freático. En esta etapa, es necesario tener acceso a la información en la literatura o experiencias locales sobre antecedentes de licuación en el área. En México se han reportado casos notorios de licuación en los estados de Veracruz, Chiapas, Guerrero, Michoacán y Colima. b)

Recopilación de datos geológicos y geotécnicos

Los datos geológicos y geotécnicos se deberán obtener por medio de exploraciones. El objetivo primordial es determinar con precisión la localización, profundidad y extensión de depósitos de suelo granular, que son más susceptibles a la licuación. La estratigrafía se estudia de manera más eficiente usando métodos geofísicos y pruebas de penetración; estas pruebas pueden ser de penetrómetro de cono o de penetración estándar. c)

Recopilación de datos sísmicos

Aunque puede ocurrir bajo condiciones de carga estáticas, la licuación se presenta con mucho mayor frecuencia ante excitaciones sísmicas, de allí la importancia de conocer la sismicidad del sitio. Para una obra dada, se deberá definir el periodo de retorno con que el diseño estructural se llevará a cabo. Con base en dicho periodo de retorno y un estudio sismológico se conocerán los parámetros sísmicos que abarcan la magnitud, epicentro o distancia epicentral, aceleración máxima y duración, así como espectro de diseño y acelerogramas. Este estudio se realizará preferentemente por un especialista sismólogo. A falta de un estudio detallado y para un diseño preliminar en obras de menor importancia, el mapa de peligro sísmico de México (Cenapred, 1996) es una valiosa fuente de consulta para definir de manera expedita los parámetros de sismo. d)

Identificación del potencial de licuación

Un estudio de licuación se debe iniciar con identificar la posibilidad de licuación en un sitio dado bajo un ambiente sismológico determinado. Existen diferentes métodos

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para el reconocimiento del potencial de licuación, desde una inspección visual hasta un análisis refinado. e)

Definición de la resistencia residual

Si en la etapa anterior se ha detectado la posibilidad de licuación, se deberá realizar un estudio para determinar la resistencia residual de los materiales, la cual será empleada posteriormente en el análisis de estabilidad. f)

Determinación de la generación de presión de poro

Si en el estudio del potencial de licuación se ha determinado que el sitio no es licuable, se deberá conocer la generación de exceso en la presión de poro durante el sismo, la cual se utilizará en el estudio de la estabilidad y deformación. g)

Evaluación de estabilidad

El estudio de estabilidad siempre es necesario, independiente de que el sitio sea o no identificado como licuable. En ambos casos, los parámetros de resistencia al corte de los materiales serán modificados de acuerdo con las condiciones de licuación; las cargas sísmicas también se tomarán en cuenta para un suelo no licuable. h)

Estimación de deformación

Cuando el suelo no es licuable, la deformación en lugar de la estabilidad controla el estudio. La deformación referida en este caso no es la transitoria que tiene lugar durante el sismo, sino la residual que se queda permanente después del sismo. i)

Recomendaciones

Con base en los estudios realizados en etapas anteriores, se deben definir si es necesario realizar mejoramiento de suelo. Si se procede a mejorar el suelo se deben definir los parámetros del suelo mejorado y llevar a cabo nuevamente una evaluación de licuación para conocer la efectividad del mejoramiento. Si este resulta costoso es preferible modificar el diseño para que la estructura resista la licuación. En este caso, los estudios de estabilidad y deformación deberán considerar tales modificaciones y comprobar su efectividad. En las otras secciones de este capítulo se describirán en detalle los procedimientos de análisis para identificar el potencial de licuación, la definición de la generación de presión de poro, así como estudios de estabilidad y deformación. 7.2. POTENCIAL DE LICUACIÓN No todos los suelos son susceptibles a la licuación, aún cuando estén sujetos a una excitación sísmica fuerte. En cambio, en algunos suelos, la licuación puede ocurrir

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bajo condiciones meramente estáticas como suele presentarse en rellenos hidráulicos. La determinación del potencial de licuación de un suelo tiene como objeto identificar la licuabilidad de un depósito de suelo. En esta etapa, solamente es necesario saber si el suelo se va a licuar bajo una combinación de ciertas condiciones geológicas, geotécnicas, sismológicas e hidráulicas. Dependiendo de si el suelo es licuable, el depósito podrá excluirse como material de construcción o de cimentación, mejorarse o simplemente usarse siguiendo procedimientos de diseño adecuados, para los cuales se procederá a estudiar con mayor detalle su comportamiento respecto al fenómeno de licuación definiendo los parámetros que se requieren en el diseño. 7.2.1 Identificación preliminar

La identificación preliminar del potencial de licuación puede llevarse a cabo mediante uno de los tres siguientes métodos o una combinación de ellos. a)

Datos históricos

Muchos de los casos de licuación han sido reportados en la literatura, los cuales constituyen un acervo muy valioso en un estudio preliminar del fenómeno. En México, los problemas de licuación se han encontrado en los estados de Michoacán, Chiapas, Veracruz y Colima. Se ha observado que en un sitio donde ha ocurrido la licuación, si las condiciones del subsuelo y del agua subterránea no cambian, el problema puede volver a presentarse (Youd, 1984). En consecuencia, en los sitios en los que tienen antecedentes de licuación, la probabilidad de una nueva ocurrencia es alta. Las investigaciones en el campo, posteriores a sismos fuertes, también indican que los sitios que históricamente han tenido problemas de licuación están confinados a una zona dentro de una distancia particular a la fuente sísmica. Una recopilación de datos sísmicos y de observación de daños en muchas partes del mundo (Ambraseys, 1988), revela que una relación entre la magnitud del sismo y la distancia epicentral separa dos zonas bien identificadas, una con posibilidad de licuación, y la otra, no (figura 7.12). Este mapa también sirve para definir el potencial de licuación.

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Figura 7.12 Mapeo de los datos de licuación como función de distancia focal y magnitud.

b)

Datos geológicos

Los depósitos de suelo susceptibles a la licuación están formados dentro de un intervalo relativamente estrecho de entornos geológicos. El ambiente de depositación, entorno hidrológico y edad de un suelo afectan su potencial de licuación. Los procesos geológicos que segregan suelos a una distribución uniforme de tamaños de partículas y depositándolos en estado suelto, producen depósitos más susceptibles a la licuación. En este rubro, se pueden encontrar suelos fluviales, suelos coluviales y eólicos, si estos están saturados. La licuación también se ha presentado de forma menos consistente en abanicos y planicies aluviales, terrazas, playas y estuarios. Un suelo con una edad de formación mayor es menos susceptible a uno que es más joven. La licuación ocurre solamente en suelos saturados y es más común a una profundidad menor de 5 m debajo del nivel freático. Si el nivel freático no es constante, el potencial de licuación también fluctúa. Los rellenos artificiales que se han formado sin compactación son muy susceptibles a la licuación. Ejemplos típicos son rellenos hidráulicos y presas de jales que representan un potencial de licuación bajo condiciones estáticas y dinámicas.

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c)

Propiedades índice

Como la causa fundamental del fenómeno es la generación del exceso en la presión de poro y la dificultad de su disipación, es obvio que las propiedades índice tales como el tamaño y la forma de partícula así como la distribución granulométrica afectan el potencial de licuación. En la figura 7.13 se ilustran los intervalos de suelos licuables de acuerdo con su curva granulométrica. Por muchos años, la licuación ha estado relacionada esencialmente con arenas. Recientemente se ha descubierto que también en las gravas se han presentado varios casos de licuación, razón por la cual los intervalos marcados en la figura 7.13 se han extendido. La granulometría afecta al potencial de licuación; los suelos bien graduados son menos susceptibles a la licuación que los suelos uniformes o mal graduados. Arenas finas o arenas limpias tienen mayor potencial que las gruesas o las contaminadas con limos. Las mezclas de arenas con arcillas tienen muy baja posibilidad de licuación porque los materiales finos proporcionan la cohesión al suelo. También se han observado casos de licuación en limos no plásticos, tanto en el laboratorio como en el campo; en estos casos, las características de consistencia controlan el potencial de licuación. Limos con partículas redondas son más susceptibles a la licuación que aquellos que tienen partículas de forma laminar. El criterio de identificación más usado para limos fue establecido en China, mismo que se resume en la tabla 7.1. Un suelo licuará si se cumplen simultáneamente los cuatro criterios especificados en la tabla. Tabla 7.1 Criterios de licuación en suelos con finos Criterios Valor Porcentaje de finos menores que < 15% 0.005 mm Límite líquido (LL) < 35% Contenido de agua > 0.9LL Índice de liquidez < 0.75

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Figura 7.13 Curvas de granulometría de suelos licuables. 7.2.2 Método de esfuerzo estático

Si la identificación preliminar detecta alguna posibilidad de licuación en un depósito, se debe proceder a emplear un método de identificación más elaborado. Uno de estos métodos se basa en el análisis de estabilidad estática. Se deben utilizar los parámetros de resistencia correspondientes a la de estado estable como se ha explicado en las subsecciones 7.1.1: “Antecedentes” y 7.1.2: “Fundamentos teóricos”, por lo que la licuación por revisar es la licuación por flujo. El factor de seguridad debe ser mayor que 1.1. La resistencia en el estado estable puede determinarse en el laboratorio y en el campo. Es importante recalcar que el estado actual de conocimiento sobre problemas de licuación indica que las correlaciones empíricas con base en observaciones del comportamiento de depósitos de suelos o estructuras térreas durante sismos reales, son más confiables que aquellos métodos analíticos. El fenómeno de licuación reproducido en laboratorio difiere substancialmente de aquél observado en campo. Se debe estar consciente de la diferencia entre los resultados de laboratorio y los fenómenos reales presentados en campo procurando siempre interpretar, minimizar o corregir las diferencias que se establecen. En el laboratorio se llevarán a cabo pruebas triaxiales estáticas consolidadas no drenadas usando muestras inalteradas. El procedimiento de prueba consiste en cuatro pasos (Poulos, 1988):

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a) b) c) d)

a)Determinación de la relación de vacíos en el campo. b)Definición de la línea del estado estable en muestras compactadas. c)Resistencia del estado estable para muestras inalteradas. d)Corrección de resistencias para relación de vacíos.

En el campo, la resistencia en el estado estable se especifica usando resultados de prueba de penetración estándar y correlaciones empíricas. En la figura 7.14 se muestra la correlación obtenida de varios casos históricos de licuación por flujo. La resistencia está relacionada con el número de golpes corregido, (N1)60, el cual está relacionado con el número de golpes que se determina directamente de las pruebas de penetración estándar N de acuerdo con la siguiente fórmula:

(N1 )60 = NCN

E 60

(7.1)

donde CN es un factor de corrección por el esfuerzo vertical efectivo σ’v0 que se expresa gráficamente en la figura 7.15, en la que interviene también la densidad relativa Dr o mediante la siguiente relación (Ishihara, 1993): Cn =

1. 7 0.7 + σ 'υ 0

(7.2)

donde σ’v0 se expresa en kg/cm2. El parámetro E es el porcentaje de energía del martillo que se usa en la prueba con respecto a la energía de caída libre. Para los dos martillos que se usan frecuentemente, de seguridad y de buñuelo (figura 7.16), E = 60 y E = 45 respectivamente. Finalmente se realiza una corrección adicional por el efecto del contenido de finos, de manera que el número de golpes corregido final (N1)60-CS está dado por (N1)60-CS = (N1)60 + Ncorr

(7.3)

En la tabla 7.2 se presentan los valores del factor de corrección Ncorr. Una vez definida la resistencia en el estado estable, se realizará el análisis de estabilidad estática utilizando cualquier método de análisis de estabilidad, siendo el de Bishop modificado el más usado. En el análisis deberá tomarse en cuenta el flujo de agua establecido dentro del dominio del análisis. Es importante calcular el factor de seguridad mínimo contemplando todas las posibilidades de la presencia de algún estrato delgado, lente o bolsa que contenga material licuable o de baja resistencia. En el análisis no se considerarán las cargas sísmicas ni siquiera en forma de fuerzas seudoestáticas; las cargas corresponderán solamente al peso propio, fuerza de filtración por flujo establecido y alguna otra sobrecarga permanente.

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Tabla 7.2 Porcentaje de finos 0 10 15 20 25 30 35 50 75

Factores de corrección. Ncorr Seed-Harder 0 1 2 4 5

Stark-Mesri 0 2.5 4 5 6 6.5 7 7 7

Figura 7.14 Resistencia de estado estable como función del número de golpes.

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Figura 7.15 Función de corrección de esfuerzos

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Figura 7.16 Dos tipos de martillos para pruebas de penetración estándar

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7.2.3 Método del esfuerzo cíclico

Entre todos los métodos de identificación, el del esfuerzo cíclico es el más usado. Fue desarrollado inicialmente por Seed y enriquecido durante los últimos 25 años. Este método, a pesar de su simplicidad y carácter empírico, no deja de ser confiable y más preciso que otros que aparentemente tienen más fundamentos teóricos. Consiste en determinar el estado de esfuerzo inicial o estático antes del sismo, el esfuerzo cíclico generado durante el sismo y la resistencia cíclica. Con base en estos datos, se determina el factor de seguridad contra la licuación definido por Fsl =

τl τ cyc

(7.4)

donde τl l es la resistencia cíclica y τcyc es el esfuerzo cíclico. Si Fsl es menor que uno, el suelo se licuará. a)

Esfuerzo estático

En un depósito de suelo horizontal donde no se presenta esfuerzo cortante, el estado de esfuerzo estático se define por su esfuerzo vertical total σv0, esfuerzo horizontal total σh0 y presión de poro u0. El esfuerzo vertical total se puede calcular simplemente sumando el peso propio de la columna de suelo. Para una geometría más compleja, tal es como un terraplén o un terreno que tiene estructuras cimentadas donde se presenta el esfuerzo cortante inicial, el estado de esfuerzo estático se determinará en un análisis esfuerzo-deformación bi o tridimensional que generalmente se llevará a cabo usando el método de elementos finitos. En el análisis se deberá considerar el comportamiento no lineal del suelo, consecuencias de la construcción o excavación, interacción suelo-estructura y régimen de flujo establecido. b)

Esfuerzo cíclico

Para un depósito de suelo horizontal el esfuerzo cíclico τcyc se calcula de acuerdo con la siguiente expresión empírica: a τ cyc = 0.65σ v 0 rd máx (7.5) g

donde σv0 = esfuerzo vertical total estático, amáx = aceleración máxima en la superficie de terreno y g la aceleración de la gravedad, rd es un factor de reducción de esfuerzo, una función con respecto a la profundidad de suelo que es igual a 1 en la superficie de terreno (z = 0) y disminuye con la profundidad. La figura 7.17 muestra los intervalos de variación de rd , misma que ha sido expresada por rd = 1 - 0.015z donde z está en metros.

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(7.6)

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Figura 7.17 Función de reducción de esfuerzos para el análisis de licuación.

Igual que en el caso estático, cuando la geometría del terreno resulta compleja, tal como un terraplén o terreno cimentado, el análisis dinámico deberá llevarse a cabo mediante métodos más rigurosos, usando generalmente procedimientos de elementos finitos. El análisis será bi o tridimensional considerando la variación de rigidez dinámica y amortiguamiento de suelos con respecto al nivel de deformación cortante dinámica, así como con la estratigrafía o zonificación de materiales. El análisis estático realizado en la etapa anterior es indispensable para el análisis dinámico, pues aquél determina los parámetros dinámicos del suelo. La excitación sísmica generalmente se define mediante acelerogramas que toman en cuenta la sismicidad local y el periodo de retorno con que la obra se diseñará. El estado de esfuerzo dinámico así calculado es general en el sentido de que se presentan esfuerzos normales y cortantes, además de que ellos oscilan con el tiempo. El esfuerzo cíclico τcyc que se requiere para el análisis de licuación deberá estimarse para un plano horizontal y para que represente su valor máximo equivalente. c)

Resistencia cíclica de laboratorio

En el laboratorio, el comportamiento dinámico de suelos se estudia realizando pruebas triaxiales, cortes simples o pruebas torsionantes. En la prueba triaxial, se aplica, durante la etapa de consolidación la presión confinante la cual puede ser 171


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isotrópica o anisotrópica simulando, en el último caso, una condición de reposo de la muestra en el campo. En la etapa de falla, se aplica una carga desviadora en forma dinámica; esta carga transitoria está caracterizada por su amplitud, frecuencia y número de ciclos. Según el enfoque de la movilidad cíclica (ver también la sección 7.1.2: “Fundamentos teóricos), la resistencia cíclica de un suelo se define como el esfuerzo desviador requerido para alcanzar una licuación momentánea, en la que el esfuerzo confinante total llega momentáneamente a ser igual a la presión de poro o en la que la amplitud de deformación cíclica llega a alcanzar un valor de 5% en un sentido. Generalmente la frecuencia de la carga aplicada no influye en los resultados de resistencia, por lo que comúnmente se usa un valor fijo para todas las pruebas. A fin de comparar resultados de diferentes pruebas a diferentes presiones confinantes, la resistencia se normaliza con respecto a la presión confinante efectiva para obtener un cociente de esfuerzo cíclico (CSR por sus siglas en inglés). Así, por ejemplo, para la prueba triaxial se tiene (CSR)tx = σdl / 2σ’30 y para la prueba de corte simple, (CSR)ss = τl / σ’v0. Los cocientes de esfuerzo cíclico no son equivalentes en las dos pruebas mencionadas, pero guardan una relación de acuerdo con la siguiente expresión: (CSR)ss =

cr (CSR)tx

(7.7)

donde el factor de corrección cr toma los valores indicados en la tabla 7.3, en la cual el parámetro K0 es el coeficiente de empuje de tierra en reposo. Tabla 7.3

Factor de corrección. cr

Referencia Finn et al (1971) Seed y Peacock (1971) Castro (1975)

Ecuación cr = (1 + K0)/2 cr = 2(1+2 K0)/3√3

K0 = 0.4 0.7 0.55-0.72 0.69

K0 = 1.0 1.0 1.0 1.15

Sin embargo, los cocientes de esfuerzo cíclico obtenidos en laboratorio no pueden aplicarse directamente a un problema sísmico real, porque los sismos producen esfuerzos cortantes en varias direcciones y no en una sola, como en las pruebas de laboratorio. Seed et al., (1975) han sugerido aplicar una disminución de 10% a los cocientes de laboratorio, así que se define el cociente en el campo como (CSR ) campo =

τl = 0.90(CSR ) ss = 0.90c r (CSR ) tx σ 'v0

(7.8)

A este valor de cociente de esfuerzo cíclico deberán aplicar un factor de corrección por el esfuerzo cortante estático (figura 7.18), de manera que la resistencia cíclica se estima finalmente como τl = 0.90 cr Kα (CSR)tx σ’v0 (7.9)

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d)

Resistencia cíclica por pruebas de penetración estándar

La estimación por este método consiste en los siguiente pasos: 1) 2)

3) 4) 5) 6)

Estimar el valor de la resistencia de penetración corregida ( N1 ) 60 , el cual se ha definido en la sección 7.2.2: “Método de esfuerzo estático”. Evaluar el cociente de esfuerzo cíclico (CSR)r para M = 7.5 y α = 0 (figura 7.19), donde M es la magnitud de sismo en la escala de Richter y α es el cociente de esfuerzo cortante estático definido como α = |τh0|/σ’v0, donde τh0 y σ’v0 son el esfuerzo cortante estático y el esfuerzo vertical efectivo estático, respectivamente. Determinar el valor de Kσ a partir de la figura 7.18. Especificar el valor de Kα a partir de la figura 7.20. Estimar el valor de KM a partir de la tabla 7.4. Calcular el valor de la resistencia cíclica como τl = σ’v0 Kα Kσ KM (CSR)r

(7.10)

Tabla 7.4 Factor de corrección por magnitud de sismo Magnitud de sismo M 8½ 7½ 6¾ 6 5¼

Factor de corrección 0.89 1.00 1.13 1.32 1.50

Figura 7.18 Factor de corrección como función del cociente de esfuerzos

173


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Figura 7.19 Resistencia cíclica como función del número de golpes.

Figura 7.20 Factor de corrección como función de la presión efectiva confinante.

174


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e)

Resistencia cíclica por prueba de cono

La determinación de la resistencia cíclica por medio de resultados de prueba de penetración de cono es similar a la que se ha descrito en pruebas de penetración estándar. En el inciso anterior se describieron los seis pasos a seguir para obtener la resistencia cíclica; los dos primeros pasos deberán modificarse mientras el resto continúa vigente. En el primer paso, se estimará la resistencia de penetración de cono modificada (qc)1 de acuerdo con la siguiente expresión: qc pa

( q c )1 =

σ 'v 0

(7.11)

ó ( q c )1 =

1.8q c 0.8 + σ ' v 0

(7.12)

donde qc es la resistencia de penetración de cono medida directamente en la prueba; σ’v0 es el esfuerzo vertical efectivo en tsf o kg/cm2 y pa es la presión atmosférica. En seguida, se puede obtener el cociente de esfuerzo cíclico de referencia (CSR)r en la figura 7.21. Se seguirán los pasos de tres a seis para obtener al final la resistencia cíclica corregida. f)

Resistencia cíclica por velocidad de onda

También se utiliza la velocidad de la onda de corte para detectar la probabilidad de licuación, correlacionando la velocidad normalizada vs1 con el cociente de esfuerzo cíclico CSR como se muestra en la figura 7.22. Esa velocidad normalizada está relacionada con la velocidad de ondas de corte medida en el campo vs mediante la siguiente expresión: vs1 =

El exponente n varía entre 3 y 4.

175


vs n σ' v0

(7.13)

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Figura 7.21 Resistencia cíclica en función de la resistencia de penetración de cono.

Figura 7.22 Resistencia cíclica en función de la velocidad de propagación de ondas.

176


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7.2.4 Método de resistencia al colapso

Ovando y Segovia (1996) presentaron un nuevo método desarrollado dentro del marco de modelos de superficies de colapso. En lo contrario a la metodología del método de esfuerzo cíclico, en que se comparan la resistencia cíclica con el esfuerzo cíclico inducido, el factor de seguridad aquí calculado se deriva de la comparación entre el esfuerzo cíclico y la resistencia al colapso, característica que se determina en una prueba triaxial estática. La ventaja de este método es su capacidad de unificar en un solo modelo los dos conceptos de licuación, licuación por flujo y movilidad cíclica. El esfuerzo cíclico se calcula de acuerdo con lo explicado en el inciso b) de la sección 8.2.3: “Método del esfuerzo cíclico”. La resistencia máxima del suelo se calcula de acuerdo con el siguiente procedimiento: a)

b)

c) d)

Determinar las propiedades del depósito en el campo, particularmente la densidad relativa y el estado de esfuerzo efectivo, mediante pruebas de campo y laboratorio. Determinar los cuatro parámetros de suelo e, egf, egf, máx, egf, mín. e = relación de vacíos, egf = relación de vacíos intergranular que se calcula como egf = (Vv + Vf)/Vs definiendo Vv, Vf, Vs como los volúmenes de vacíos, de material fino y de arena respectivamente. egf, máx y egf, mín son valores máximos y mínimos de egf. Calcular los esfuerzos desviadores y octaédricos en los puntos de colapso estructural y del estado estable qsc, qss, p’sc y p’ss (ver figura 7.23). Calcular la resistencia máxima del suelo como qsc/2.

Una vez obtenida la resistencia máxima del suelo, se determina el factor de seguridad contra la licuación Fsl =

qsc τ cyc

(7.14)

Si el factor Fsl es menor que 1, se licuará el suelo. En el caso contrario se requieren más estudios para determinar con precisión el potencial de licuación. Primero, deberá determinarse la superficie de estado límite (SEL). El cálculo comienza con la definición de la generación de exceso de presión de poro durante cargas cíclicas. Conviene relacionar los incrementos de presión de poro Δun y los esfuerzos cortantes Δτcyc mediante el cociente An = Δun/Δτcyc. Este cociente depende del número de ciclos de carga n. La relación An y n se determina en una prueba triaxial cíclica y se ha mostrado una regla bilineal en la gráfica √ An y log (n) (figura 7.24). Si la trayectoria cíclica no intercepta la superficie del estado límite, no habrá la licuación por flujo. En el caso contrario, deberá determinar si dicha trayectoria intercepta la superficie del estado límite precisamente en el punto definido por qsc y

177


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p’sc. Si es afirmativo, el suelo experimentará la movilidad cíclica y, en el caso negativo, el suelo se licuará.

Figura 7.23 Superficie de estado límite y zona de inestabilidad.

Figura 7.24 Parámetro de presión de poro en el método de resistencia al colapso

178


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7.3. ANÁLISIS DE ESTABILIDAD Y EMPUJE DE TIERRA 7.3.1 Talud

La estabilidad de taludes se expresa en términos del factor de seguridad Fs. Los análisis de estabilidad en suelos licuables no difieren mucho de aquellos de suelos convencionales. Los métodos de equilibrio límite son los más usados, entre ellos se encuentran Bishop modificado, Spencer, Morgenstern y Price. Sin embargo, el uso de propiedades mecánicas y la suposición de condiciones de carga son diferentes para cada tipo de suelo e, inclusive, para suelos licuables, las inestabilidades debidas a la licuación por flujo y la movilidad cíclica se analizan en forma diferente tal, como se describe más adelante. En muchas ocasiones, el suelo licuable está confinado como un estrato delgado entre otros no licuables, pero este suelo licuable puede generar inestabilidad global. Por tanto, es importante detectar estos estratos delgados durante la exploración e incluirlos en el análisis de estabilidad. Es una práctica común suponer superficies de falla circulares; sin embargo, los estratos horizontales pueden generar que la superficie de falla crítica no sea circular. Es recomendable, por ello, analizar además de las fallas circulares, aquéllas superficies no circulares que representen mejor la condición crítica, forzándolas a pasar por zonas licuables. a)

Inestabilidad debida a la licuación por flujo

Los fundamentos teóricos y la identificación de la licuación por flujo se han descrito en las secciones 7.1.1: “Antecedentes”, 7.1.2: “Fundamentos teóricos” y 7.2.2: “Método del esfuerzo estático”. El método de análisis de estabilidad es esencialmente lo mismo que el método del esfuerzo estático cuando se pretende identificar el potencial de licuación (7.2.2). b)

Inestabilidad debida a la movilidad sísmica

Este análisis se realizará en términos de esfuerzos efectivos. Los parámetros de resistencia que se determinan en pruebas estáticas pueden mantenerse o reducirse en un 80%. Sobre las condiciones de flujo de agua establecido antes de sismo, deberá tomarse en cuenta adicionalmente la generación de exceso en la presión de poro. Dicha presión de poro se expresa generalmente como un cociente de la presión de poro ru, que es a su vez una función del factor de seguridad contra la licuación que se muestra en la figura 7.25. El cociente de presión de poro ru se define como la relación entre el exceso de presión de poro Δu y el esfuerzo vertical efectivo estático σ’v0 , ru = Δu/σ’v0. Dicho parámetro deberá incorporarse al análisis de estabilidad. El análisis es del tipo seudoestático, pues toma en cuenta la carga sísmica como un porcentaje de la carga por la gravedad, el cual se denomina coeficiente sísmico. El coeficiente sísmico se asigna en dos direcciones: horizontal y vertical, y permanece

179


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constante a toda profundidad del talud. La magnitud del coeficiente sísmico que deberá usarse depende básicamente de la magnitud de deformación tolerable. Para una tolerancia mayor de deformación el coeficiente sísmico será menor. Estudios recientes han indicado que si el coeficiente sísmico es equivalente a la mitad de la aceleración máxima del terreno, la deformación permanente será pequeña. Este criterio es adecuado.

Figura 7.25 Parámetro de presión de poro de arenas sueltas. 7.3.2 Cimentación

Si el terreno de cimentación es licuable, es recomendable cimentar la estructura mediante cimentaciones piloteadas, las cuales atraviesan el estrato licuable (figuras 7.26 y 7.27). En este caso, el diseño estará basado en que el estrato licuable no pierda por completo su resistencia al esfuerzo cortante. Será necesario evaluar tanto la estabilidad global de la estructura, losa y pilotes, como la estabilidad interna de los pilotes, esto es, los elementos mecánicos generados en éstos. Cuando la zona de licuación está confinada, su extensión es pequeña comparada con la de la estructura y ésta es ligera, será posible proponer una cimentación superficial. En este caso, la cimentación deberá ser una losa con el fin de incrementar la rigidez global del conjunto, minimizando asentamientos globales. Cuando se evalúe la capacidad de carga del terreno de cimentación, será indispensable cerciorarse que la superficie de falla pase por la zona licuable. En este caso es mejor emplear métodos para la estabilidad de talud en el análisis de capacidad de carga con el fin de encontrar la superficie de falla más crítica. Cuando el estrato licuable se extiende a todo el ancho de la cimentación superficial, podrán usarse las fórmulas tradicionales del cálculo de capacidad de carga con la

180


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siguiente reducción a los parámetros de resistencia. El ángulo de fricción interna estático φ deberá sustituirse por el ángulo de fricción interna aparente φ’ (Zeevaert, 1983, Edinger, 1989), el cual se calcula de la siguiente manera: ap ⎛ ⎞ 1 ⎟senφ senφ = ⎜⎜1 − C g 1 − 2senφ / 3 ⎟⎠ ⎝

(7.15)

donde ag = aceleración máxima del terreno, g = aceleración de la gravedad, C = 4/3 si el nivel freático se encuentra en la superficie de terreno y C = 2/3 si el nivel freático se encuentra a la profundidad de desplante. Okamoto (1984) propuso otra fórmula para el cálculo del ángulo de fricción interna aparente con base en los datos obtenidos de la prueba de penetración estándar: φ' = φ −

⎛ 2a ⎞ 20 − N tan −1 ⎜⎜ p ⎟⎟ 15 ⎝ 3g ⎠

(7.16)

donde N = número de golpes en la penetración estándar limitado entre 5 y 20.

Figura 7.26 Movimientos horizontales de pilotes generados por licuación.

181


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Figura 7.27 Volteo de la zapata de pilotes generado por licuación. 7.3.3 Muro de retención

Se deben revisar las condiciones de estabilidad contra cuatro mecanismos de falla: por volteo, deslizamiento, capacidad de carga y falla generalizada. La capacidad de carga y la estabilidad generalmente requieren estudios similares a los descritos en las secciones 7.3.1: “Talud” y 7.3.2: “Cimentación”. Los mecanismos de falla por volteo o deslizamiento están relacionados con empujes de tierra generados durante y después de sismo. Bajo condiciones estáticas, el suelo puede estar en un estado activo o pasivo debido a las condiciones de desplazamiento y su resistencia al corte. Por la generación de presión de poro durante sismos y, en consecuencia, la disminución de la resistencia al corte, los empujes pasivos se disminuyen y los activos se incrementan de manera que en un estado de licuación ideal, los empujes igualan al esfuerzo vertical total. En la figura 7.28 se muestra cómo evolucionan los empujes laterales durante un sismo. En conclusión, después de un sismo, el empuje de tierra que genera un suelo licuable es aproximadamente igual al esfuerzo vertical total. Durante el sismo, el relleno ejerce un empuje dinámico sobre el muro. Aunque se utiliza frecuentemente el método Mononobe-Okabe para su evaluación, cabe hacer notar que si el relleno es licuable, este método seudoestático deja de ser adecuado porque, en este caso, las propiedades dinámicas del relleno licuado juegan un papel importante, las cuales, combinadas con las características sismológicas, pueden generar fenómenos de resonancia o efectos de fase que no se toman en cuenta en el

182


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método seudoestático y generan daños mayores. Es recomendable efectuar un análisis dinámico riguroso para estos casos.

Figura 7.28 Evolución de empujes estáticos.

7.4. ANÁLISIS DE DEFORMACIÓN Es muy distinta la manifestación de las deformaciones inducidas por diferentes tipos. La licuación por flujo generará deformaciones de gran magnitud que son difíciles de controlar, mientras la deformación producida por la movilidad cíclica es pequeña y puede limitarse a un intervalo tolerable que determinan las condiciones de servicio de una obra determinada. Existen varios métodos que sirven para evaluar distintas deformaciones. 183


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a)

Deformación inducida por movilidad cíclica

Cuando un depósito de suelo sufre la movilidad sísmica, se genera un exceso en la presión de poro. Conforme se disipa dicha presión de poro, el depósito tendrá una deformación volumétrica, la cual se manifiesta por un asentamiento en la superficie. El asentamiento se evaluará de acuerdo con el método propuesto por Seed y sus colaboradores. Cuando el esfuerzo cortante esté presente, como lo es en taludes, zapatas o muros, las deformaciones permanentes se evaluarán por medio del método de Newmark. b)

Deformación inducida por flujo

La licuación por flujo generará deformaciones grandes que puede analizarse por medio de los siguientes métodos (Kramer, 1996): • • • • • •

Lucia et al. (1981). Hamada et al. (1986). Byrne (1991). Baziar et al. (1992). Bartlett y Youd (1992). Análisis de elementos finitos.

Detalles de estos procedimientos se pueden consultar en Kramer (1996). 7.5. MEJORAMIENTO DE SUELO (OVANDO Y SEGOVIA, 1996) El mejoramiento de rellenos granulares sueltos generalmente involucra grandes volúmenes de material y, por ello, la selección del método idóneo para cada caso suele involucrar aspectos económicos que, en muchas ocasiones, se privilegian en detrimento de las consideraciones exclusivamente técnicas. Los costos varían notablemente de uno a otro método y, por esta razón los ingenieros geotecnistas deben conocer las características de los métodos disponibles, así como su efectividad probable y las dificultades para implantarlos en situaciones particulares. La mayoría de los métodos de mejoramiento aprovechan la capacidad del suelo para deformarse e incluso licuarse para lograr el mejoramiento deseado. Por lo tanto, es imprescindible tener un conocimiento claro de las características y propiedades del depósito, para lograr las metas esperadas. Sería imposible presentar y describir, detalladamente en este trabajo, los métodos para el mejoramiento de arenas. Para ello se recomienda recurrir al trabajo de Van Impe y Madhav (1995). A continuación se describen brevemente algunos de ellos, atendiendo a la frecuencia con que éstos han sido utilizados.

184


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a)

Compactación dinámica o de impacto

Probablemente la técnica más antigua para el mejoramiento de suelos, utilizada por los antiguos romanos y en Estados Unidos, desde el siglo pasado, pero realmente racionalizada por en la década de los años setenta, consiste en dejar caer una masa, en un arreglo particular, desde una altura fija, para compactar el suelo, usando una grúa para izarla. Los pesos pueden llegar a las 40 t y a alturas de caída de 30 m. Las experiencias han demostrado que este método es el menos confiable, pues es difícil lograr el mismo nivel de control y, por ello, también requiere de ensayes de verificación extensivos. Se recomienda para mejorar rellenos de poco espesor, pues el efecto del impacto decrece rápidamente con la profundidad. En México se tienen varias experiencias en la aplicación de este método (Girault, 1989). b)

Vibrocompactación

Método de mejoramiento profundo de suelos granulares que efectúa la densificación por el movimiento vertical y horizontal de un tubo vibrador hincado en el suelo. El vibrador es un tubo hueco de acero con masas excéntricas sostenido por una grúa. La forma de densificar consiste en hincar el tubo en arreglos regulares, provocando la licuación del suelo, para posteriormente reacomodar la estructura hasta alcanzar el grado de densificación deseado. Se han desarrollado varias técnicas y equipos para su ejecución; en algunas se utiliza un martillo hincador vibratorio y un tubo o perfil de acero que desde la superficie se va introduciendo y retirando continuamente. Esta técnica resulta poco eficiente, ya que hay que cerrar el espacio de los hincados para lograr la densificación deseada. En el puerto de Alvarado se desarrolló un tratamiento con esta técnica. c)

Vibroflotación

Técnica similar a la anterior en su ejecución, pero proporciona mejores resultados porque se hace aporte de arena o grava al momento que el suelo se licúa, formando, de este modo, columnas de suelo mejorado. d)

Vibrodesplazamiento

Consiste en la compactación por desplazamiento lateral del suelo que provoca un torpedo vibratorio con toberas en la punta para inyección de aire o agua que se hinca hasta la profundidad deseada, variando la frecuencia de vibración y el arreglo del hincado. El torpedo de hincado consiste de un tubo de acero de gran peso, de 70 a 120 cm de diámetro, equipado con masas excéntricas internas. El proceso consiste en hincar el torpedo provocando el desplazamiento lateral del suelo, posteriormente se retira el torpedo y se rellena en capas con grava gruesa o piedra triturada – columnas de piedra–; se introduce nuevamente el torpedo y se densifica el material colocado, con lo que se logra reforzar el suelo por remplazo. Con este procedimiento se logra la densificación del material por refuerzo y se obtienen zonas de disipación de presión de poro.

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e)

Drenes verticales

Empleados principalmente para ayudar a la consolidación de depósitos de suelos cohesivos, como auxiliares en algunos casos de las precargas, también han sido utilizados para ayudar a mitigar los problemas de licuación, por su capacidad para disipar como drenes las presiones de poro que se generan durante un evento sísmico. Su efectividad para mitigar problemas de licuación ha sido limitada. f)

Inyección de mezclas (jet grout)

El jet grout, desarrollado en su versión actual en Japón, es una técnica que utiliza una broca con toberas horizontales de alta eficiencia que cortan los suelos lateralmente y, al mismo tiempo, introduce una inyección que se combina con el suelo formando columnas de material inyectado, logrando desde la mezcla del depósito de suelo con la inyección, hasta el completo remplazo. Generalmente se inyecta cemento y usualmente se ha utilizado para recimentar y restablecer la capacidad de estructuras dañadas. g)

Explosivos

En algunas ocasiones se han empleado para compactar materiales arenosos. Su principal limitación es la falta de control que se tiene en el proceso debido a la gran erraticidad de los resultados que suelen obtenerse cuando se utiliza este método. h)

Precarga

Consiste en aplicar una carga temporal sobre el área que se requiere mejorar, para lograr reducciones de volumen en la masa arenosa por consolidación. Su efectividad depende de la magnitud de la sobrecarga inducida en el suelo y, si se utiliza en grandes extensiones, puede resultar muy onerosa. Generalmente es menos efectiva que los métodos vibratorios de compactación. i)

Remplazo

Consiste en retirar el material licuable y remplazarlo con otro de mejores características. Atendiendo a los costos que significa, en general sólo resulta recomendable en el tratamiento de superficies relativamente pequeñas y en depósitos de poco espesor.

Entre estos métodos, la efectividad del jet grout y del vibrodesplazamiento es alta, porque los equipos actuales producen resultados confiables. Con la vibroflotación, la vibrocompactación, el impacto, los explosivos, e incluso, la precarga, es necesario ratificar constantemente los trabajos con pruebas de campo para verificar su eficacia.

186


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Referencias y bibliografía

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Tabla de conversión de unidades de medida al Sistema Internacional de Unidades (SI) OTROS SISTEMAS DE UNIDADES UNIDAD LONGITUD Pie Pulgada PRESIÓN/ ESFUERZO Kilogramo fuerza/cm2 Libra/pulgada2

SÍMBOLO

MULTIPLICADO POR

pie, ft.,‘ plg., in, “

0.3048 25.4

metro milímetro

m mm

2

kgf/cm

98,066.5

Pascal

Pa

2

lb/ plg ,PSI

6,894.76

Pascal

Pa

atm

98,066.5

Pascal

Pa

m H2O (mca)

9,806.65

Pascal

Pa

Atmósfera metro de agua Mm de mercurio

mm Hg

Bar bar FUERZA/ PESO Kilogramo fuerza MASA Libra Onza PESO VOLUMÉTRICO Kilogramo 3 fuerza/m 3 Libra /ft POTENCIA Caballo de potencia, Horse Power Caballo de vapor VISCOSIDAD DINÁMICA Poise VISCOSIDAD CINEMÁTICA Viscosidad cinemática ENERGÍA/ CANTIDAD DE CALOR Caloría Unidad térmica británica TEMPERATURA Grado Celsius °C

SISTEMA INTERNACIONAL DE UNIDADES (SI) SE CONVIERTE A UNIDAD SÍMBOLO

133.322

Pascal

Pa

100,000

Pascal

Pa

kgf

9.8066

Newton

N

lb oz

0.453592 28.30

kilogramo gramo

kg g

kgf/m3

9.8066

N/m3

N/m3

lb/ft

157.18085

N/m3

N/m3

CP, HP CV

745.699 735

Watt Watt

W W

μ

0.01

Mili Pascal segundo

mPa.s

ν

1

cal

4.1868

Joule

J

BTU

1,055.06

Joule

J

3

tk=tc + 273.15

2 m /s (St)

Stoke

Grado Kelvin

K

Nota: El valor de la aceleración de la gravedad aceptado internacionalmente es de 9.80665 m/s

189


Geotecnia en Suelos Inestables

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