algunos conceptos de ingenieria economicaDescripción completa
Ingeniería SanitariaDescripción completa
Ingenieria EconomicaDescripción completa
Descripción: torsion resistencia de materiales
Trabjo universitario sobre las caracteristicas y cualidades incas en la ingenieria civil. Descripcion de importantes tecnologias constructivas en acueductos vias y puentes.Descripción completa
Ensayo acerca de la importancia de la quimica en la ingenieriaDescripción completa
reparacion de pozos
ejercicios de diseño de maquinas
analisis fodaDescripción completa
Ingenieria AmbientalDescripción completa
Descripción: INGENIERÍA HIDRÁULICA
,
,
INGENIERIA GEOLOGICA
Luis I. Gonzalez de Vallejo Universidad Complutense de Madrid
Mercedes Ferrer lnstituto Geologico y Minero de Espaiia
Luis Ortuiio Uriel y Asociadas, S.A.
Carlos Oteo Universidad Politecnica de Madrid
---PEARSON
Prentice
Hall
Madrid • Mexico • Santare de Bogota • Buenos Ai res • Caracas • Lima • Montevideo • San Jua n • San Jose • Santiago • Sao Paulo • White Pla ins
/
Datos de cat alogaci6n bibliogn1fica
Luis I. Gonzalez de Vallejo, Mercedes Ferrer, L uis Ortuiio, Carlos Oteo INGENlERfA GEOL6GJCA PEARSON EDUCACI6N, Madrid, 2002 IS BN: 84-205-3 104-9 Materia: Geologia, 55 Formato 215 x 270
Luis I. Gonzalez de Vallejo, Mercedes Ferrer, Luis Ortufio, Carlos Oteo
Luis I. Gonzalez de Vallejo
Luis Ortufio Abad
Es Catedratico de Ingenieria Geolog ica de Ia Uni versidad Complutense de Mad rid (UCM) desde 1989. Se doctoro en dicha U niversidad en 1979 con una tesis sobre las propiedades geotecnicas de los suelos volcanicos de Teneri fe, por Ia que obtuvo el Premia Extraordi naria de Doctorado. Se especializo en Ingenierfa Geologica en el Imperial College de Ia Universidad de Londres, con el grado de Master of Science, y amplio estudi os de Mecanica de Rocas en Ia Un iversidad de Pennsylvania de EE.UU. Entre 1975 y 1985 pertenecio a Ia Empresa Nacional Adaro de Investi gaciones Mineras, donde fue Jefe del Departamento de Geotecnia. Desde 1990 es Director del Master de Ingeni erfa Geologica en Ia Facultad de Ciencias Geolog icas de Ia UCM. Es Vicepresidente de Ia Sociedad Espaiiola de Meca nica de Rocas, y miembro de Ia Asociacion de Ingenieros Geologos de America (AEG), entre otras sociedades nacionales e internacionales.
Es Ingeniero de Caminos, Canales y Puertos por Ia Universidad Politecnica de Madrid (UPM). Su carrera profesional se inici6 en el Departamento de Ingenierfa Geotecnica de Agroman, del que fue Director entre 1988 y 1990. E n 1988 obtuvo el grado de Master of Science en Mecanica del Suelo en ellmperial College de Londres con mencion honorffica, siendo galardonado con el Premia Soil Mechanics Ltd. Prize. En 1990 se incorporo a Uriel y Asociadas S.A. de Ingeni erfa Geotecnica, siendo actualmente su Director. Es Profesor Asociado de Ia Catedra de Geotecnia de Ia Escuela Superior de Ingenieros de Caminos Canales y Puertos de Ia UPM. Desde 1990 es profesor de Mecani ca del Suelo y Cimentaciones del Master en Ingenierfa Geologica de Ia UCM.
INGENIERiA GEOLOGICA
Mercedes Ferrer Gij6n ISBN: 84-205-3 104-9 Deposito legal: M-39286-2003 PRENTICE HALL es un sella editori al autorizado de PEARSON EDUCACION, S. A.
Editora: Isabel Capella Tecnico editorial: Son ia Ayerra
Equipo de producci6n: Director: Jose Antonio Clares Tecnico: Isabel Munoz Diseno de cubierta: Mario Guindel, Lfa Saenz y Begona Perez Composici6n: COPIBOOK, S. L. lmpreso por: ORYMU, SA IMPRESO EN ESPANA- PRINTED IN SPAIN Esle libro ha sido impreso con papel y lintas eco16gicos
Es Doctora en Ciencias Geologicas por Ia UCM ( 1990); su tesis sobre el amllisis del proceso de deformacion y del mecanismo de rotura en rocas blandas obtuvo un Premia de Ia Real Academia de Doctores. Pertenece a Ia Escala de In vestigadores T itulares de Organismos Autonomos del Ministerio de Ciencia y l_'ec nolog fa, siendo actualmente Jefa de Proyectos del Area de Riesgos Geol6gicos del Instituto Geologico y M inero de Espana. Desde 1996 es Profesora Asociada de Ingenierfa Geologica en la UCM, y profesora del Master de Ia UCM en esta especialidad desde 1990. Sus pri nci pales campos de in vestigacio n son los riesgos geologicos, la mecanica de rocas y los deslizamientos. Ha parti cipado en proyectos internacionales sobre mitigacio n y prevencion de ri esgos geo16gicos en Centroamerica, Argentina e Italia.
Carlos Oteo Mazo Es Doctor Ingeniero de Caminos, Canales y Puertos por la UPM ( J 972). Desde 1976 es Profesor Titular de Geotecnia en la Escuela Tecnica Superior de Ingenieros de Caminos, Canales y Puertos de Madrid. Entre 1987 y· 1996 fue Director del Laboratorio de Geotecnia del CEDEX. Ha dirigido numerosos estudios geotecnicos de cimentaciones de puentes, presas, edificios e instalaciones de energfa, runeles urbanos e in terurbanos, carreteras y ferrocarriles, problemas geoambientales y de mejora y refuerzo del terreno. Es Asesor de la Comunidad de Madrid para la Ampliacion del Metro ( 1995-2003). Pertenece a las Juntas Directivas de las Sociedades Espaiiolas de Mecanica del Suelo y de las Rocas, y es Presidente del Comite Tecnico Nacio nat CTN-103 «Geotecnia» de AENOR.
Auto res Luis I. Gonzalez de Vallejo Cap. 1 (lntroducci6n a Ia ingenieria geologica), Cap. 6 (In vesti gac iones in situ ), Cap. 1.0 (T(mel~s~, Ca~ . ll (Presas) y Cap. 15 (Riesgo sfsmtco). Parttctpacton en los Cap. 2, 3, 8 y 13.
Mercedes Ferrer C ap . 3 (Mecartica de rocas), Cap. 4 ~De~cripci 6n de macizos rocosos), Cap. 7 (Mapas geotecmcos), Cap. 9 (Ta ludes) , Cap. 13 (Prevenci6n de riesgos geo l6gicos) y Cap. 14 (Des1izamientos).
Luis Ortufio Cap. 2 (Mecanica de l sue lo) y Cap. 8 (Cimentaciones).
Carlos Oteo Cap. 12 (Estructuras de tierras). Participaci6 n e n los Cap. 2, 8, 9 y 10.
Colaboradores Alfredo Iglesias, /nstituto Geologico y Minero de Espaiia Hidrogeologfa (Cap. 5). Ricardo Oliveira, COBA y Universidad Nova de Lis boa Reconocimientos geol6gicos de presas; condic ionantes geo l6gicos y geotecnicos; neotect6nica y sismi cidad natura l e ind uc ida en presas (en Cap. 11 ).
CONTENIDO RESUMIDO
Andres Cm·bo, Universidad Complutense de Madrid Geoffsica (en Cap. 6). Ramon Capote, Universiclad Complutense de Madrid Fallas y terremotos (en Cap. 15) . Claudio Olalla, CEDEX y Universidad Politecnica de Madrid Contri buci6n a los apartados de resistencia de Ia matriz y de l macizo rocoso (en Cap. 3) y c imentac iones en roca (e n Cap. 8).
Meaza Tsige, Uni versidad Complutense d e Madrid Mi neralogfa y fabrica de arci llas (en Cap. 2). Jose Angel Rodriguez Franco, Prospeccion Y Ceotecnia, S.L. Contri buci6n en varies apartados de investigaciones in situ (en Cap. 6) y excavabi1idad de taludes (en Cap. 9).
Carmen Anton-Pacheco, lnstituto Geologico y Minero de Espaiia Te ledetecci6 n (en Cap. 6).
Michael Rosenbaum, University of Nottingham Contri buc i6n a l apartaclo de propieclades geotecni cas de los sedimentos (en Cap. 2).
PROLOGO
xx i
PARTE I FUNDAMENTOS YMETODOS Capitulo 1.
INTRODUCCION A LA INGENIERiA GEOLOGICA
Capitulo 2.
MECANICA DEL SUEL O
17
Capitulo 3. MECANICA DE ROCAS
11 7
Capitulo 4.
237
DESCRIPCION DE MACIZOS ROCOSOS
Capitulo 5. HIDROGEOLOGIA
263
Capitulo 6.
INVESTIGACIONES IN SITU
303
Capitulo 7.
MAPAS GEOTECNICOS
375
PARTE II APLICACIONES Capitulo 8.
CIMENTACIONES
393
Capitulo 9.
T ALUDES
429
Capitulo 10. TUNELES
487
Capitulo 11. PRESAS
54 1
Capitulo 12. ESTRUCTURAS DE TIERRAS
579
RECAPITULACION DE. LA PARTE II
599
PARTE III RIESGOS GEOLOGICOS
vi
Capitulo 13. PREVENCION DE RIESGOS GEOLOGICOS
607
Capitulo 14. DESLIZAMIENTOS Y OTROS MOVIMIENTOS DEL TERRENO
62 1
Capitulo 15. RIESGO SISMICO
665
CONTENIDO
xxi
PROLOGO
PARTE I I)
2.2.
,
FUNDAMENTOS YMETODOS ,
2.3.
INTRODUCCION A LA , , INGENIERIA GEOLOGICA
1 1.1.
DEFINICION E IMPORTANCIA DE LA INGENIERiA GEOLOGICA
2
1.2.
EL MEDIO GEOLOGICO Y SU RELACION 5 CON LA INGENIERIA
1.3.
FACTORES GEOLOGICOS Y PROBLEMAS GEOTECNICOS
1.4. 1.5.
7
METODOS Y APLICACIONES EN INGENIERiA GEOLOGICA
14
FUENTES DE INFORMACION EN INGENIERiA GEOLOGICA
15
1.6. ESTRUCTURA DEL LffiRO '
BffiLIOGRAFiA RECOMENDADA
2.4.
16 16
2MECANICA DEL SUELO ,
2.1.
INTRODUCCION Origen y formacion de los suelos Los suelos en ingeniel'ia geologica
2.5.
18 18 18
DESCRIPCION Y CLASIFICACION DE SUELOS Tipos de suelo Distribuci6n granulometrica Plasticidad Estado de los suelos PERMEABILIDAD. FILTRACIONES Y REDES DE FLUJ O Carga total. Teorema de Bernouilli EI agua en reposo. Presiones hidt·ostaticas El fluj o de agua en el terreno Conceptos basicos. Perdidas de carga y permeabilidad Carga hidniulica en el suelo. Gradiente hidraulico Ley de Darcy Fluj o estacionario en medio is6tmpo Fluj o estacionario en medio anis6tropo Permeabilidad y flujo en suelos estratificados TENSIONES EFECTIV AS Las f~ses y Ia estructm·a del suelo Suelos saturados. El postulado de las tensiones efectivas Fuerzas de filtraci6n. Sifonamiento Aplicaci6n de cargas sobre suelos saturados El concepto de Ia consolidaci6n Conceptos de carga sin drenaje y con drenaje Tensiones inclucidas en el suelo saturado por procesos de carga sin drenaje LA CONSOLIDACION Suelos normalmente consolidados y suelos sobreconsolidados Las tensiones horizontales en el teiTeno
, Factores complementarios que influyen en Ia estructura y comportamiento del suelo El ensayo edometrico
2.6. RESISTENCIA AL CORTE Introduccion Criterio de rotura El ensayo de corte directo Comportamiento de los suelos sometidos a corte Suelos granu1 ares S uelos arcillosos
El ensayo triaxial Dispositivo de ensayo Tipos de ensayo
El ensayo de compresion simple
65 65 74 74 74 75 78 78 81 84 84 85 89
2.7. INFLUENCIA DE LA MINERALOGIA Y LA F ABRICA EN LAS PROPIEDADES GEOTECNICAS DE LOS SUELOS Minerales de arcilla de interes geotecnico Propiedades fisico-quimicas d Propiedades geotecnicas y composicion mineralogica Microfabrica de los suelos arcillosos Propiedades geotecnicas y mict·ofabrica Resumen
2.8. CARACTERISTICAS GEOTECNICAS DE LOS SEDIMENTOS Depositos coluviales Depositos aluviales Depositos lacustres Depositos litorales Depositos glaciares Depositos de climas aridos y deserticos Depositos evaporiticos Depositos de dimas tropicales Depositos de ot·igen volcanico
2.9. PROBLEMASPLANTEADOSPOR LOS SUELOS EN INGENIERIA Suelos con problematica especial Arcillas expansivas Suelos dispersivos Suelos saJj nos y agresivos Suelos colapsables La acci6n del hielo y el «permaf rost» Fangos blandos y sensitivos Suelos licuefactables
j MECANICA DE ROCAS 3.1. INTRODUCCION Definicion, finalidad y ambitos de estudio Rocas y suelos Macizos rocosos
3.2. PROPIEDADES FISICAS Y MECANICAS DE LOS MATERIALES ROCOSOS Caracteristicas del medio t·ocoso Propiedades fisicas de Ia matriz rocosa Clasificacion de las rocas con fines geotecnicos Clasificacion de los macizos rocosos Meteorizacion de los materiales rocosos Procesos de meteorizaci6 n Meteorizaci6n de Ia matri z rocosa Meteorizaci6n de macizos rocosos
El agua subterranea Permeabilidad y flujo de agua Efectos sobre las propiedades de los mac izos rocosos
3.3. TENSIONES Y DEFORMACIONES EN LAS ROCAS Fuerzas y tensiones Tensiones sobre un plano Tensiones en tres dimensiones Resistencia y rotura Conceptos basicos Mecanismos de rotura
Relaciones tension-deformacion en las rocas Cdterios de resistencia
3.4. RESISTENCIA Y DEFORMABILIDAD DE LA MATRIZ ROC OSA Resistencia y parametros resistentes Efectos de Ia anisotropfa y de Ia presion de agua en Ia resistencia
Criterios de rotura Cri teria de Mohr-Coulomb Criterio de Hoek y Brown
Deformabilidad Ensayos de laboratorio de resistencia y deformabilidad Ensayo uniaxial o de compresi6n simple Ensayo de compresi6n triaxial Ensayos de resistencia a tracci6n Velocidad de ondas s6nicas Lim itaciones de los ensayos de laboratorio
11 8 11 8 121 121
125 125 127
Influencia en el comportamiento del macizo rocoso Tipos de discontinuidades Caracteristicas de las discontinuidades Resistencia al corte de los pianos de discontinuidad Criterio de Barton y Choubey Discontinuidades con relleno Ensayo de laboratorio de resistencia al corte
Permeabilidad y presion de agua
176 176 178 180 18 1 185 187
DESCRIPCION DE MACIZOS ROCOSOS
4
4.1. METODOLOGiA Y SISTEMATICA 4.2. DESCRIPCION Y ZONIFICACION DEL AFLORAMIENTO
DE MACIZOS ROCOSOS Resistencia
139
Deformabilidad de los macizos rocosos Ensayos in situ para medir Ia
Criteri os de rotura para macizos rocosos is6tropos Cr.i terio de Hoek y Brown Criterio de Mohr-Coulomb Criterios de rotura para maci zos rocosos ani s6tropos Resumen
3.7. LAS TENSIONES NATURALES Origen y tipos de tensiones Factores geologicos y morfologicos influyentes en el estado tensional Metodos de medida de las tensiones naturales
Medida de Ia direcci6n de los esfuerzos 218 (metodos geo16gicos) Estimaci6n de Ia magnitud de las tensiones por relaciones empfricas 2 19 Metodos i nstrume1~tal es para medir Ia 222 direcci6n y magni tud de las tensiones
3.8. CLASIFICACIONES GEOMECANICAS Clasificacion RMR Las clasificaciones geomecanicas en Ia practica BffiLIOGRAFiA RECOMENDADA REFERENCIAS BIBLIOGRAFICAS
DESCRIPCION DE LAS DISCONTINUIDADES Orientacion Espaciado Continuidad Rugosidad Resistencia de las paredes de Ia discontiuuidad Abertura Relleno Filtraciones
CONTENlDO
246 246 248 250 250 252 253 253 255
4.5. PARAMETROS DEL MACIZO ROCOSO 256 Numero y orientacion de familias de discontinuidades Tamaiio de bloque y grado de fracturacion Grado de meteorizacion
256 256 259
4.6. CLASIFICACION GEOMECANICA Y CARACTERIZACION GLOBAL DEL MACIZO ROCOSO
26 1
BffiLIOGRAFIA RECOMENDADA
262
REFERENCIAS BIBLIOGRAFICAS
262
.
) HIDROGEOLOGIA ,
5.1. FORMACIONES GEOLOGICAS Y SU COMPORTAMIENTO FRENTE AL AGUA Tipos de acuffero y su comportamiento Nivel piezometrico Movimiento del agua en los acuiferos
264 264 267 268
5.2. PARAMETROS HIDROGEOLOGICOS CARACTERISTICOS DE LAS FORMACIONES GEOLOGICAS Porosidad CONTEN lDO
X
238
27 1 27 1
xi
Coeficiente de almacenamiento Permeabilidad Transmisividad
272 273 274
5.3. FLUJO. LEY DE DARCY Y ECUACIONES FUNDAMENTALES DEL FLUJO EN MEDIOS POROSOS Ley de Darcy Velocidad de Darcy y velocidad real Generalizaci6n de Ia ley de Darcy Ecuaci6n de Ia continuidad para flujo estacionario Ecuacion de Laplace Ecuaci6n de Poisson Ecuaci6n del flujo en regimen transitorio
5.4. METODOS DE EVALUACION DE PARAMETROS HIDROGEOLOGICOS Ensayos de bombeo Ensayos de inyeccion Ensayos con tmzadores
5.5. METODOS DE RESOLUCION Metodos analiticos Redes de flujo Metodos numel"icos
DEL AGUA Calidad quimica de las aguas subterraneas Procesos fisico-quimicos. l nteraccion agua-acuifero Contaminaci6n y contaminantes de las aguas subterraneas Actividades antr6picas Mecanismos de introducci6n y propagaci6n de Ia contaminaci6n
297
BIBLIOGRAFIA RECOMENDADA
302
REFERENCIAS BIBLIOGAAFICAS
302
297 298 299 300 301
6
Fotointerpretaci6n y teledeteccion Fotointerpretaci6n Teledetecci6n Reconocimientos geol6gicos y geotecnicos de campo Conclusion
6.3. SONDEOS GEOTECNICOS Y CALICATAS Sondeos geotecnicos Sondeos a rotaci6n Sondeos con ban·ena helicoidal Soncleos a percusi6n Perforaciones especiales Numero y profundidad de sondeos Presentaci6n de los datos de perforaci6n Calicatas Muestras geotecnicas J'estificaci6n geotecnica
6.4. PROSPECCION GEOFISICA Geofisica de supertlcie Metodos electricos Metodos sfsmicos Metodos electromagm!ticos Metodos gravimetricos Metodos magneticos Geofisica en el interior de sondeos Testificaci6n geoffsica Sfsmica en sondeos Tomograffa sfsmica
6.5. ENSA YOS IN SITU Ensayos de resistencia Ensayos en suelos Ensayo de penetraci6n estandar (SPT) Ensayos de penetraci6n dim1mica Ensayos de penetraci6n estatica Ensayo de molinete Ensayos en Ia matriz rocosa Escler6metro o martillo Schmidt Ensayo de carga puntual Ensayos en discontinuidades Ensayo de resistencia al corte Tilt test
INVESTIGACIONES IN SITU
6.1. DISENO Y PLANIFICACION DE LAS INVESTIGACIONES IN SITU Objetivos e importancia Planificacion de las investigaciones in situ
6.2. ESTUDIOS PREVIOS Revision de informacion y antecedentes
304 304 306 308 308
Ensayos de deformabilidad Ensayos en suelos Ensayo presiometrico Ensayo de placa de carga Ensayos en macizos rocosos Ensayo dilatometrico Ensayo de placa de carga Ensayo de gato plano Metodos sfsmicos
Ensayos para medida de las tensiones naturales Ensayos de permeabilidad Ensayos en suelos Ensayo Lefranc Ensayo de Gilg-Gavard Ensayo de Matsuo Ensayo de Haefeli Ensayos en macizos rocosos Ensayo Lugeon
6.6. INSTRUMENTACION GEOTECNICA Medida de desplazamientos Desplazamientos entre puntos pr6ximos Desplazamientos entre puntos situados en superficie Desplazamientos profundos Medida de presiones intersticiales Medida de presiones
Clasificacion Contenido de los mapas geotecnicos Clasificaci6n y propiedades geotecnicas de suelos y rocas Condiciones hidrogeol6gicas Condiciones geomorfol6gicas Procesos geodim1micos
7.3. METODOS CARTOGRAFICOS Zonificaci6n geotecnica Representaci6n de datos Cartografia automatica Cortes geotecnicos
378 38 1 382 382 382 382 383 384 384
7.4. OBTENCION DE DATOS
385
7.5. APLICACIONES
386 386 389
Planificaci6n lngenieria BIBLIOGRAFIA RECOMENDADA
390
REFERENCIAS BIBLIOGRAFICAS
390
PARTE II APLICACIONES
8
CIMENTACIONES
Criterios generales de disefio Fases de estudio
8.2. CIMENTACIONES DIRECTAS Tipos de cimentaci6n Presion de hundimiento Definiciones basicas Calculo de Ia presion de hundimiento Capacidad de carga en condiciones sin drenaje Capacidad de carga en condiciones drenadas Coeficiente de seguridad. Presion admisible con respecto al hundimiento Distribuci6n de presiones bajo cimentaciones directas Distribuci6n de tensiones en el terreno bajo areas cargadas La estimaci6n de asientos en suelos Consideraciones generales Asiento instantaneo, de consolidaci6n primaria y de consolidaci6n secundaria Asientos instantaneos y de consolidaci6n primaria en arcillas saturadas Asientos en terrenos granulares Asientos en arcillas rfgidas
8.3. CIMENTACIONES PROFUNDAS Tipos de pilote Pilote aislado Determinacion de Ia carga de hundimiento Grupb de pilotes Rozamiento negativo sobre los pilotes Empujes laterales del terreno sobre los pilotes
9.8. EXCAVACION DE TALUDES Criterios de excavabilidad
483 484
Rellenos antr6picos Suelos blandos
425 425
RECONOCIMIENTOS GEOTECNICOS
425
BIBLIOGRAFiA RECOMENDADA
486
BIBLIOGRAFiA RECOMENDADA
428
REFERENCIAS BIBLIOGAAFICAS
486
REFERENCIAS BIBLIOGAAFICAS
428
8.6.
10
9
TALUDES
9.1.
INTRODUCCION
9.2.
INVESTIGACIONES IN SITU
9.3.
FACTORES INFLUYENTES EN LA ESTABILIDAD Estmtigrafia y litologia Estructura geologica y discontinuidades Condiciones hidrogeol6gicas Pmpiedades geomecanicas de los suelos y de los macizos rocosos Tensiones naturales Otros factores
9.4.
9.5.
9.6.
9.7.
TIPOS DE ROTURA Taludes en suelos Taludes en rocas Rotura plana Rotura en cui'ia V uelco de estratos Rotura por pandeo Rotura curva
ANlliSIS DE LA ESTABILIDAD Introducci6n Metodos de equilibrio limite Taludes en suelos Taludes en rocas Metodos tenso-deformacionales Cla~ificaci6n geomecanica de taludes lndice SMR
445 445 446 447 457 467 469 469
MEDIDAS DE ESTABILIZACION Introduccion Metodos de estabilizacion Modificaci6n de Ia geometrfa Medidas de drenaje Elementos estructurales resistentes Muros y elementos de contenci6n Medidas de protecci6n superficial
470 470 471 47 1 473 474 477 479
INSTRUMENTACION Y CONTROL
480
10.2.
INVESTIGACIONES IN SITU
10.3. INFLUENCIA DE LAS CONDICIONES GEOLOGICAS Estructura geologica Discontinuidades Resistencia de Ia matriz rocosa Condiciones hidrogeol6gicas Estado tensional Metodos de analisis Efectos de las tensiones elevadas 10.4.
PAAAMETROS GEOMECANICOS DE DISENO Datos geol6gicos y geomecanicos Resistencia y deformabilidad Magnitud y direcci6n de las tensiones naturales Indice SRF Metoda de Sheorey Caudales y presiones de agua
10.5. CLASIFICACIONES GEOMECANICAS Clasificacion Q Clasificacion SRC Criterios para Ia aplicacion de las clasificaciones geomecanicas 10.6. ESTIMACION DE LOS SOSTENIMIENTOS POR METODOS EMPIRICOS Sostenimientos a partir del indice RMR Sostenimientos a partir del indice Q 10.7.
10.9.
CRITERIOS DE EXCAVABILIDAD
10.8. METODOS DE EXCAVA CION Y DE SOSTENIMIENTO DE TUNELES EN ROCA Metodos de excavaci6n Fases de excavacion Elementos de sostenimiento Tratamientos especiales
METODOS DE CONSTRUCCION DE TUNELES EN SUELOS Metodos no mecanizados Metodos semi-mecanicos Metodos de excavaci6n mecanizada
530 530 53 1 532
CONSIDERACIONES GEOLOGICO-GEOTECNICAS DURANTE LA CONSTRUCCION Problemas geologico-geotecnicos Control geologico-geotecnico lnfluencia de Ia excavaci6n en estructuras proximas
533 533 535 536 538
REFERENCIAS BIBLIOGAAFICAS
539
11 11.2.
TIPOS DE PRESA Y ESTRUCTURAS AUXILIARES Tipos de presa Presas de materiales sueltos Presas de fabrica Estructuras auxiliares
544 544 544 545 547
11.3. METODOLOGiA DE LOS ESTUDIOS GEOLOGICOS Y GEOTECNICOS
548
RECONOCIMIENTOS GEOLOGICOS E INVESTIGACIONES IN SITU CRITERIOS GEOLOGICOGEOTECNICOS DE SELECCION DE PRESAS Criterios generales Caracteristicas de Ia cimentaci6n Disponibilidad de m~teriales Riesgo de erosion interna Emplazamiento de estmcturas auxiliares Condiciones para presas de materiales sueltos Condiciones para presas de hormig6n Consideraciones medioambientales
11.6. MATERIALES GEOLOGICOS PARA LA CONSTRUCCION DE PRESAS Investigaciones geologicas para el estudio de prestamos
550
558 558 559 560 560
ESTANQUEIDAD DE EMBALSES
561
PERMEABILIDAD DE CERRADAS Subpresiones Erosion interna Permeabilidad y control de filtraciones
562 562 563 564
567 567 567 568 570 571
11.11. NEOTECTONICA Y SISMICIDAD NATURAL E INDUCIDA
576
BIBLIOGRAFIA RECOMENDADA
578
REFERENCIAS BIBLIOGAAFICAS
578
12
xiv
574
ESTRUCTURAS DE TIERRAS 580
12.1. INTRODUCCION
554 554 555 555 555 556
12.2.
ME'fODOLOGIA DE DISENO
58 1
12.3.
MATERIALES Tenaplenes Pedraplenes y rellenos tipo «todo uno» Escollems
585 585 588 590
12.4. PUESTA EN OBRA Y CONTROL
590
12.5. TERRAPLENESSOBRESUELOS BLANDOS
594
12.6. TERRAPLENES A MEDIA LADERA
596
558
BIBLIOGRAFIA RECOMENDADA
598
558
REFERENCIAS BIBLIOGRAFICAS
598
556 557 557
CONTENIDO CONTENIDO
565
CONDICIONES GEOLOGICO-GEOTECNICAS DE CIMENTACION DE PRESAS Condiciones generales Fuerzas ejer·cidas Mecanismos de rotura Distribuci6n de tensiones Tratamientos Problemas geologicos y posibles soluciones
11.10.
542
INTRODUCCION
Tipologia de los materiales Nucleos Espaldones ~iltros y drenes Aridos para hormigones
11.9. ESTABILIDAD DE LADERAS EN EMBALSES
PRESAS
11.1.
11.4.
11.7. 11.8.
BIBLIOGRAFIA RECOMENDADA
11.5.
514
El Nuevo Metodo Austriaco Emboquilles
XV
•
RECAPITULACION DE LA PARTE II
Amllisis de los procesos Investigaciones de detalle Amllisis de estabilidad Instrumentaci6n Sistemas de alm·ma
599
PARTE III RIESGOS GEOLOGICOS
13
14.4.
PREVENCION DE RIESGOS GEOLOGICOS
13.1.
LOS RIESGOS GEOLOGICOS
608
13.2.
PELIGROSIDAD, RIESGO Y VULNERABILIDAD
609
13.3.
CRITERIOS DE SEGURIDAD EN INGENIERlA GEOLOGICA
6.1 3
13.4. PREVENCION Y MITIGACION DE LOS RIESGOS
615
13.5. MAPAS DE PELIGROSIDAD Y DE RIESGO
616
BIBLIOGRAFiA RECOMENDADA
619
REFERENCIAS BIBLIOGIUFICAS
619
14
DESLIZAMIENTOS YOTROS MOVIMIENTOS DEL TERRENO
14.1. INTRODUCCION 14.2.
14.3.
622
MOVIMIENTOS DE LADERA Tipos de movimiento Deslizam ientos Flujos Desprendimientos Avalanchas rocosas Desplazamientos laterales Causas de los movimientos de ladera Precipitaciones y condiciones climaticas Cambios del ni vel de agua Procesos erosivos Terremotos Vulcanismo Acciones antr6picas
INVESTIGACION DE DESLIZAMIENTOS Reconocimientos generales
638 639
MEDIDAS DE CORRECCION Estabilizaci6n y protecci6n frente a desprendimientos rocosos
14.5. HUNDIMIENTOS Y SUBSIDENCIAS Tipos de movimiento y causas Hundimientos Subsidencias Investigaci6n de los procesos Medidas de correcci6n 14.6. PREVENCION DE RIESGOS POR MOVIMIENTOS DEL TERRENO Mapas de susceptibilidad y de peligrosidad Mapas de movimientos de ladera Mapas de hundimientos y subsidencias
Parametros sismicos del movimiento del terreno Modificaci6n del movimiento del terreno por condiciones locales 15.6.
EFECTOS INDUCIDOS POR LOS TERREMOTOS EN EL TERRENO Susceptibilidad de licuefacci6n Deslizamientos inducidos por sismos Roturas por fallas
15.7. APLICACIONES EN INGENIERiA GEOLOGICA Estudios de riesgo sismico para emplazamientos Microzonaci6n sismica Estimaci6n de Ia vulnerabilidad sismica
BIBLIOGRAFiA RECOMENDADA
694
REFERENCIAS BIBLIOGWICAS
694
680 681
APENDICE A 683 684 685 687
Tabla de conversion de unidades de presion
APENDICE B 699
Simbolos y acronimos 688 689 689 690
APENDICE C
CONTENIDO
705
Permisos de reproduccion de figuras
709
INDICE ANALITICO
659 660 661 662
BIDLIOGRAFiA RECOMENDADA
663
REFERENCIAS BIDLIOGWICAS
663
RIESGO SiSMICO 15.1.
INTRODUCCION
666
15.2.
FALLAS Y TERREMOTOS Las fallas como fuente de los terremotos El regimen de stick-slip y el ciclo sismico El modelo de las fallas sismicas Tasas de deslizamiento y periodo de recurrencia El registro geologico de Ia actividad en fallas El estudio de las fallas sismicas
666 666 667 669
15.3.
ANALISIS DE LA SISMICIDAD
675
15.4.
ANALISIS DE LA PELIGROSIDAD SISMICA Metodo determinista Metodos probabilistas
676 676 678
RESPUESTA SISMICA EN EL EMPLAZAMIENTO Terremoto cat·acteristico
680 680
15.5.
669 670 672
CONTENIDO
xvi
697
XVii
RECUADROS Recuadro 1.1. El deslizamiento de El Berrinche,
4 Tegucigalpa (Honduras) Recuadro 1.2. La ingenierfa geologica: fo nnacion 6 y profesion Recuadro 1.3. La rotura de Ia presa de Aznalco llar: un ejemplo de fallo geologico-geotecnico de graves 13 consecuencias ecologicas Recuadro 2.1. El empleo de piezometros de tuba 29 abierto 32 Recuadro 2.2. Calculo de presiones interstic iales Recuadro 2.3. Ejemplo de red de fluj o en medio 37 anisotropo 38 Recuadro 2.4. Calculo de Ia permeabilidad Recuadro 2.5. Las tensiones tangenciales y el 42 postulado de Terzaghi Recuadro 2.6. Tensiones en un estrato de suelo 43 homogeneo Recuadro 2.7. Tensiones en un suelo estratificado 45 49 Recuadro 2.8. Condicion de sifonamiento Recuadro 2.9. Determinacion de Ia ley de tensiones 55 Recuadro 2.10. Expresion de Ia deformacion vertical y volumetrica en cond iciones 58 urudimensionales Recuadro 2.11. Determinacion del grado de 60 sobreconsolidacion 64 Recuadro 2.12. Ejemplo de calculo de asientos Recuadro 2.13. Calculo del coeficiente de empuje 66 y las tensiones hori zontales Recuadro 2.14. Calculo de tiempos de 72 consolidaci6n 73 Recuadro 2.15. Curva de asientos-tiempos Recuadro 2.16. Calculo de la tension tangencial y 76 tensiones principales 122 Recuadro 3.1. Transicion roca-suelo Recuadro 3.2. Matriz rocosa, discontin uiclades y 123 macizo rocoso Recuadro 3.3. Propiedacles ffsicas y mecanicas 126 de las rocas 145 Recuadro 3.4. Tensiones pri ncipales
Metodos gn'ificos y analiticos para el calculo de las tensiones tangencial y normal sobre un plano Recuadro 3.6. Modelos de comportamiento tension-deformacion en las rocas Recuadm 3.7. Ca1culo de las constantes elasticas de la roca: modulo de Young, E, y coeficiente de Poisson, u Recuadro 3.8. Ejemplo de calculo de los parametres resistentes c y ¢ a partir de ensayos triaxiales Recuadro 3.9. Calcul o de los parametres resistentes c y ¢de las discontinuidades Recuadro 3.10. Calculo de los parametres resistentes del maci zo rocoso c y ¢ a partir del criteria de Hoek y Brown segun Serrano y O lalla Recuadro 3.11. Vru·iacion de Ia relacion CJn/a 11 por erosion Recuadro 3.12. Determinacion de Ia direccion de las tensiones mediante tecnicas de relajacion en afloramientos Recuadro 3.13. Ejemplo de ensayo de hidrofracturacion en un sondeo profunda Recuadro 4.1. Evaluacio n de Ia resistencia al corte de discorrtinuidades a parti r de datos de campo Recuadro 6.1. Calculo del RQD Recuadro 6.2. Ejemplo de calculo de la resistencia a par tir del martillo Schmidt Recuadro 6.3. Calculo de Ia resistencia mediante el ensayo PLT Recuadro 8.1. Calculo de Ia presion de hundimiento Recuadro 8.2. Ejemplo de calculo de Ia presion efectiva de hundimiento Recuadro 8.3. Ejemplo de calculo de Ia presion efectiva de hundimiento y Ia presion adm isible Recuadro 8.4. Ejemplo de calcul o de distribucion de tensiones en el terreno Recuadro 8.5. Ejemplo de calculo de asientos
Recuadro 9.1. Calculo de presiones intersticiales en un talud a partir de Ia red de fluj o Recuadro 9.2. Ejemplo de aplicaci6n del tm! todo de Taylor Recuadro 9.3. Calculo del coeficiente de seguridad de un talud en suelos con los abacos de Hoek y Bray Recuadro 9.4. El metodo de Bishop simplificado Recuadro 9.5. Calcul o del coeficiente de seguridad de una cufia con los abacos de Hoek yB rny Recuadro 9.6. Ejemplo de analisis de estabilidad de una cufia por el metodo de John Recuadro 9.7. Control de movimientos en un talud inestable Recuadro 10.1. Gufa para Ia planificacio n de investigaciones en tuneles Recuadro 10.2. Calculo de los parametros geomecanicos del macizo rocoso para el d isefio de un tune! Recuadro 10.3. Calculo de los caudales infil trados en un tune! por el metodo de Goodman, Moye, Schalkwyk y Javendel Recuadt·o 10.4. Calculo del para metro de estado tensional de Ia Clasificacion SRC Recuadro 11.1. Cri terios para Ia investigacion geotecni ca de presas
XX
RECUADROS
437 452
453 455
~9 464 482 492
504
507 5 13 552
Recuadro 11.2. l nfluencias de las oscilaciones del nivel del agua en Ia estabilidad de las laderas de un embalse Recuadro 11.3. El mecanismo de rotura de la presa de Aznalcollar (Sevilla) Recuadro 11.4. Analisis de estabilidad de una presa frente a! deslizamiento Recuadro 12.1. Ensayos de materi ales Recuadro 12.2. Clasificacio n de suelos para terraplenes: PG-3 (2000) Recuadro 13.1. Ejemplos de evaluacion del riesgo Recuadro 13.2. Ejemplo de analisis de Ia seguridad geologica Recuadro 14.1. El deslizamiento de Benamejf (Cordoba) Recuadro 14.2. Ejemplo de subsidencia por descenso del nivel freatico en Ia ciudad de Murcia Recuadro 15.1. Las sismitas y otros efectos de los terremotos Recuadro 15.2. Ejemplo de calculo de Ia susceptibilidad de licuefaccion Recuadro 15.3. El ten·emoto de Kocaeli (Turqufa) del 17 de agosto de 1999
566
,
PRO LOGO
570 572 583 586 6 12 6 14 648
657 674 686 693
Este libro es fruto de Ia experiencia academica y profesional de los autores, que desde hace anos vienen compartiendo Ia docencia en los cursos del Master de Ingenierfa Geologica de Ia UCM, y responde a Ia conveniencia de disponer de un texto que sea de utilidad tanto para los estudiantes de ingenierfa geologica y geotecnia, como para los profesionales de estas disciplinas. El Jibro aparece en un mo mento en que Ia ingenieria geologica ha adquirido una relevancia sin precedentes en los estud ios universitarios en Espana. En Ia UCM, a! igual que en otras universidades espanolas, se ha iniciado en el ano 2000 el primer curso del nuevo tftulo oficial de ingeniero geologo, aunque Ia ingenierfa geologica se viene im partiendo como TItulo Propio en Ia citada Uni versidad desde 1990. Este hecho ha venido precedido de un desarrollo excepcional de las actividades relacionadas con esta materi a, con inversiones extraord inarias en infraestructuras, sobre todo en vias de comunicacion, edificaci6n, energfa y proteccio n medioambiental. La ingenierfa geologica, como ciencia aplicada a Ia ingenierfa y a) medio ambiente, tiene una gran trascendencia socioeconomica, abarcando desde los estudios geotecnicos para Ia cimentacion de edificios hasta las grandes obras publicas y de infraestructura, y aportando soluciones constructivas acordes con Ia naturaleza geologica del terreno y el medio ambiente. Su papel es basico para Ia optimizacion de las inversiones y para el adecuado planteamiento de las actividades constructivas. A este respecto cabe recordar que una de las mayores fuentes de incertidumbre, y por tanto de ri esgo, es Ia derivada de los problemas asociadas al comportamiento del terreno. La ingenierfa geologica tiene otra de sus principales aplicaciones en Ia reduccio n de los dafios causados por las catastrofes naturales, de gran impacto ·en Ia sociedad; los riesgos geologicos pueden evitarse en gran parte si se adoptan medidas de prevencion y control, aspectos en los que esta disciplina interviene de forma fundamental. En lfneas generales el Ubro responde a estos planteamientos, estructurandose en tres pattes. La Parte I trata de los fundamentos: mecanica del suelo, mecanica de rocas e hidrogeologfa, asf como de los metodos: investigaciones in situ, reconocimientos geotecnicos y cartograffa geotecnica. En Ia Parte II se incluyen las aplicaciones mas impmtantes: cimentaciones, taludes, rnneles, presas y estructuras de tien·as. La Parte ill se
dedica a los tiesgos geologicos, en particular a los deslizamientos y otros movimientos del terreno y altiesgo sfsmico. El texto desarrolla con detalle los conceptos fundamentales necesarios para Ia resolucion de los problemas mas frecuentes, presentandose de forma didactica los metoclos de anaUsis de mayor utiUzacion en la practica de Ia ingenierfa geologica. Espero que este libro facilite el camino a quienes se inician en Ia ingenierfa geologica, y prenda el interes (quizas Ia vocacion) por una actividad profesional que ofrece Ia oportunidad de conocer y estudiar el meclio geologico, apmtando soluciones compatibles con dicho medio a las necesidades constructivas. Por otro !ado, los profesionales pueden encontrar un compendia de los conceptos basicos de la mecanica del suelo, de las rocas y de Ia ingenierfa geologica, y de los metodos de investigacion geotecnica, destacandose a lo largo de todo el Ubro los factores geol6gicos de mayor influencia y significado geotecnico.
Agradecimientos Mi agradecim.iento al profesor don Antonio Sotiano, al profesor don Alcibiades Serrano, a don Angel Rodriguez Franco, al doctor Marino T timboli, a don Alberto Mazariegos y a don Rafael Perez Arenas por Ia revision de los textos. A dona Yolanda Lopez de las Hazas, dofia Diana Ponce de Leon, dona Sonia Ayerra y don Juan M iguel Insua, por su ayuda a Ia preparacion del libro, y al profesor don Al berto Foyo y a don Joaquin Mulas por la documentacion facilitada. Sin embargo, e~te libro nunca hubiera sido posible sin Ia participacion de dona Isabel Capella, editora de Ia Division Universitaria de Peat·son Educacion, qui en confio en el proyecto e hi zo posible que fuese realidad. Finalmente, quiero expresar mi reconocinuento a los profesores que con su magisterio, y en distintas circunstancias, han dejado en mf mayor huella e influencia: a! profesor excelentisimo sefior don Jose Antonio Jimenez Salas, al profesor Sir John Knill, al profesor Michael H. de Freitas, al doctor Bryan 0. Skipp, al profesor don Ramon Capote, al profesor don Santiago Leguey y al profesor don Angel Uriel, ino lvidable maestro y anugo. A ellos les debo muchas de las ideas conteni das en este Jibro. Madrid, enero de 2002 LUIS l. GONZALEZ DE VALLEJO
Parte
FUNDAMENTOS , Y METODOS
INTRODUCCION A LA INGENIERfA GEOLOGICA
1.
Definicion e importancia de Ia ingenierfa geolog ica
2.
El medic geologico y su relacion con Ia ingenierfa
3.
Factores geologicos y problemas geotecnicos
4.
Metodos y ap licaciones en ingenierfa geologica
5.
Fuentes de informacion en ingenierfa geologica
6.
Estructura del libro
LA INGENIERiA GEOLOGICA: UNA VISION DESDE LA GEOLOGiA HACIA LA INGENIERiA
INGENIERiA GEOLOGICA
GEOLOGiA
1.1
INGENIERiA
-~
0:::
w
Definicion e importancia de Ia ingenieria geologica
La ingenieria geologica es Ia cie ncia aplicada al estudio y solucion de los problemas de Ia ingeni erfa y del medio ambiente producidos como consecuencia de Ia interacci6 n e ntre las actividades humanas y el medio geologico. El fin de la ingenierfa geologica es asegurar que los factores geologicos condicionantes de las obras de ingenierfa sean tenidos en cuenta e interpretados adecuadamente, asf como evitar o mitigar las consecuencias de los riesgos geologicos. La ingenierfa geologica surge con el desarrollo de las grandes obras publicas y el crecimiento urbana , diferenciandose como especialidad de Ia geologia a mediados del siglo xx. La rotura de algunas presas por causas geol6gicas y sus graves consecuencias, incluyendo Ia perdida de cientos de vidas humanas, como Ia presa de San Francisco (California, 1928), Ia de Vajont (ltalia, 1963) y Ia de Malpasset (Francia, 1959), los deslizamientos durante Ia construccion del Canal de Panama e n las primeras decaclas del siglo, o las roturas de taludes en los ferrocarriles suecos en 1912, fue ron algunos de los hitos que marcaron Ia necesidad de llevar a cabo estudios geologicos aplicados a la ingenierfa. El desarrollo que alcanzaron otras ciencias afines, como Ia mecanica del suelo y Ia mecanica de rocas, confi guraron los principios de Ia moderna geotecnia, dentro de Ia cual La ingenieria geologica representa
Ia vision mas geologica a Ia solucion de los problemas constructivos (Figura I. L). En Ia geotecni a se integran las tecnicas de ingenierfa del terreno aplicadas a las cimentaciones, refuerzo, sostenimiento, mejora y excavacion del ten·eno y las ciladas disciphnas de Ia mecanica del suelo, mecanica de rocas e ingenierfa geologica. En los albores del siglo XXI, los problemas del desarrollo sostenible, en un fragil equilibria medioambiental sometido a Ia inevitable confrontaci6 n entre las consecuencias del progreso y los procesos geologicos,
junto a Ia expansion urbana de muchas ciudades que crecen incontroladamente en condiciones geologicamente adversas, o bajo la amenaza de riesgos naturales, constituyen una de las cuesti ones prioritarias de Ia ingenierfa geologica. La necesidad de estudiar geologicamente el ten·eno como base de partida para los proyectos de grandes obras es indiscutibl e en Ia actualidad, y constituye una pn1ctica obligatoria. Esta necesidad se extiende a otras obras de menor vol umen, pero de gran repercusion social, como Ia edificacio n, en donde los estudios geott~cnicos son igualmente obligatorios. La importancia de Ia ingenierfa geologica se manifiesta e n dos grandes campos de actu acion. E l primero cOl-responde a los proyectos y obras de ingenierfa donde el ten·eno constitu ye el soporte, el material de excavacion, de almacenarni e nto o de construccion. Dentro de este ambito se inclu yen las principales obras de infraestructura, edificacion, obras hidn\ulicas, marftimas, p lantas industri ales, explotacio nes mineras, centrales de e nergfa, etc. La participacion de Ia ingeni erfa geologica e n estas actividades es fundame ntal al contribuir a su seguridacl y eco nomfa. El segundo campo de actuaci6n se refiere a Ia prevencion, mitigacion y control de los riesgos geologicos, asf como de los impactos ambientales de las obras publicas, activiclacles industriales, mine ras o urbanas. Ambos campos tienen un peso importante e n el producto interior bruto de un pafs, al estar clirectamente relacionados con los sectores de las infraestructuras, construcci6 n, minerfa y edificaci6n. En el segundo ambito de actuac i6n Ia impo1tancia econ6mi ca y las repercusiones sociales y ambientales son diffci les de valorar, y pueden llegar a ser muy altas o incalculables, dependie ndo de los danos y de Ia reducci6 n de perdi das si se aplican medidas de prevencio n (Figura 1.2).
z
w
(9
z
w
SOLUCIONES GEOTECNICAS
0
(/)
co
0
MlT IGACION DE RIESGOS E lMPACTOS AMBIENTALES
INGEN IERiA GEOLOGICA
>-
II II
(/)
0
1()
w >0
0:::
a..
Desprendimientos en acantilados basalticos (Madeira) (cortesia de D. Rodrigues)
Wli!fhll
0
Construcci6n de una presa
1,8
-
1,5
-
1,2
-
0,9
-
,.c::;
X (f)
0 ,6 0,3 0,0
D
Perdidas s i no se aplican medidas de prevenci6n
D
Perdidas si se aplican medidas de prevenci6n
D
Coste de las medidas de prevenci6n
,t:=;
.
0
e w "'
(Fotos L. G. de Vallejo)
lngenierfa geologica. geologia e ingenierfa civil.
~ '--- f---
C-.:=-
.
,c._
Ill
1----
L...-
INUNDACIONES
9-
TER REMOTOS
[} - -
DESLIZAMIENTOS
hlL
EROSION
DESLIZAMIENTOS
8,0
TERREMOTOS
5,1
EROS ION
1,4
INUNDACIONES
1,8
Proyecci6n a 30 afios e hip6tesis de riesgo maximo. Ratio beneficia I coste: perdidas por riesgos geol6gicos m enos las perdidas si se aplican medidas preventivas, divididas por el coste de las medidas de prevenci6n.
U!!llifhtJ
Perdidas econ6micas por riesgos geol6gicos en Espana. lmpacto econ6mico y social de los riegos geol6gicos en Espana (IGME. 1987).
1
2
~
Construcci6n de un viaducto
1NTRODUCCI6N A LA INGENIERiA GEDL6GICA
3
El deslizamiento de El Berrinche, Tegucigalpa (Honduras) Este deslizamiento se produjo como consecuencia del huracan Mitch el 30 de octubre de 1998. E1 huracan, que asol6 Centroamerica, ocasion6 mas de 25.000 muertos y una cifra incalculable de perdidas. Las consecuencias fueron muy agravadas por la intensa deforestaci6n y ocupacion urbana de laderas inestables. Los deslizamientos ocurridos en algunas de las laderas populosas colonizadas por infraviviendas que rodean Ia ciudad de Tegucigalpa causaron dafios muy elevados, quizas el mayor numero de viviendas destruidas y personas afectadas por deslizamientos en la capital de un pafs que ninguna otra catastrofe haya producido hasta entonces, con perdidas de vidas bumanas y econ6micas itTecuperables que afectaron a centenares de familias. El deslizamiento de El Berrinche, que destruyo el barrio del mismo nombre y afecto parcialmente a otros, provoc6 el represam.iento del rio Choluteca y, consecuentemente, Ia inundacion destructiva de las zonas mas bajas de Ia ciudad, con gran n(tmero de victimas, tras cambia~· el rio su curso e internarse en el interior de zonas urbanizadas. La corriente de lodo arrastro gran cantidad de vegetaci6n, vehiculos y fragmen tos de viviendas,
alcanz6 una altura de vatios metros sobre las calles, dafiando infraestructuras basicas de la ciudad. En Tegucigalpa esas zonas de riesgo eran ya conocidas, y existian algunos mapas de riesgo. Como antecedente, en 1958 un gran numero de casas fueron destruidas en las laderas situadas frente aJ cerro de El Berrinche. Las intensas lluvias asociadas al huracan Mitch en Tegucigalpa han sido una verdadera prueba para la evaluacion del comportamiento del tetTeno y su susceptibilidad ante los deslizam.ientos, denotandose un claro comportam.iento diferencial de unas zonas a otras en funci6n del tipo de materiales geologicos presentes, quedando demostrado el controllitol6gico de los procesos de inestabilidad de ladera. De hecho los mayores deslizamientos tuvieron Iugar en materiales lutfticos y limolfticos con intercalaciones de grau vacas y a~·eniscas arcillosas del Grupo Valle de Angeles, materiales muy evolutivos frente a Ia meteori zaci6n, mientras que en el otro grupo litol6gico que aflora en Ia zona, constituido por tobas volcanicas masivas (Grupo volcanoclastico Padre Miguel), se produj eron algunos desprendimientos rocosos aislados.
Vista del deslizamiento afectando parte de Ia ciudad de Tegucigalpa (foto M. Ferrer) .
1.G
El m edio geologico y su relaci6n con Ia ingenieria
El medio geologico esta en continua evolucion y los procesos afectan tanto a los materiales rocosos y a los suelos como al medio natural en su conjunto. El antropico, representado por las ciudades, las infraestructuras, obras publicas, etc., irrumpe con frecuencia en reg iones geologicamente inestables modificando, e incluso desencadenando, los procesos geologicos. La busqueda de soluciones armonicas entre el medio geologico y el antropico precisa de Ia consideraci6n previa de ciertos factores diferenciadores entre ambos, cuyo desconocirniento es causa de interpretaciones erroneas. Entre estos factores destacan: -
La escala geologica y la ingenietil. El tiempo geologico y el antropico. El lenguaje geologico y el ingenieril.
En geologia se parte de una vision espacial de los fenomenos ffsicos de la Tierra, con escalas que van desde lo cosmi co hasta lo microsc6pico, y el tiempo se mide en cientos de millones de afios. En ingenieria las escalas espaciales y temporales se adaptan a Ia medida de las activ idades humanas. G ran parte de los procesos geo16gicos, como Ia orogenesis, litogenesis, etc. , tienen Iugar a lo largo de millones de afios, y condic ionan factores tan diferentes como las propied ades y caracteristicas de los materiales y la ocurrencia de procesos sfsmicos o volcanicos. El hombre como especie irrumpe en el Cuaternario, con una antigiiedad del orden de 2 millones de afios, frente a los 4.600 millones de an os de vida del planeta. Sin embargo Ia accion antropica interviene de forma extraordinaria en determinados procesos naturales como Ia erosion, sedimentaci6n, e incluso en el clima. La posibilidad de acelerar o modificar los procesos naturales es uno de los aspectos fundamentales a considerar en ingenierfa geologica. Muchas propiedades de los materi ales geologicos de interes geotecnico como Ia permeabilidad , alterabilidad, resistencia, deformabilidad, etc., o procesos como Ia diso lucion, subsidencia, expansividad, etc., pueden ser sustancialmente modificados por Ia acci6n humana. La comparacion entre el tiempo geolog ico y el humano es fundamental para apreciar las posibles consecuencias de los factores y riesgos geologicos. Puede considerarse que Ia mayorfa de las obras se proyectan para ser operativas entre 50 y 100 afios; sin embargoes habitual ex igir garantias de seguridad
geologica y ambiental para periodos entre 500 y 1.000 afios, como sucede frente al riesgo de inundaciones, ten·emotos, etc. ; hay circunstancias en las que Ia estabilidad geologica se debe asegurar para periodos mas largo s, como en el almacenamiento de residuos radiactivos, donde se contemplan periodos de mas de 10.000 afios. Considerando Ia escala humana, muchos procesos geo16gicos, como los riesgo s natural es de gran magnitud, tienen en general una probabilidad muy baja de ocurrencia. El amplio rang o de velocidades con que se desarrollan los procesos geo logicos, desde casi instantaneos como los terremotos, hasta muy lentos como Ia disoluci6n y Ia erosion, es otro factor que debe ser considerado. Las escalas cartografi cas, como medio de representacion espacial, son otro de los aspectos diferenciales a tener en cuenta. En geolog ia las escalas vienen condic ionadas por Ia dimension de los fenomenos o de las unidades geologicas, formaciones, estructuras, etc., a representar. La mayorfa de los mapas geologicos tienen escalas comprendidas entre l / 1.000.000 y 1/50.000, mientras qu e en ingenierfa las escalas mas frecuentes se encuentran entre 1/ I 0.000 y 1/ 500. Los mapas geologicos regionales permi ten identificar factores que, no estando dentro del area especffica del proyecto, podrian ser importantes para apreciar aspectos geo logicos regionales, o Ia presencia de riesgo s cuyo alcance podria afectar a Ia zona de estudio. Los mapas geo16gicos a escalas de detalle constitu yen Ia practica habitual en las cartograffas geotecnicas, litol6gicas o tematicas, donde se representan di scontinuidades, datos hidrogeolog icos, materi ales, etc., a escalas iguales a las del proyecto. Otro de los problemas que se presenta con frecuencia al integrar datos geologicos en proyectos de ingenieria es la falta de comunicacion entre ambos campos. Con independencia de La propia termin ologia geologica o ingeni eril, suelen existir diferencias en los enfoques y en Ia valoracion de resultados, seglin se trate un mismo problema desde una u otra optica. En ingenierfa se trabaj a con materiales cuyas propiedades varfan dentro de estrec hos margenes y pueden ser ensayados en el laboratorio, como los hormi gones, aceros, etc., no cambiando sus propiedades sustancialmente con el tiempo. Sin embargo en geologfa Ia mayorfa de los materiales son anisotropos y heteroge-
1
INTROOUCCI6N A LA INGENIERIA GEOL6GICA
4
INGENIERiA GEOLOGICA
5
La ingenieria geologica: formaci6n y profesi6n La formacio n en ingenierfa geologica se basa en un solido conocimiento de la geologfa y del comportam iento mecanico de los suelos y las rocas y su respuesta ante los cambios de condiciones im puestos por las obras de ingeni erfa. La investigacio n del terreno med iante metodos y tecnicas de reconocimiento y ensayos, asf como el analisis y Ia modelizacion, tanto de los materiales como de los procesos geologicos, forman parte esencial de esta disciplina. El profesional de Ia ingenierfa geologica tiene formacion cientffica y tecnica aplicada a la solucion de los problemas geologicos y ambientales que afectan a Ia ingenierfa, clanclo respuesta a las siguientes cuestiones: 1. Donde situar una obra publica o instalaci6n i ndustrial para que su emp lazamiento sea geologicamente seguro y constructivamente econ6mico. 2. Por donde trazar una vfa de comunicaci6n o una co nduccion para que las condiciones geologicas sean favorables. 3. En que condiciones geologico-geotecnicas debe cimentarse un edificio. 4. Como excavar un talud para que sea estable y constructivamente econom ico. 5. Como excavar un ttmel o instalacio n subterranea para que sea estable. 6. Con que tipo de materiales geologicos puede construirse una presa, terraplen, carretera, etc. 7. A q ue tratamientos debe someterse el terreno para evitar o corregir fi ltraciones, hundim ientos, asientos, desprendimientos, etc. 8. En que tipo de materiales geologicos pueden almacenarse residuos toxicos, urbanos o radiactivos.
neos, presentan propiedades muy variables y sufren alteraciones y cambios con el tiempo. En un proyecto de ingenierfa se precisan datos cuantificables y susceptibles de ser modelizados. En geologfa Ia cuantificacion numerica y Ia simp! ificacion de los amplios rangos de vari ac ion de las propiedades a c ifras comprendidas dentro de estrechos margeneses diffci l, o a veces imposible al nivel requerido en un proyecto. Por otro !ado, es habitual disponer en ingenierfa de un grado de conocimiento muy preciso sobre los materiales de construcci6n, mientras que la informacion geologico-geotecnica suele basarse en un Ii mitado numero de reconocimientos, ocasionando un fac tor de incerti dumbre presente en los estud ios geo-
9. C6mo evitar, coutrolar o prevenir los riesgos geol6gicos (ten·emotos, deslizamientos, etc.). 10. Que critelios geol6gicos-geotecnicos deben tenerse en cuenta en Ia ordenacion territorial y urbana y en Ia mitigaci6 n de los impactos ambientales.
cuantificacion de un conju nto de propiedades geologico-geotecnicas para aplicaciones constructivas es posible mediante los sistemas de clasificaciones geomecanicas de macizos rocosos. La utilizacion del concepto de coeficiente de seguridad, habitualmente empleado en ingenierfa para expresar el grado de estabilidad de Ia obra, es igualmente incorporado a Ia
practica de la ingenieria geologica. La incorporacio n de estos y otros procedimientos, sobre todo mediante el conocimiento del medio geologico y su interaccion con las actividades constructivas, hace que se puedan llegar a definir, evaluar e integrar los facto res geologicos que inciden y deben ser considerados en Ia ingeni erfa.
Geologia aplicada e ingenierfa geologica* La geologia aplicada, o geologia para ingen ieros, geo logy fo r engineers, es Ia geologfa utilizada en Ia practi ca por los ingenieros civi les. Es una rama de la geologia que trata de su aplicacion a las necesidades de la inge11ierfa civil. No impl ica necesariamente el uso de los metoclos de ingenierfa geologica para el estudio y resoluci6n de los problemas geol6gicos en ingenierfa. La ingenietia geologica, engineering geology y geological engineering, se diferencia de la geologia aplicada en que adem<'is del funda mento geologico, es necesario conocer lo s problemas del terreno que presentan las ob ras de ingenierfa, los metodos de investigaciones in situ y la clas ificacion y el comportamiento de los suelos y rocas en relacion con la ingenierfa civi l; incluye ademas el conocimiento practico de Ia mecanica del suelo, mecanica de rocas e hidrogeologfa.
* Fookes, P. G. ( 1997) . The First G lossop Lecture. Geological Society of London. Geology for Engineers: The Geological Mode l; Prediction and Performance. Q l. Jl. Engineering Geology. Vol. 3, Part 4.
tecnicos, circunstancia que afecta a Ia mayorfa de los proyectos. La apreciacion de estas diferencias y la utilizacion de un lenguaje comun adecuado a los fines del proyecto es parte de Ia ingenierfa geologica, que dispone de metodos para cuantifica r 0 ex presar datos geologicos de fo rma que se puedan integrar en Ia modelizacio n numerica, o en Ia toma de decisiones a nivel de proyecto y construccio n. La estadistica es una herramienta importante para analizar datos muy vari ables, e incl uso aleatorios. E l estud io de ciertos fenomenos de periodicidad insuficientemente conocida puede ser abordado a partir de analisis probabilfsticos con resultados aceptables, como es el caso de determinados riesgos geol6gicos. La
1.J
Factores geol6gicos y problemas geotecnicos
La diversidad del medio geologico y Ia complejidad de sus procesos hacen que en las obras de ingenierfa se deban resolver situaciones donde los factores geologicos son condicionantes de un proyecto. En primer Iugar, por su mayor importancia, estarian los ri esgos geologicos, cuya incidencia puede afectar a la seguridad o la viabilidad del proyecto. En segundo Iugar estan todos aque\los factores geologicos cuya presencia condicione tecnica o economicamente Ia obra. Estos factores y su influencia en los problemas geotecnicos se muestran en los Cuadros 1.1 a 1.4. En los Cuadros 1.1 y J .2 se presentan las posibles influencias de Ia li tologfa y Ia estructura geologica sobre el comportamiento geotecnico de los materiales rocosos y suelos, mientras que en los C uadros 1.3 y 1.4 se indica como el agua y los materi ales son afectados por los eli ferentes procesos geo logicos, dando Iugar a problemas geotecni cos. En resumen, se deducen las sigui entes conclusiones: Los fac tores geol6gicos son Ia causa de la mayorfa de los problemas geotec nicos. El agua es uno de los factores de mayor incidencia en el comportamiento geotecnico de los materiales. Los procesos geo16gicos pueden modificar el comportamiento de los materiales, incidiendo sobre el medio fisico, y ocasionar problemas geotecnicos. Por otro !ado, la presencia de problemas geotecnicos impl ica la adopci6n de soluciones en general mas costosas, como por ejemplo cimentar a mayor profundidad por insuficiencia de capacidad portante del
terreno en cotas superficiales, e incl uso Ia modificacion del proyecto o el cambio de emplazal1liento, segun el alcance de los citados problemas. Por el contrari o, unas condiciones geotecnicas favorables proporcionan no solo una mayor seguridad a las obras, sino un desarrollo de las mismas sin imprevistos, lo que influye significati vamente en los costes y plazos de Ia obra. En tenninos generales las condicio nes que debe reunir un emplazamiento para que sea geologica y geotecnicamente favorable son las sig uientes. Ausencia de procesos geologicos acti vos que representen riesgos inaceptables al proyecto. Adecuada capacidad portante del terreno para Ia cimentacion de estructuras. Suficiente resistencia de los materiales para mantener su estabilidad en excavaciones superficiales o subtern'ineas. D~~ponibilidad de materiales para Ia construcci6n de obras de tierra. Estanqueidad de las fo rmaciones geol6gicas para almacenar agua o residuos solidos o lfquidos. Facilidad de extracc io n de materiales para su excavacion. Establecida Ia relacion entre los factores geo logicos y los problemas geotecnicos, y las dife rencias entre condi ciones geotecnicas favorab les y desfavorables, res ulta evidente que en todo estud io geotec nico es necesario partir del conocimi ento geologico, interpretando Ia geo \ogfa desde Ia ingenierfa geologica, para determinar y predec ir e l comportamiento del terreno.
1
6
JNGENIERIA GEOLOG ICA
1NTROOUCC10N A LA INGENIERIA GEOLOGICA
7
Estructuras geol6gicas y problemas geotecnicos Influencia de Ia litologia en el comportamiento geotecnico del terreno Problemas gcotecnicos
Factores caractcristicos
Litologia
Minerales duros y abrasives.
Rocas duras
-
Rocas blandas
- Resistencia media a baja. - Minerales alterables.
Suelos cluros
-
Resistencia med ia a alta.
Suelos blandos
-
Resistencia baja a muy baja.
Suelos organicos y biogenicos
-
Alta compresibilldacl. Estructuras metaestables.
-
Abrasividad (Fotograffa A). Dificultad de arranque.
- Roturas en taludes (Fotograffa B). - Deformab ilidacl en tuneles . - Cambio de propiedacles con el tiempo.
Problemas gcotecnicos
Factorcs caracteristicos
Estructuras geologicas Fallas y fracturas (Fotograffa A)
-
Supetficies muy continuas; espesor variable.
Roturas, inestabilidades, acumulaci6n de tensiones, filtraciones y alteraciones.
Pianos de estratificaci6n (Fotografia B)
-
Superficies continuas; poca separaci6n.
Roturas, inestabilidades y fi ltraciones.
Discontinuidades (Fotograffa B)
-
Superficies poco continuas, cerradas o poco separadas.
Roturas, inestabilidades, filtraciones y aJteraciones.
-
Problemas en cimentaciones con arci llas expansivas y estructuras colapsables.
-
Asientos en cimentaciones (Fotograffa C). Roturas en taludes .
Pliegues (Fotograffa C)
-
Superficies de gran continuidad.
lnestabilidad, tutraciones y tensiones condicionadas a Ia orientaci6n .
-
Subsidencia (Fotograffa D) y colapsos.
Foliaci6n, esquistosidad (Fotograffa D)
-
Superficies poco continuas y cerradas.
Anisotropfa en funci6n de la orientaci6n. (Fotos L. G. de Vallejo)
(Fotos L. G. de ValleJO)
Fotografia A.
Fotografia C.
Granites con cuarzo, plagioclasa y micas
La Torre lnclinada de Pisa
Fotograffa B. Cordoba)
Roturas en taludes mineros (Pefiarroya,
Fotografia D. Subsidencia en suelos la?ustres afectando a Ia Basilica de N." s.• de Guadalupe (MeXICO D.F.)
Fotograffa A.
Falla normal (Huesca)
Fotograffa B.
Estratos y diaclasas (norte de Mallorca)
Fotograffa C.
Pliegues en cuarcitas (sur de lnglaterra)
Fotograffa D.
Esquistos replegados (sur de lnglaterra)
1
8
INGENIERIA GEOLOGICA
1NTRODUCCI6N A CA INGENIERIA GEDL6GICA
9
lnfluencia de los procesos geol6gicos en Ia ingenierla y en el medio ambiente Efectos de los procesos geol6gicos relacionados con el agua y su incidencia geotecnica Procesos geol6gicos en relaci6n a! agua
Problemas geotecnicos
Efectos sobre materiales
Disoluci6n (Fotograffa A)
-
Perdida de material en rocas y suelos solubles. - Karstificaci6n.
-
Cavidades. Hundimientos. Colapsos.
Erosi6n-arrastre (Fotograffa B)
- Perdida de material y lavado. - Erosi6n interna. - Acarcavamientos.
-
Hundimientos y colapsos. Asientos. Sifonamientos y socavaciones. Atenamientos.
Reacciones qufmicas (Fotograffa C)
-
Cambios en la composici6n qufmica.
-
Ataque a cementos, aridos, metales y rocas.
Alteraciones (Fotograffa D)
-
Cambio de propiedades ffsicas y qufmicas.
-
Perdida de resistencia. Aumento de la deformabilidad y permeabilidad.
Problemas geoambientales y actuaciones
Efectos sobre el medio fisico
Procesos geol6gicos Sismicidad (Fotografla A)
-
Ten·emotos, tsunamis. Movimientos del suelo, roturas, deslizarnientos, licuefacci6n.
-
Danos a poblaciones e infraestructuras. Diseno antisfsmico. Medidas de prevenci6n. Planes de emergencia.
Vulcanismo (Fotograffa B)
-
EIUpciones volcanicas. Cambios en el relieve. Tsunamis y terremotos. Colapsos y grandes movimientos en laderas.
-
Danos a poblaciones e infraestructuras. Sistemas de vigilancia. Medidas de prevenci6n. Planes de evacuaci6n.
Levantamientos, subsidencias (Fotograffa C)
-
Cambios morfol6gicos a largo plazo. Alteraciones en dinamica litoral yen el nivel del mar a largo plazo.
-
Medidas de control y vigilancia.
Erosi6n-sedimentaci6n (Fotograffa D)
-
Cambios geomorfol6gicos a medio plazo. Arrastres y aumento de Ia escoiTentfa. Colmataci6n.
-
Aumento del 1iesgo de inundaciones y deslizamientos. Medidas de protecci6n en cauces y costas.
-
-
(contmua)
Fotografia A. Karst yesffero (Sorbas, Almeria) (toto M. Ferrer)
Fotografia C. Ataque al hormig6n par sulfates: formaci6n de ettringita en forma de fibras muy finas y cristales de carbonate (cortesfa de Prospecci6n y Geotecnia)
Fotografia B. Erosion y acarcavamiento en piroclastos (Guatemala) (toto M. Ferrer)
Fotografia D. Alteraciones en materiales terciarios (Ateca, Zaragoza) (toto A. Capote)
Fotografia A. Edificio destruido en el terremoto de Mexico de 1985 (cortesfa deiiGME)
Fotografia B. Coladas de lava en Ia erupci6n del Tenegu fa en 1971, La Palma (cortes fa del IGME)
Fotografia C. Subsidencia del Palacio de Bellas Artes ' Mexico D.F. (toto L. G. de Vallejo)
Fotografia D. Colmataci6n de cauce que rebasa Ia carretera y obliga a abrir un cauce artificial, Quebrada de Purmamarca Argentina (toto M. Ferrer) '
1
10
INGENIERiA GEOL6GICA
1NTRODUCCI6N A LA INGENIERIA GEOLOGICA
11
Influencia de los procesos geol6gicos en Ia ingenieria yen el medio ambiente (continuaci6n) Problemas geoambientales y actuaciones
Efectos sobre el medio fisico
Procesos geol6gicos -
Deslizamientos, desprendimientos, hundimientos. - Cambios morfol6gicos a corte y medic plazo, desvfo de cauces.
Movimientos de ladera (Fotograffa E)
Danos en poblaciones e infraestructuras. - Obstrucci6n de cauces. - Medidas de estabilizaci6n, control y prevenci6n. Problemas en cimentaciones. Afecci6n a cultivos y regadfos. Medidas de drenaje.
Cambios del nivel freatico (Fotograffa F)
- Cambios en los acufferos. - Cambios de propiedades del suelo. - Desecaci6n y encharcamientos. Subsidencias e inestabilidad de laderas.
Explosiones de roca en minas y runeles profundos. - Deformaciones a largo plazo en obras subterraneas. - Medidas de diseiio en tuneles y minas.
Procesos geoqufmicos
-
-
Altas temperaturas. Anomalias tennicas. Presencia de gases.
-
Riesgo de explosi6n. Dificultad de ejecuci6n en obras subterraneas. (fotos L. G. de Vallejo)
La rotura de Ia presa de Aznalc611ar: un ejemplo de fallo geol6gico-geotecnico de graves consecuencias ecol6gicas La presa de residuos mineros de Aznalc6llar (Sevilla), propiedad de Ia empresa Boliden-Apirsa, tenia 28 metros de altura cuando se produjo su rotura el 25 de abril de 1998. Tres afios antes se comprob6 su estado de seguridad, y tanto Ia propiedad como los responsables del proyecto confirmaron que cumplfa todos los requisites, conclusion que fue reafirmada 5 dfas antes del desastre. La rotura del dique de contenci6n produjo un vertido de 4,5 Hm3 de lfquidos y lodos hacia el rfo Agrio, y de ahf al Guadiamar, afluente del Guadalquivir, que aneg6 las tierras circundantes, ocasionando una contaminaci6n por aguas acidas con diversos contenidos en metales pesados, afectando a todo el ecosistema circundante, incluso el Parque Nacional de Dofiana. La presa estaba apoyada sobre Ia formaci6n miocena conocida como margas azules, constituidas por arcillas
de plasticidad alta, muy sobreconsolidadas, y con abundantes superficies de corte o slickensides en su interior. Las margas azu les han sido muy bien estudiadas y se conocen los problemas de inestabilidad que ocasionan, sobre todo en taludes de carreteras y ferrocarriles. Cuando entran en contacto con el agua y se generan altas presiones intersticiales a lo largo de las citadas superficies, su resistencia puede ser muy baja. Segun los informes periciales Ia rotura del dique se debi6 a un fallo del sustrato de margas, deslizando Ia cimentaci6n de Ia presa (ver Recuadro 11.3, Capitulo 11 ). Es evidente que los factores geol6gico-geotecnicos que ocasionaron Ia rotura no se tuvieron en cuenta adecuadamente y que tampoco los sistemas de control del sistema presa-terreno fueron operatives, cuestiones fundamentales en ingenierfa geologica.
Fotografia E. Danos en autov fas por deslizamientos (Granada)
La presa de Aznalc611ar tras Ia rotura (cortesfa de C. Olalla)
Fotografla F. Subsidenca por extraci6n de agua de pozos Y a favor de fallas activas (Celaya, Mexico) 1
12
INGENIERIA GEOL6GICA
1NTRODUCCI6 N A LA INOENIERIA OEOL6oiCA
13
Metodos y aplicaciones en ingenieria geologica La ingenierfa geologica tiene sus fu ndamentos en Ia geologia y en el comportamiento mecanico de los suelos y las rocas. Incluye el conocimiento de las tecnicas de investigacion del subsuelo, tanto mecanicas como instrumentales y geoffsicas, asf como los metodos de analisis y modelizacion del terrene La metodologfa de estudio responde en tenninos generales a Ia secuencia descrita en el Cuadra 1.5. Para el desarrollo complete de dicha secuencia metodologica deben definirse tres tipos de modelos (Figura 1.3): Modelo geologico. Modelo geomecanico. Modelo geotecnico de comportamiento.
-
El modelo geologico representa Ia distribucion espacial de los materiales, estructuras tectonicas, datos geomorfologicos e hidrogeologicos, entre otros, presentes en el area de estudio y su entorno de influencia. El modelo geomecanico representa Ia caracterizacion geotecnica e hidrogeologica de los materiales y su clasificacion geomecanica. El modelo geotecnico de comportamiento representa la respuesta del terreno durante Ia construccion y despues de Ia misma. Esta metodologia constituye Ia base de las siguientes aplicaciones de Ia ingenierfa geologica a Ja ingenierfa civil y a\ medio ambiente: -
Inf raestructuras para el transporte. Obras hidraulicas, marftimas y portuarias. Edificacion urbana, industrial y de servicios. Centrales de energfa. Minerfa y canteras. Almacenamientos para residuos urbanos, industriales y radiactivos. Ordenacion del territorio y planificacio n urbana. Proteccion civil y planes de emergencia.
Proceso metodol6gico en ingenieria geologica
MODELO GEOMECANICO
MODELO GEOL6GICO
1. ldentificaci6n de materiales y procesos. Definicion de Ia geomorfologfa, estructura, litologfa y condiciones del agua subtern!nea. 2. lnvestigaci6n geo16gica-geotecnica del sub-
suelo. 3. Distribuci6n espacial de materiales, estructuras y discontinuidades. 4. Condiciones hidrogeol6gicas, tensionales y ambientales. 5. Caracterizaci6n de propiedades geomecanicas, hidrogeol6gicas y qufmicas. 6. Caracterizaci6n de los materiales geol6gicos utiUzados en Ia construcc i6n, extracci6n de recursos naturales y trabajos de protecci6n meclioambiental. 7. Comportamiento geo16gico-geotecnico bajo las condiciones del proyecto. 8. Evaluaci6n del comportamiento mecanico e hidraulico de suelos y maci zos rocosos. Predicci6n de los cambios de las anteriores propiedades con el tiempo. 9. Determinacion de los parametres que deben ser utilizados en los analisis de estabilidad para excavaciones, estructuras de tien·as y cimentaciones. 10. Evaluaci6n de los t.ratamientos del terreno para su mejora frente a filtraciones, asientos, inestabilidad de taludes, desprendimientos, hundimientos, etc. I. I. Consideraciones frente a riesgos geol6gicos e impactos ambientales. 12. Verificaci6n y adaptaci6n de los resultados del proyecto a las condiciones geol6gicogeotecnicas encontradas en obra. Instrumentaci6n y auscultaci6n.
Durante Ia construcci6n
Despues de Ia construcci6n
MODELOS GEOTECNICOS DE COMPORTAMIENTO
Uiil@ifM
Ejemplos de modelizaci6n en ingenieria geologica.
Fuentes de informacion en ingenieria geologica ~as p~·i nci pales publicaciones de caracter periodico en mgemeria geologica se deben a las asociaciones in ternacionales y nacionales, que de forma regular celebran congresos y simposios, ademas de publicar rev istas o boletines. Las mas importantes son:
-
Interna tional Association of Engineering Geology and Environment (IAEG). Association of Engineering Geologists (AEG). lntemati~nal Society of Rock Mechanics (ISRM). lnternatwnal Society of Soil Mechanics and Foundation Engineering (ISMFE).
E ntre las publicaciones peri6dicas destacan:
-
Boletfn de La /AEG. Boletfn de La AEG.
-
Qu.aterly Journal of Engineering Geology (Geological Society of London). Engineering Geology (Elsevier). ln7ernational Journal of Rock Mechanics and Mining Sciences (Elsevier). Geotechnique.
En Espana se publican artfculos y trabajos de interes geologico-geotecnjco en boletines, congresos y s1_mpos10s de las sociedades nacionales correspond Jentes a las citadas internacionales, asf como en centros d~ in vest_igacion, como el Centro de Estud ios y ~xpenme ntac1o n de Obras Publicas (CEDEX), el Instttt~ to ~eologico y Minero de Espana (IGME) y las un1 verstdades, principalmente.
INTRODUCCION A LA INGENIERiA GEOLOGICA
14
INGEN IERiA GEOLOGICA
15
1.0
Estructura del libro junto a Ia hidrogeologfa, materia en Ia que se supone al lector un mayor conocimiento (Capftulos 2 al 5). El Capitulo 6 se dedica a las investigaciones in situ y reconocimientos geotecnicos, describiendose los distintos metodos y procedimientos para identificar propiedades y caracterfsticas geomecanicas de los materiales. La cartografla geotecnica se incluye en el Capitulo 7. En Ia Parte II se describe n las di stintas aplicaciones de Ia ingenierla geologica, centrandose en las mas habituales: cimentaciones, taludes, t(meles, presas y estructuras de tierras, incluidas en los Capftulos 8
Este libro es una introduccion a Ia ingenie rla geologica a traves de sus fundamentos y conceptos basicos, asf como a las metodologfas y principales aplicaciones. Para el estudio de Ia ingenierfa geologica es necesari o partir del conocimiento de l a geologia. Se ha tratado de destacar a lo largo del texto la estrecha rel acion entre Ia geologfa y los problemas derivados del ten·eno en ingenierfa, al ser este aspecto uno de los principales objeti vos de Ia ingenie rfa geologica, ilustrando con eje mplos Ia abundante casulstica al respecto. Sin embargo, en este libro no se incluyen descripciones basicas sobre materias geologicas. El texto consta de 15 capltulos d iv ididos en tres partes. La Parte I se dedica a los fu ndamentos de Ia ingenierla geologica y a los metodos de investigacion del terreno. Se presta especial atencion a los conceptos basicos de Ia mecanica del suelo y de las rocas,
al 12. La Parte Ill trata de los riesgos geologicos e n ingenierfa geologica. La prevencion, mitigacion y control son los aspectos mas destacados. A los deslizamientos se dedica el Capitulo 14 y al riesgo sfsmico el Capitulo 15.
4. Tensiones efectivas
--
-
-
1.
Introducci6n
2.
Descripci6n y clasificaci6n de sue los
3.
Permeab ilidad. Filtraciones y redes de fl ujo
5.
La consolidaci6n
6. 7.
Resistencia al corte
--
-
lnfluencia de Ia mineralog fa d e 1os suelos
y Ia fabri ca en las propiedades geotecnicas
8 . Caracterfsticas geotecnicas de los sedimentos --
~
-
-
-
9.
Bibliografia recomendada Fookes, P. G. (1997). Geology for engineers. Ql. Jl. Engineering Geology. Vol 3, Part 4. Johnson, R. B. and DeGraff, J. V . ( 1988). Principles of engineering geology. Ed. J. W iley & Sons. N.Y. Lopez Marinas, J. M. (2000). Geologia aplicada a Ia ingenierfa civil. Ed. C iedossat 2000. Madrid.
16
INGENIERIA GEOLOGICA
Rahn, P . H. ( 1986). Engineering geology. An environmental approach. Ed. E lsevier. Waltham, A. C. (1994). Foundations of e ngineering geology. Ed. E. y F.N. Spon .
(
Problemas planteados por los suelos en ingenierfa
PERFIL ESQUEMATICO
~.1
IGNEAS, BASALTICAS Y ARENISCAS
ROCAS (GNEAS
SOWERS (1954 1963)
CHtNDLER 1969l-
GEOLOGICAL SOC ENG. GROUP (1970.
DEERE Y PATION (1971)
(GNEAS y METAM6RFICAS
MARGASY LIMOLITAS
ROCASIGNEAS
IGNEAS y METAM6RFICAS
sus t.res facetas:
Fisica, debida a cambios termicos (lo que orig ina di lataciones difere nciales e ntre los diferentes nunerales y da Iugar a acciones y fisuras internas) y a Ia accion del agua (arrastres de fragmentos ya erosionados; posible accion directa por congelacio n, que produce tensiones internas por el aumento de volume n del hielo respecto al agua; accion alternante de humedad-sequedad a lo largo del tiempo, etc.). Estas acciones ffsicas tienden a romper Ia roca inicial y a dividirla e n fragmentos de tamaiio cada vez mas pequeno, que pueden ser separados de Ia roca por agentes activos (agua, viento, gravedad) y 11evados a otros puntas en los que continua Ia accio n erasiva. Es decir, tienden a c rear las partfculas que van a formar el suelo. Quimica, ori ginada por fenomenos de ludratacion (por ejemplo, paso de anhidrita o sulfato he mihidratado a yeso o sulfato dihidratado), disolucion (de sales, como los sulfatos en el agua), oxidacion (de mine rales de hierro por efecto ambiental), cementacion (por agua conteniendo carbonatos previamente disueltos a partir de otra roca), etc . Esta accion, por to tanto, tie nde tanto a disgregar como a cementar, to que quiere decir que puede ayudar a Ia accio n ffsica y, posteriormente, cementar los productos formados, dando union quinuca a las partfculas pequenas, tamano suelo, que se forman , aunque Ia mayor parte de las veces contribuye mas a dest:ruir y transfonnar que a unir. Biologica, producida por actividad bacteriana, induciendo putrefacciones de materiales orgaoicos y mezclando el producto con otras particulas de origen ffsico-qufmico , actuando de elemento catalizador, etc. Todo ello da Iugar a fenomenos de disgregacio n (alteracio n o meteorizacio n) y transfor macio n de Ia roca, creandose el perfil de meter orizacion (Figura 2. 1). En este pelfil Ia roca madre ocupa la parte
INGENI ERiA GEOL6GICA
0 m as baja y alejada de Ia superficie, y el su elo Ia mas alta. Cuando el suelo permanece in situ sin ser transportado, se le conoce como suelo residual, y cuando ha sufrido transporte, fo nnando depositos coluv iales, aluviales, etc., se de nomina suelo transportado. En Ia Figura 2.2 se resumen los di stintos procesos que intervienen en Ia formacio n de los suelos, caracteri zados por: - Ser un sistema particulado de solidos de di verso origen, que pueden considerarse indefonnables . Tener una granulometrfa de gruesos (centfmetros) a finos (micras); las partfculas tm1s finas (por debajo de las 2 o 5 micras) necesitan procesos ffsico-qufmicos para su constitucion; las de mayor tamano solo necesitan procesos ffsicos, aunque pueden intervenir los qufmicos. - Una estructura y fabrica en funcio n del oricren "' de los mine rales, agentes cementantes, transfo rmaciones qulmicas, media de deposicion, etc. Presencia importante de huecos (o poros o intersticios), con agua (suelo saturado), aire y agua (semisaturado) o solo aire (seco), situacion practicamente inexistente en la naturaleza. El fluido intersticial se considera, a las temperaturas normales, incompresible. Las deformaciones del conjunto del suelo se produce n por giros y deslizamientos relativos de las partlculas y por expulsion de agua; solo en raras ocasiones se producen por roturas de
(JJrrt:J::jJ
oil··
v
<(
SUELO RESIDUAL JOVEN
0
ZONA INTERMEDIA
COMPLETAMENTE ALTERAOA
~
w ~
IV ALTAMENTE A LTERADA
w f-
z
w
::;:
~~»--
Ill MODERADAMENTE ALTERADA
l'
...J <(
ZONA PARCIALMENTE ALTERADA
u a:: ~
II
::l [/)
z
lA TRANSICI6N iii CON ROCA z METEORIZADA ~ SAPROLITO f-
{)
u
<(
z
0
N
I ROCA SANA
ROCASANA
I ROCA INALTERADA
ROCA INALTERADA
HORIZONTE IC (SAPROLITO)
...J
w
Ill MODERADAMENTE w ALTERAOA 0 II DEBILMENTE ALTERADA
II ALGO ALTERAOA
~
crt
CAPAS DE ROCA OESINTEGRADA
0:: 0
Ill
<(
IV ALTAMENTE ALTERADA
"»C
HORIZONTE IB
iii
w
v
2~
...J <(
0
IV
COMPLETAM ENTE ALTERADA
c
HORIZONTE lA VI SUELO RESIDUA L
::;)
(l
p
0
COMPLETAMENTE ALTERADA
ZONA SUPERIOR
SUELO RESIDUAL
VI SUELO
Introducci6n
Los suelos tienen su origen en los macizos rocosos preexistentes que constituyen Ia roca madre. sometida a Ia accion ambiental disgregadora de Ia ~rosion en
18
1951)
v
Origen y formaci6n de los suelos
-
V~RGAS
LOVE (1951) LITILE.1196ll
IB MUY POCO ALTERADA
IB PARCIALMENTE METEORIZADA
ROCASANA
lA ROrA SANA
WliifrJI El perfil de meteorizaci6n, seg un dtferentes aut ores.
CAMBIOS TERMICOS AGUA HIELO CRECIMIENTO CRISTALES, ETC. '
Los suelos en ingenieria geologica La acc ion a ntropica, en un entorno geografico concreto, altera las condiciones del media natural al realizarse excavac iones, explanaciones, aplicacion de cargas al terreno, etc. La respuesta del tetTeno frente a esa alteracion depende de su constitucion y caracteristicas, de los condicionantes geologicos del entorno, de las propiedades que estan relacionadas con las actuaciones humanas y de Ia acomodacio n de la obra reali zada al e ntorno natural. La respuesta del terre no, por lo tanto, es compleja, dependiendo en primer Iugar del material o materiales preexistentes en Ia zona y del tipo de acciones a que
(SE REINICIA EL PROCESO) RESULTADO FINA L: (En campo gravitalorio)
g~~~~~0~~6~~
• SISTEfl(lA PARTICULADO DE DIVERSO ORIGEN • ESTRUCTURA y FABRICA EN F (GRANULOMETRIA DE GRUESOS -em- A FINOS -micrasTRANSFORMACIONES, MEDIO
• PRESENCIA DE HUECOS (INTERSTICIOS).
MIN ERALES, AGENTES CEMENTANT ES
...
). '
' CON AGUA (SUELO SATURADO) " CON AIRE (RARO) • CON AIREy AGUA (SEMISATURADO) "MEDIO 8/6 TRIFASE
INCOMP~~~T~~/RACCION ORGANICA ... )
' PARTICULAS INDEFORMABLES • FLUIDO INTERSTICIAL
•
DEFORMACION POR GIROS y DESLIZAMIENTO RELATIVO DE PARTICULAS, EXPULSION AGUA
·Gltt-r-w . m -il.illl••lil.li.lliil. Formact6n de suelos.
·.. ·
~
MEcANICA DEL SUELO
19
se le someta. Si el ten·eno es un macizo rocoso esa respuesta vendni condicionada por la resistencia de Ia roca, la presencia de zonas alteradas, discontinuidades, etc. Pero si se trata de suelos, es decir, materiales sueltos fru to de la erosion ejercida sabre rocas preexistentes y depositados por accion del agua o del aire, Ia respuesta cambia sustancialmente (Figura 2.3): Los suelos estan formados por partfculas pequenas (desde micras a algunos centfmetros) e individualizadas que, a efectos practicos, pueden considerarse indeformables. Entre esas partfculas no cementadas ( o ligeramente cementadas) quedan huecos con un volumen total del arden de magnitud del volumen ocupado por ellas (desde la nutad a varias veces superior). Un suelo es un sistema multifase (bifase o trifase). Los huecos, poros o intersticios pueden estar llenos de agua, suelos saturados, o con aire y agua, suelos semisaturados, lo que condiciona Ia respuesta de conjunto del material. En condiciones normales de presion y temperatura, el agua se considera incompresible. La materia solida que constituye el suelo presenta composicion qufntica diferente seg(m la roca o rocas que dieron origen al suelo y las t:ransformaciones ocasionadas por la erosion en esas partfculas, por lo que puede encontrarse materia organica (muy deformable), sales diversas, carbonatos (que ayudan a cementar las partfculas), etc. Desde el punto de vista de Ia ingenierfa geologica, el suelo se define como un agregado de m.inerales unidos por fuerzas debiles de contacto, separables por medics mecanicos de poca energfa 0 por agitacion en agua.
La respuesta del suelo, a nivel practico, frente a las acciones que introducen las obras de ingenierfa, supone un movimiento de esas partfculas a traves de deslizantientos y giros entre elias (Figura 2.3c), y depende de: - La proporcion de materia solida que exista en un volumen unitari o de suelo de referencia. - El tamafio y distribucion de las partfculas (que facilita o dificulta el movimiento de los granos -
entre sf). El volumen relativo de huecos (a medida que este aumenta, el suelo es mas deformable). El tamafio medio de los huecos.
PART[CULAS S6LIDAS
~ lB
HUECOO PORO (CON AGUA Y/0 AIRE))
~ diferencial
a) Constituci6n de un suelo.
Todo ello hace que en los suelos haya que analizar: - Los problemas de deformabilidad que introducen las cargas y acciones exteriores (las cuales se traducen en tensiones normales y tangenciales sobre los contactos entre las partfculas, lo que las hace tender a moverse y cambiar el volumen aparente que ocupan). Esta deformabilidad puede llegar a una situacion extrema, «de rotura», en que el cambia de volumen aparente aumenta de forma extraordinaria al cambiar muy poco las cm·gas exteriores, quedando Ia resistencia definida por una gran deformabilidad y no por rotura de partfculas. Los problemas de tlujo del agua en el interior del suelo, que condicionan su respuesta, ya que las deformaciones inducidas por las cargas necesitan un tiempo para producirse (el de expulsion o absorcion de agua). Este proceso, necesario para estabil.izar las acciones exteriores, se denomina consolidaci6n.
(HIP6TESIS: INDEFORMABLES)
CARGAS EXTERIORES: OBRA DE INGENIERIA SUPERFICIE
Ni = Fuerza normal en contacto Ti
= Fuerza tangencial en contacto
U
=Presi6n de agua en pores
u b ) Acciones sabre un suelo.
,----1 I I
I I
I I I I I
Descripci6n y clasificaci6n de suelos
Tipos de suelo Para estudiar un material complejo como el suelo (con diferente tamafio de partfculas y composicion qufmica) es necesm·io seguir una metodologfa con definiciones y sistemas de evaluacion de propiedades, de forma que se constituya un lenguaje facilmente com-
20
INGENIERIA GEOL6GICA
I I
I I I I
VOLUMEN APARENTE INICIAL
prensible por los tecnicos de diferentes especialidades y pafses. Asf, se han clasificado los suelos en cuatro grandes grupos en funcion de su granulometria (Normas D.I.N., A.S.T.M, A.E.N.O.R, etc.): Gravas, con tamm1o de grm1o entre unos 8- 10 em y 2 mm; se caracterizan porque los granos son observables directamente. No retienen el agua,
VOLUMEN APARENTE FINAL (POR DESLIZAMIENTO y GIRO RELATIVO DE PARTICULAS)
c) Movimientos de particulas producidos por acciones exteriores
ljl@ft!l
El sue Io como S·istema particulado.
~
MECANICA DELSUELO
21
por la inactividad de su sup~rficie y los grandes huecos existentes entre partrculas. Arenas, con partfculas comprendidas entr_e 2 y 0,060 mm, todavia son observables a stmpl~ vista. Cuando se mezclan con el agua no se fOIman agregados continuos, sino que se separan de ella con facilidad. Limos, con partfcul as comprendidas_ en~re 0,060 0 002 mm (algunas normativas mdtcan que ~st; ultimo valor debe de ser 0,005 mm, pero no hay apenas consecuencias pnkticas en~re ambas d istinciones). Retienen el agua meJOr que los tamafios superiores. Si se forma una pasta agua-limo y se coloca sobre la mano, al golpear con la mano se ve como el agua se ex_ huda con facilidad. Arcillas, formadas por partfculas con tamanos inferiores a los limos (0,002 mm). Se trata ya de partfculas tamafio gel y se necesita que haya habido transformaciones quimicas para llegar a estos tamafios. EsH1n formadas, principalmente, por minerales silicatados, constituidos, p~r cadenas de elementos tetraedricos y octaedncos (el ion silicic se encue ntra en el centro de cada una de estas estructuras regulares), unidas por enlaces covalentes debiles, pudiendo entrar la_s moleculas de agua entr·e las cadenas productendo, a veces, aumentos de volumen (recuperables cuando el agua se evapora). Todo ello hace que la capacidad de re tencion del agua sea m~';>' grande (pequef\os huecos co_n una gran supe_rhcie de absorcion en las partlculas y una estr uctura que permite retener el agua), por lo qu~ _son genera\mente los materiaJes mas prob\emat!COS (tiempos muy elevados de consolidacion o de expulsion de agua bajo esfuerzos).
mina el porcentaje de material, CJ, que pasa por un tamiz de diametro D1: ,+1
Cj
=
I
P;
;~J+l
11+1 X
p
lQQ
P=
I
P;
i= l
siendo p el peso seco total de la muestra y P; el peso retenido por el tamiz de diametro D. El peso ~, +l es el retenido por la base ciega que se pone debaJO de la columna de tamices. Con estos datos se puede elaborar la curva gran~lometrica de un suelo, que relaciona CJ con lg DJ (FlEn el grafico de Ia Figura 2.4 se han repregura 2 .4) . . )1 1 sentado diversas cm·vas que cOl-responde~ a. a. a ~s una ru:ena con gravas; b) la 2 una arena fma (ttpo _mena de duna); c) la 3 una arena limosa; d) la 4 un hmo; e) la 5 una arcilla limosa. _, Pm·a una mejor definicion de la granulometua de un suelo se utilizan dos coeficientes: El de uniformidad, C", que es la relacion entre el diametro correspondiente al tmniz por el que pasa un 60 % del material y el diametro ~orre~ pondiente al tamiz por el que pasa el I? Yo (Ft. 2 4) Si C es menor de 5 el suelo ttene una gma . . " . , . 5 20 granulometda uniforme; Sl c. vana entte y. es poco uniforme, y si C" > 20 es un suelo bten graduado. Cuanto mas uniforme es Ia granul~ metrfa de un suelo, mas uniforme es el taman~ de sus huecos, menores densidades alcanzara, mas facilmente sera erosionado, etc. El contenido de finos, llamando asf al porcentaj e de suelo que pasa por el tamiz n.a 200 _de_ la . AS sene . .T .M (0 ,075 mm). Este porcentaJe m. dica la proporcion de arcilla y limo que contte-
Distribuci6n granulometrica
%que pasa
®Arena tina (duna)
60 ··· ······· ······ ··· · .
@Arena limosa
50 ® Limo @Arcilla limosa
10 ····-····· ····· ···· 0
100
10
ne el suelo, y esta relacionado con la posibilidad de retencion de agua. Cuanto mayor sea el contenido de finos, mayor sera Ia dificultad de expulsion de agua bajo esfue rzos.
1
0, 1 d60
0,01 d10
O(mm)
iJl!iiifrJI Granulometrfa de partfculas.
Plasticidad La granulometrfa proporciona una primera aprox imacion a l a identificaci6n del suelo, pero a veces queda poco claro (arena limo-arcillosa, por ejemplo), por lo que se utili zan unos fndices, derivados de Ia agronomfa, que definen Ia consistencia del suelo e n funcion del contenido en agua, a traves de Ia determinacion de Ia humedad: peso del agua del suelo dividido por el peso del suelo seco (el peso de agua se determina por d iferencia entre el peso de Ia muestra de suelo antes y despues de secarlo en estufa el tiempo necesario para que se evapore esa agua). A este respecto, Atterberg definio tres lfmites : el de retracci6n o consistencia que separa el estado de solido seco y el semisolido, el limite plastico, WI', que separa el estado semisol ido del plastico y el limite liquido, Wv que separa el estado plastico del semilfquido; estos dos ultimos lfmites (los mas usados e n Ia practica) se dete1minan con la fraccion de su elo que pasa por el tamiz n.0 40 A.S.T.M (0, 1 mm). E l limite plastico se determina amasando suelo seco con poca agua y formando elipsoides, arrollandolos con la palma de Ia mano sobre una superficie lisa, hasta llegar a un diametro de unos 3 mm y una longitud de 25-30 mm. Si , en ese momenta, los elipsoides se c uartean en fracciones de unos 6 mm, su humedad es la del lfmite ph1sti co (que se determina secando en estufa varios elipsoides en analogas condiciones). Si no se cuartean se vuelven a forman elipsoides para que pierdan humedad y lleguen a cuartearse. El limite Iiquido se determina amasando bie n el suelo seco (previamente disgregado con maza) con bastante agua y extendiendo Ia masa sobre un molde denominado Cuchara de Casagrande (Figura 2.5). Se abre, en el centro de Ia masa extendida, un surco con un acanalador, formando un canal de unos 2 mm de ancho en su parte baja. El molde se coloca sobre una base y se somete a golpes controlados. El lfmite lfquido es Ia humedad de Ia muestra cuando al dar 25 golpes se cierra el canal unos 12 111111. Como es diffcil conseguir esta condicion, se detennina la humedad por interpolacion, a partir de dos muestras, en las que debe conseguirse el cierre de 12 mm con mas y menos golpes que 25. Determinados WL y WI' se puede obtener un p unto representative de cada muestra de suelo e n la carta de plasticidad de Casagrande (Figura 2.6), represen-
Wi@rfj Cuchara de Casagrande para determinacion del lfmite lfquido. Se observa Ia arcilla amasada y colocada sobre Ia cuchara con el canal ya abierto. Tambien pueden verse tres tipos de acanaladores usados en Ia practica.
tando la relacion del lfmite liquido, Wv con el indice de plasticidad, II' (II' = WL- W1, representa el intervale de humedades para pasar del estado semisolido al semilfquido). A partir de diversos estudios practices, Casagrande definio que los suelos con WL > 50 son de «alta plasticidad» (admiten mucha agua, pueden experimentru· deformaciones plasticas grandes, etc.); por debajo de este valor los suelos se consideran de «baja plasticidad». Tambien definio una linea «th» (Figura 2.6) que resulta paralela a Ia direccion con que, en esa carta, se ordenan las muestras de un mismo terrene. Utilizando Ia lfnea A y el criteria de baja y alta plasticidad, en la carta de Casagrande se definen varias zonas, representadas en la Figura 2.6; segun los estudios del citado autor los suelos limosos y con apreciable contenido organico tienen un intervalo de humedad menor pru·a pasar del estado semisolido a semilfqi.1ido, situandose por debajo de Ia lfnea A, mientras que las arcillas estan por encima de dicha linea. Se definen, asf, varios tipos de suelos: arci llas de baja plasticidad (CL), arcillas de alta plasticidad (CH), limos y suelos organicos de baja plasticidad (ML-OL) y limos y suelos organicos de alta plasticidad (MHOH). En la practica se representa el punto con·espondiente a los valores determi nados de WL e II' y se obtiene una clasificacion que sirve para completar Ia identificaci6n de un suelo, con lo que se puede conocer el predominio de Ia fraccion arcillosa o Jimosa. Casagrande completo este sistema de identificacion con datos de granulometrfa y definio el sistema unificado de clasificaci6n de suelos, muy usado en la practica, representado en Ia Figura 2.7.
G
MEcANICA DEL SUEI.D
zz
!NGENIERIA GEOLOGICA
23
7
70 60
~ 0 50
u
\;; 40
::5 a.
~ 30
r
300
0~
~
CH
1200
/
~
~ 100
'""7
200
\00
300
400
500
CL
UJ
()
i5 20 ~
MH-OH
ML-OL
10 7 4
I
CL-M~~ /
10
20
,
40
30
50
60
100
90
80
70
LIMITE LiOUIDO
pri!iifijj Carta de plasticidad de Casagrande.
~
ro o
.::1
~i
~ '.§ qE
e
o .
E! ~ z
~ ~ ·~ "' "!'!
~ ~Q; '
~.g ~ ·r;
•
"' .S
e~ Ql
Iii'
~~~ ~ (I)
~
.........
c
de grava y arena con pecos fines
.
Gravas
p
11
rna~g~;d~a~sas, mezclas
de arena y grava can pecos fines a sin ellos
G
L~-~~~--~--~ta~m~ai\~o~s~ln~te~r~m~ed~lo~s~~--~-----i~~~~~~~~IT!a~ C) Gravas nmosas, mezclas mal
.!!! E
~~ cr
GW
Predominio de un tamaiio o un tipo de tamarios, con ausencia d~ algunos
~ g" ~ ~ ~ -c ~»
Fracci6n fina no pl~stica {para Ia . identiftcaci6n ver el grupo ML mM ab aJo)
i'l " "'"
GM
graduadas de grava, arena y limo
ffi -o Q ~ ~ro -.o"' "' l'~::::::_::~::.::=.::.::..=:...:::=~-------'fr;:;;;;;;;.-;;cli~~;;;:~;;-;;;;11 c.; '" \..... Gravas arcillosas, mezclas mal ~~ Q)e, -~ ~ ~·~=~ "'o "'a.~ Fines plasticos (para identificacl'6n ver GC graduadas daercgllrlaava, arena Y
~u _ Lv:l~--J---~~el~g~ru~p~o~C;L;m;,a;s;ab~a~jo~)~~~------fp~~~~~~~;,;~1 e>e tEro ~ .cnQ) d Arenas bien graduadas, arenas Q) -
-g j
..$
~
8.
-o ~ ro m, ~ E a. o .
ro co z ~ .!:!E -(f) 0) ro
"i
2
-~.lj=ij
··s ~ t"' I'll
iQ 5_ ~ ·a. tn8
8
~
c:
c
o ·E N ~ -
c ro -o
~
~ -;;;'£ ~ .:t ~ g.
Amplia gama de tamano,s Ytcanti~a es apreciab\es de todOS OS am a OS lntermedios Predomlnio de un tamaflo o un tipo
de tamaf\os, con ausencia de algunos
SW SP
con grava con pecos fines 0 sin e\\oS Arenas mal graduadas, arenas con grava con pecos fimas
Fines no plasticos (para L , identlficaci6n b . ) veret grupoM masa aJO
SM
arena y Hmo rna I gra du adas
Fines pl8sticos (para identiflcaci6n
sc
Arenas arcillosas, mezctas mal graduadas y arenas y arcillas
ver el grupo CL m~s abajo)
"'" ="' to
Nula a ligera
Media a alta
Rapida a tenta
Nuta
ML
n e= - - 1 - n.
En rocas suele usarse n y en suelos e. El fndice de huecos varfa, normalmente, entre 0,30 y 1,30 (aunque en suelos muy flojos y con materia organica llega a alcanzar valores de 3 6 mas). Cuanto mayor es este
Nula a muy lenta
Media
(CON AIRE Y CON AGUA)
/
tigera plasticidad
CL
VOLUMEN HUECOS
s6uoo
finas, potvo de ro~a, arenas
hw1 f--'--'---·~-·-'-1
Arcillas inorganlcas de plasticidad baja a media, arclllas
----~
con grava, arci\las arenosas, arcillas llmosas
Ugera a media
Lenta
Ligera a media
Lenta a nula
Alta a muy alta
Nul a Nula a muy tenia
Ugera
Llgera
a media
Alta
Ugera a media
OL
VOLUMEN S0UDOS = ~ V
..- - - (SE
S0LIDOS
SUPO~E TODD EL VOLUMEN CONCENTRADO)
MH CH OH
(SUPUESTA AGRUPADA)
Limos orgAnicos y arcillas.limosas arganicas de ba]a plasUcldad
Limos lnorgfln1cos, suelos \imosos 0 arenosos fines mic8ceas o con diatomeas, suelos limosos Arcillas inorganicas de plasUcidad
e\evada, arci\las grasas Arclllas organtcas de plasticldad media a alta
Turba y atros suelos attamente Facltmente identificabtes por su color, alar. organicos Pt sensacl6n esponjosa y frecuentemente par su textura fibrosa sl nan con Ia comblnact6n de los dos slmbctos. P. ej., GW-GC, mezcta
Uf!Ii!fill Sistema unificado de clasificaci6n de suelos (USCS). (En Lambe y Whitman, 1981 ). INGENIERIA GEOL6GICA
Identificaci6n del tipo de suelo, detenninando su granulometrfa y plasticidad, a lo que se anade el contenido de S03 , C0 2 y materia organica, todo ello a traves de sencillos ensayos de laboratorio.
finas ltmosas o arclllosas con
ds dte ~~~~~~~sd~e~:~l~s se refleren at U.S. Standard. Los suetos que poseen caracterls~ca bien graduada de arena y grava. ,o as a
24
e n= - - 1+ e
hw = ALTURA DEL AGUA EN HUECOS
Media a alta
suelos altamonte organIcos
La metodologfa para el analisis del comportamiento de un suelo frente a las acciones exteriores (como cimentaciones de edificios, excavaciones, etc.) es Ia siguiente:
Limos inorgfmicos y arenas muy
"'g ::J
Estado de los suelos
Reslstencia en estado seco (a Ia disgregad6n)
""' 8~ ,.o
·r; E
Para definir el estado inicial de un suelo, se intenta determi nar en primer Iugar Ia concentracion relativa de solidos, volumen relativo de lmecos y contenido relativo de agua en un volumen elemental representati ve de un punto o zona del suelo. Para ello se suele utilizar un pequefio modelo ffsico equivalente a ese volumen elemental, tal como se define en la Figura 2.8. El modelo se consigue suponiendo que todo el volumen de partfc ul as sueltas se concentra, quedando el resto del volumen ocupado por los huecos. Unos primeros Indices para definir el estado del suelo son Ia porosidad, n (relacion entre el volumen de huecos y el volumen total del elemento considerado, o sea su volumen aparente) y el indice de huecos o de poros, e (relacio n entre el volumen de huecos y el volumen de solidos). Util izando el esquema de la F igura 2.8 resulta:
Gravas bien g raduadas, mezclas
Amplia gama de tamai\os y canti~ades apreciables de todos los tamanos
intermedlos
~ .E
Determinacion de su estado real (los ensayos anteriores se hacen secando y disgregando Ia muestra, sin conservar su estructura inicial), esto es, de las proporciones relativas de solidos, agua, etc. A partir de l estado real, teniendo en cuenta, ademas, su estado tensional inicial, ha de estudiarse la respuesta del suelo frente a los cambios que, en este estado, inducen las acciones exteriores.
Hay suelos con predominio arcilloso, como las «pefiuelas de Madrid», que si bien se orientan en una direcci6 n paralela a Ia linea A no quedan siempre por encima de dicha linea. No son limos, pero su mineralogfa, estructura, fabrica y contenido de carbonato hacen que no se cumpla estrictamente Jo obtenido por Casagrande en otros suelos m as «normales». Ademas, en la practica, se detennina el contenido de algunos componentes qufmkos para completar esta identificacion: Ia materia organica (para conocer Ia parte compresible de las partfcul as), el contenido de sulfatos (para determinar posibles disoluciones, ataques al hormigon, etc.) y el contenido de carbonatos (como posible agente cementante). Para problemas especiales se determina Ia composici6n qufmica restante y, sobre todo, el contenido mineralogico de Ia fracci6n arcillosa (para conocer el tipo de minerales existentes entre los silicatos y sus caracterfsticas, posibilidad de expansion, etc).
VOLUMEN ELEMENTAL (ANCHURA NORMAL A ESTE PLANO = 1)
EJP
o bien
1
D!!!lfrJ:I Modelo simplificado equivalente a una muestra representativa del suelo.
~
MECANICA DEL SUELO
25
fndice, mas huecos hay, mas flojo 0 blando es el terreno , mayor es su defonnabilidad, etc. Para estimar Ia concentracio n relativa de solidos y agua se utilizan varios parametres:
-
HUMEDAD
t,.
-
-
Peso especifico de particulas, G, es el valor medio de los correspondientes a las diversas partfculas. Se determina en laboratorio, midie ndo el volumen que ocupa una muestra de partfc ul as (seca y disgregada, y de peso conocido) por clesplazamiento de un volume n de Hquido e n un recipiente Jle no de agua y previamente tasado (picnometro). Suele alcanzar valores del orden de 25 a 27 kN/ m 3 , aunque en determinados sue los volcanicos con minerales de hi erro alcanza valores de 30-3 1 kN/ m3 . Peso especifico aparente seco, y", es Ia relacion e ntre el peso de solidos de Ia muestra (sin considerar el agua que tenga) y el volumen apare nte que oc upan (el de l e le mento de referencia). Puede valer, normalme nte, e ntre 13 y 19 kN/ m3 , a unque en algunos suelos volcanicos y depos itos eolicos se alca nzan de 6 a 12 kN/ m3 . Peso espedfico aparente saturado, y'"'' es Ia rel acion entre el peso de solidos mas el peso de agua de los huecos (suponiendo el suelo saturado, a unque no lo estuviese), y el vol ume n apare nte del ele me nto de referenci a; suele vmi ar entre 16 y 2 1 kN/ m3 (con algunos valores mas bajos en casos especiales). Peso especifico aparente, Yap' es Ia relacion entre el p eso de Ia muestra (so lidos mas el agua que conte nga) y su volumen apare nte; suele variar entre 15 y 2 1 kN / m3 . Peso especitico del agua, Yw, es el del fluido intersticial. Humedad, W, es Ia relacion entre el peso del agua que contie ne Ia muestra y el peso de sus s6lidos, a cle terminar por secado e n estufa. Suele variar entre 5-8 % en suelos granulares (arenas y gravas) y entre 60-70% en suelo s arci llosos, aunque e n algunos suelos organicos y de marisma alcanza val ores de 300-400 %. Grado de saturaci6n, S,., es Ia relacion e ntre el peso del agua que contiene la muestra y el que contenclrfa si estuviera saturaclo (W~.. ); varia de 0 a 100 %.
De Ia Figura 2 .8 se deducen las siguientes expresiones : 'Ysat
=
G
+e
Sill
INGENIERIA GEOL6GICA
t,.*"Ef1-
0
Arcilla o limo poco plastico, consistente.
t,.*"Ef1-
IJ 0:: tL
N.P.
Arena o limo-arenoso no plastico.
N.P.
X!J. X!J.
(f)
EB
Suelos de grano grueso
Densidad relativa Dr(%)
Densidad seca y4 (kN/m3)
Humedad W (%)
Indice de huecos e
Muy floj os Flojos Medianamente densos Densos Muy densos
ijt!iiifiJI Situaci6n de un suelo real entre extremos posibles. Defi nir el contenido de humedad equi vale a identificar Ia consistencia ini cial del terreno , por lo que suele compararse con las humedades del lfmite lfquido y plastico, a fin de tener una idea de dicha consistencia. Ello suele hacerse en Ia forma que se indica en Ia Figura 2.9, dibujando para cada profundidad en que se hayan hecho los ensayos adecuados Ia humedad natural y la de los citados limites, 1o que permite no solo tener una idea de Ia consistencia sino de si las muestras representan suelos diferentes. Ademas se uti liza, por ejem plo, el indice de fluidez, 10 para cuantificar esa consistencia, que normalmente varia entre 0 y 1, pero puede ser negativo (en sue los muy secos):
En las arenas, donde Ia retencion del agua es escasa, y Ia plasticidad es muy baja o nula, no sue le hacerse una comparacion de este tipo. Pero sf se hace con Ia concentracio n de solidos. A tal efecto se conside ra: a) Ia densidad seca maxima (mayor contenido posible de solidos e n un volumen dado), Ymax' que corresponde a un fndice de huecos mfnimo, e 111 ;11 ; b) Ia densidad seca mfnima (menor conte nido posible de solidos en un vo lurnen dado), "/ 111 ;11 , que corresponde a un fndice de huecos max imo, emax · Estos dos valores pueden detenninarse facilmente e n laboratorio y permiten obtener un indice de densidad o densidad t·elativa (D 11) :
Suelos finos
Indice de fluidez, IL
Densidad seca '1<1 (kN/m3 )
Humedad W (%)
In dice de huecos e
Muy blandos Blandos Consistencia media Duros Muy duros
I ,00-0,80 0,80-0,65 0,65-0,40 0,40-0,25 < 0,25
< 1,40 1,40-1,55 1,55-1 ,70 1,70-1 ,80 > 1,80
> 55 40-55 25-40 15-25 < 15
> 1,30 1,0-1,3 0,7-1 ,0 0,5-0,7 < 0,5
valores habituales para las propiedades del estado de los suelos arenosos, rnientras que en el Cuadro 2.2 se han incluido las de los suelos finos (limos y arcillas). Los suelos de grano grueso son aquellos c uyo tamafio
predominante (mas del 50 %) es mayor de 0,075 mm (retenido por el tamiz 200 ASTM), y los suelos finos son los de tamafio predominante (mas del 50 %) igual o inferior a 0,075 mm (pasan por el tamiz 200 ASTM) .
Permeabilidad. Filtraciones y redes de flujo En este apartado se describen los conceptos del flujo en medios porosos y otros aspectos relacionados con el agua del suelo; de fonha m as general en el Capitulo 5 de hidrogeologfa aplicada a la ingenierfa geol6gica se desarrollan estos conceptos, completando lo expuesto en este apartado.
+ ey,
s' = -ww 26
Arcilla plastica blanda, muy flu ida .
>E EB
t,.
-
Propiedades de estado de suelos de grano grueso
miento se define a partir de l ll amado «Teorema de Bernouilli»: u v2
H= z + - + Y.,.
donde H es Ia carga hidniulica total, que se descompone en tres sumandos: -
donde y" es Ia densidad seca aparente de Ia arena considerada y e su fndice de huecos. Con D,. puede calificarse la compacidad re lativa de Ia muestra seglin el Cuadro 2.1. E n este mismo Cuadro se han incluido los
Carga total. Teorema de Bernouilli En los problemas de flujo Ia forma de expresar la e nergfa en un determinado punto del fluido en movi-
2g
-
z: altura geometrica, que se mide desde un plano de referencia, z = 0, elegido arbitrariamente. u/y.,.: altura de presion, siendo u Ia presion de agua e n el punto considerado y "/.,. el peso especffico del agua.
~
MEcANICA DEL SUELO
27
movim.iento no tiene sentido pensar en obstaculos que se opongan a el. Complementariamente, a! ser nula Ia velocidad de flujo, el Teorema de Bernouilli queda reducido a un binomio:
El empleo de piez6metros de tubo abierto
Lt
h=z+ -
'Yw .
-L-----z= O
___L______________________
lij!iiifrfl•J Teorema de Bernoulli. v2 f2g: altura de velocidad, donde v es Ia velocidad de flujo en el punto considerado y g la aceleracion de Ia gravedad. Los dos primeros terminos representan una energfa de posicion (potencial), mientras que el tercer termino coLTesponde a una energfa cinetica; todos ellos tienen unidades de longitud. En el caso ideal de un fluido pelfecto e incompresible sujeto a un flujo permanente y estacionario, Bernouilli demostro que la carga hidn1ulica total se mantiene constante (Figura 2. 10). Por lo tanto, entre dos puntos cualesquiera del fluido en movimiento se mantiene Ia energfa global dada por Ia carga H, y lo (mico que ocuJTe es que dicha energfa se transfiere de unos terminos a otros (altura geometrica, de presion o velocidad): LtA
V~
'Yw
2g
Lt8
V~
'Yw
2g
z + - +--=z+-+-A
8
Los fluidos reales, como el agua, no son perfectos, de forma que cualquier obstaculo que se oponga al flujo entre dos puntos produce una perdida de la carga !J.H. De hecho, para que exista flujo es necesaria
una diferencia de carga hidraulica, de manera que el agua circula desde puntos de mayor carga (HA) bacia puntos de menor carga (H8 ). La diferencia !J.H = HA - H8 representa el trabajo gastado para
donde h se denornina altura piezometrica. Esta simple ecuacion, junto con Ia condicion de que h resulte constante en toda la masa Hquida, permite calcular de forma inmediata Ia presion de agua en cualquier punto del fluido. El ejemplo mas simple es el de un recipiente estanco lleno de agua, por ejemplo, una piscina (Figura 2. 11 ). Se elige en primer Iugar un plano arbitrario de referencia z = 0. A continuacion, se seleccionan dos puntos de Ia masa liquida, uno situado en Ia superficie (A) y otro en un punto intermedio (B) en el que se desea calcular Ia presion de agua. Por la ecuacion de Bemouilli se sabe que hA = h 8 , donde la altura piezometrica de A resulta:
Un caso particular y muy habitual de mantenimiento de la carga total cmTesponde a situaciones en las que el agua esta en reposo (condiciones hidroestaticas) ya que, aunque su viscosidad no sea nula, al no existir
y UB
c=-
'Yw de forma que: La altura de agua que mide un piezome-
tro de tubo abierto en cualquier punto del terreno es igual a Ia presion de agua en dicho punto dividida por el peso espedfico del agua.
ya que se situa en Ia superficie del agua y su presion es la atmosferica (se toma como 0). Cambiando ahora al punto B:
u
C=-
Yw
8
y despejando:
solucion esta conocida, pero demostrada aquf de forma rigurosa, que se puede enunciar de la siguiente forma: la presion hidrostatica en un punto de un fluido situado a una profundidad bajo su superficie libre es igual al producto de el peso especffico del fluido por dicha profundidad. En consecuencia, en regimen hidrostatico La ley de presion de agua resulta linealmente creciente con Ia profundidad (Figura 2. 11).
u=ywe
za
+------;<~-------------
L---------------------------__J t=O
ii!ii!frfll Calculo de presiones hidrostaticas.
z =0
Lectura de un piez6metro de tuba abierto.
El flujo de agua en el terreno
Conceptos basicos. Perdidas de carga y permeabilidad
A
veneer Ia resistencia del obstaculo, o lo que es lo rnismo, Ia parte de energfa empleada para ello.
El agua en reposo. Presiones hidrostaticas
presion de agua en (B) sera:
Los conceptos anteriores encuentran una aplicaci6 n directa cuando se desea conocer Ia presion de agua en un punto cualquiera del terrene (B). Si se introduce un tubo hasta Ia profundidad deseada, transcunido un cierto tiempo (necesario para que se equilibren las presiones), el agua subira hasta un determinado nivel (A). Dentro del tubo las condiciones resultan hidrostaticas (no hay perdida de carga), de manera que las alturas piezometricas de A y B son iguales. En consecuencia, la
El suelo es un conjunto de partfculas entre las que existen huecos o poros interconectados, de manera que el agua puede fluir a su traves. Como es facil imaginar, el camino de filtraci6n resulta bastante «tortuoso», ya que el agua ha de «sortear» Ia gran cantidad de obstaculos que suponen las partfculas del suelo (Figura 2.12). En consecuencia, en el proceso se produciran perdidas de carga hidraulica. La mayor o menor facilidad para que se produzca flujo sera funcion de Ia granulometrfa del suelo.
Asf, un suelo granular como una arena posee partfculas de tamano considerable, de forma que las dimensiones de los ~oros entre partfculas tambien to seran, el agua fluini con facilidad a su u·aves y las perdidas de carga seran discretas. Sin embargo, en un suelo fino como una arcil\a, el tamafio de las partfculas es muy pequeno, del orden de rnicras, y sus poros resultan tambien extremadamente pequenos. En estas condiciones, el agua encontrara muchas mas dificultades para circular y las perdidas de carga seran muy considerables. Si se define el coeficiente de permeabilidad, k, de un suelo como un parametro que mide «Ia facilidad para que el agua circule a su u·aves», dicha permeabilidad dependera de: La granulometrfa, es decir, de la distribuci6n de tamanos de los granos del suelo (y por Jo tanto
G
MEcANICA DEL SUELO
28
INGENIERiA GEOL6GICA
29
Lfneas de fluj o
·'-"---L. .. · . .~
Linea de f\ujo te6rica
.
.
h __; h
v:: k ~
L
ijl!!iifijtj Tr ayectorias de filtraci6n en el suelo.
i:=' O
de sus poros), siendo k menor cuanto mas pequefias sean las partfculas del suelo. La densidad del suelo, habida cuenta que, para una misma granulometrfa, cuanto mas denso sea el terreno menor sera su volumen de huecos, y menor sera tambien k. La forma y orientacion de las partfculas, ya que si las condiciones de sedimentacion dan Iugar a orientaciones preferenciales, .]a permeabilidad podra variar sustancialmen te en funcion de Ia direccion de flujo. El coeficiente de permeabilidacl fue enunciado por primera vez por Darcy en 1856. Se mide en unidades de velocidad (m/s, m/dfa o cm/s) y es quizas el panimetro hidraulico que registra mayores variaciones en funcion del tipo de suelo. E n el Cuadra 2.3 se incluyen algunos valores tfpicos (Powers, 1992).
Carga hidraulica en el suelo. Gradiente hidraulico Una caracterfstica particular del fluj o de agua en el suelo es que su velociclad de circulacion resulta
muy pequefia. Asf, un valor elevado de esta serfa del arden de 0,6 m/min, lo que darfa Iugar a una altura de velocidad (v2/2g) extremaclamente pequefia, de solo 5 x 10- 6 m. Este valor resulta despreciable en comparacion con lo s terminos z y u!Y,,., y es incluso mucho menor que Ia precision para medi.r Ia altura geometrica (z) de un punta cualquiera (Lambe y Whitman, 1979), de manera que en Ia pnktica se puede reducir Ia expresion de Ia carga hidraulica a Ia altura piezometrica:
Grava mal graduada (GP) Grava uniforme (GP) Grava bien graduada (GW) Arena uniforme (SP) Arena bien graduada (SW) Arena limosa (SM) Arena arcillosa (SC) Limo de baja plasticidad (ML) Arcillas de baja plasticidad (CL)
~ I
0 ,2- 1 0,05-0,3 5 x w- 3 -0,2 w- 3-0, l w-1-5 x w- 3
w-•-w-
5
X
3
J0- 5-J0- 4
w-s_w-8
Perdida de carga y gradiente hidraulico.
puede suponer que Ia velocidad de flujo es proporcional al gradiente hidraulico:
u
11h v = k - = ki L
Cuando el agua circula en el terreno lo hace, por tanto, desde un punta (A) de mayor altura piezometrica (h ) a otro punta (B) de menor altura piezometrica 11 (h > h ). Si se tiene en cuenta que Ia perdida de carga 8 11 11h. = h - h se produce en una longitud L, distancia 8 11 que separa los dos puntas seleccionaclos a lo largo de una linea de corriente, se puede definir el gradiente
siendo k Ia permeabilidad del medio (expresada por el coeficiente de permeabilidad), y v Ia velocidad media del agua a u·aves de una seccion «macroscopica» de suelo, es decir, Ia velocidad aparente a lo largo de las lfneas de flujo teoricas de Ia Figura 2.1 3.
Y...
hidraulico como Ia perdida de carga (altura piezometrica) por unidad de longitud: !1h
Ley de Darcy k (cm/s)
Tipo de suelo
ijl!ii!frjfl
h =z+-
i =L
Rango de valores del coeficiente de permeabilidad en suelos
hA > h 8 =<> Flujo de A hacia B
El flujo de agua puede ser de dos tipos: laminar y turbulento. El regimen de flujo se considera laminar cuando las trayectorias de las gotas de agua (las lfneas de corriente) no interfieren unas conu·a otras. En caso contrario, se trata de un flujo turbulento. Para el estudio de filtraciones en el ten·eno, salvo en algunos casas especiales de suelos de gran permeabilidad, flujo a traves de grandes fisuras, fluj o en karst, etc., se suele considerar que el regimen es laminar. En estas condiciones es aplicable Ia llamada ley de Darcy y se
Elemento de suelo en P (x, y, z)
z
y
X
Flujo estacionario en medio is6tropo Se ha sefi.alado anteriormente que e l coeficiente de permeabilidad puede depender de Ia direccion de flujo. De hecho, con toda generalidad puede considerarse como un tensor en un espacio de tres dimensiones, de forma que Ia ley de Darcy generali zada puede expresarse (Figura 2.14): Vx
=
ah
-
,(I x -
0X
v.r =
ah - k.,.-ay
v
=
- k
: oz
donde
ijl!iiifrj§l Vector d e velocidad de flujo. -
Si se asume que: -
v,, v.r, vz son las componentes de Ia velocidad de flujo segun los ej es x, y y z. k,, k.,.• k: las direcci01ies principales de permeabiliclad.
- (ohjox), - (ohf oy), - (ohj oz), los gradientes hidnlulicos segun los tres ejes seleccionados (n6Lese el signa ( - ), necesario en Ia fo rmulacion matemati ca ya que Ia velocidad de flujo tiene sentido contrario al de crecimiento de h).
-
El agua es incompresible. v y u son funcion exclusiva de Ia posi cion (x , y, z). E l suelo ti ene densidad constante y esta saturado.
~ 30
INGENIERiA GEOL6GICA
MECANICA DEL SUELO
31
Calculo de presiones intersticiales guido el equilibria sera hidrostatico y, en consecuencia:
La columna estratigriifica bajo Ia supetficie horizontal de un amplio valle esta formada por 3 m de gravas gruesas situadas sabre un deposito de 12 m de arcilla. Bajo la arcilla se encuentra un estrato de areniscas fisuradas de alta permeabilidad. El n.i vel freatico en la capa de gravas se situa a 0,6 m bajo la supetficie del terreno. De otro lado, en el sustrato de areniscas el agua se encuentra en condiciones artesianas, con una altura piezometrica de 6 m por encima de Ia superficie del terreno. Admitiendo que en Ia capa de gravas, por su elevada permeabilidad, las condiciones son hidrostaticas, se pide determinar en Ia capa de arcillas: a) b)
c)
ho = he h0
= Zo + u 0 /Y.,, = z0 = 21 m =
Ltc
= y,.,(z0
-
Las presiones de agua en la base de La capa dearcilla coincidiran con las del techo de las areniscas. Para su calculo se taman los puntas de referencia C y 0 de Ia F igura. El punta 0 se sima a la altura que alcanzarfa el agua en un piezometro de tuba abierto situado en C. Para mayor facilidad se supone ademas que el plano de comparacion (z = 0) se sitlia al ni vel de C. Como ya se ha descrito en apartados anteriores, el regimen en el tubo piezometrico una vez conse-
Zc) = 9,81 x 2 1 = 206,01 kPa
hA = Z;~
+ uA!Yw = Z;~
= 14,4 m
=>
-
z8 ) = 9,81 x 2,4 = 23 ,54 kPa
Como puede apreciarse, he > h1p de manera que existira un fluj o ascendente. b)
i]2h
= 0,55. c)
El punta P se sitlia a 9 111 por encima de C. Teniendo en cuenta que se produce una perdida de carga de 0,55 111 por cada metro de recorrido: hp = he - (0,55 x 9)
i = f..h/ L = (he- h 8 ) / L c8 = (2 1 - 14,4) / 12 =
Esta es la Jlamada ecuacion de Laplace, que se aplica en muchos problemas de flujo, tales como Ia transmision de calor, de electricidad o, en este caso particular, de agua a traves de un medi a poroso. Esta ecuacion, de diffcil resolucion analftica en muchos casas, tiene Ia particularidad de que puede ser resuelta graficamente dibujando dos familias de curvas ortogonales entre sf que cumplan una serie de condiciones (Figura 2. 15). Una de las familias representa a las lineas equipotenciales, a lo largo de las cuales Ia altura piezometrica es constante. La otra familia representa las lineas de flujo o lineas de corriente. Estas liltimas son perpendiculares a las lfneas equipotenciales, y tangentes al vector de velocidad de flujo en cada punta (o lo que es lo mismo, no existe flujo en Ia direccion perpendicular a ellas). Para mostrar el proceso a seguir, a continuacio n se resuelve un ejemplo sencillo en dos dimensiones (Figura 2. 16). Se trata de una pantalla impermeable que penetra hasta Ia mi tad de una capa aluvial permeable. Par debajo se encuentra un sustrato de permeabilidad 10 veces menor que Ia del aluvial (lo que, comparativamente, permite considerarlo como impermeable y suponer que todo el fluj o se resuelve a traves delnivel superior). La pantalla sobresale de la superficie del terrene y se emplea para embalsar una altura determina-
6m
''
-
ox
~ Yw
' ''' '' : '' ''
.
ov.,.
y sustituyendo:
u8 = )1 11,(Z;~
0
.
Teniendo ahara en cuenta Ia ley de Darcy generalizada a tres dimensiones, se puede escribir:
hB = 14,4 m
luego
;
3m
= 2 1 Ill
hA = ha
La ley de presiones intersticiales. El gradiente hidraulico. La presion intersticial en un punta intermedio P, situado a 6 m de profundidad bajo Ia supe1iicie 3 (siendo y,., = 9,8 1 kN/ m ).
~
he
Para obtener la presion de agua en el techo de la capa de arcillas, se taman los puntas A y B. De nuevo, al ser las condiciones hid rostaticas en las gravas se tiene:
Soluci6n: a)
Entonces se puede estab lecer de forma matem<1tica la ec uacion de Ia continui dad (conservacion de Ia masa), que ex presa que en un regimen de flujo estac ionario, el agua que entra en un elemento de suelo por un.idad de tiempo es igual a Ia que sale (siempre que no ex istan fuentes o sum.ideros en el interior de dicho elemento). La expres ion resultante es:
Il. ----· 23,54 kPa
3m
Eq uipotenciales
E --------------- 69,16 kPa - - U neas de flujo
ARCILLAS
'
:'
:;
9m
1, -
- --;-JL--
- '' 'Il
- - --}L-
- -+ - - z = 0
206,01 kPa
z=0
G : - --. . ARENISCAS
c
Ql@ifJir1 Soluci6n g rafica de Ia ecuaci6n de Laplace.
G
MECANICA DELSUELO
32
INGENIERiA GEOL6GICA
33
0
CD
A
ITM 0 F
...~
A
B
•
M
G
B
... E
H
I
Equipatencial minima 6
Equipatencial maxima 0
G)
®
I
Linea de fluja
I
I
1-2: 2.0 "salta" 5-6: 6.0 "salta"
WliifrJij Pasos a seguir para Ia canst rucci6n de una red de flujo. da de agua, de forma que Ia diferencia de cola en Ia lam ina de agua a un !ado y otro de Ia pantalla es flh. Para acometer Ia soluci6n grafica es con veniente seguir los siguientes pasos: l. 2.
Se dibuja la geometrfa del problema a escala. Se dibujan las lfneas de flujo y equipotenciales conocidas del contorno:
-
3.
4.
La lfnea CD es una equipotencial, y todos sus puntos tienen Ia misma altura piezometrica que el punto A , ya que no existen perdidas de carga a traves de Ia lamina de agua. La lfnea FG es una equipotencial, con Ia altura piezometrica del punto B. La linea Hl es una frontera impermeable; al no existir flujo a su traves, la velocidad es tangente a ell a y constitu ye una lfnea de corriente. La lfnea DEF es una Frontera impermeable, de fo rm a q ue constitu ye un a lfnea de corriente.
Se trazan varias lfneas de corriente, perpendiculares a las equipotenciales conocidas del contorno. Se dibujan las lfneas equipotenciales necesarias para consegui r «cuadrados curvilfneos», de
forma que ambas familias de curvas sean perpendiculares entre sf. 5. Se observa el resultado conseguido y se corrige si es necesario, lo que es habitual, para conseguir mejores «cuadrados» y un a mejor ortogonalidad; como ayuda, se puede comprobar que las diagonales de los cuadrados curvilfneos tambien son ortogonales, o que se puede inscribir un cfrculo en ellos. Una vez dibujada una «red de filtraci6n» razonable, estara resuelta (tambien de forma razonable) Ia ecuaci6n de Laplace. Como caracterfsticas principales de la red asf dibujada se puede sefialar:
-
La perdida de carga total se distribuye de manera uniforme entt·e las equipotenciales. Todos los canales de flujo transp01-tan el mismo caudal. Un canal de tlujo es el comprendido entre dos Iineas de corriente.
En Ia Figura 2.17 se muestra Ia red obtenida, j unto con algunos aspectos relacionados con su explotaci6 n. Si se ll ama N al numero de canales de flujo dibuja1 dos, en el caso en estudio resulta N1 = 3. Por otra parte, Ia perdida de carga total , flh , se distribuye en
WiiifiJQ Ejemplo de resoluci6n de una red de flujo. N,, = 6 cafdas sucesivas de potencial. Dado que Ia perdida de carga entre equipotenciales contiguas es siempre Ia misma, en cada «Saito» entre equipotenciales se perdera dh = flh/ N" Si se selecciona ahora un elemento cualquiera de Ia malla (elemento X en Ia Figura 2.17 ), el caudal total que fluye a su ti·aves resultara:
q,. ·
=
Por ultimo, si se desea calcul ar Ia presi6n intersticial en un punto P, basta conocer en que equipotencial se situa para detenninar su al tura piezometrica y, descontando la altura geometrica, determinar su presi6n. Asf, el punto P de Ia Figura 2.17 se situa en Ia tercera equipotencial, de forma que hasta el se han producido 2 cafdas o saltos de carga:
dh flh/N" k - br = k - - br a, : a,. ·
y dado que Ia red dibujada es cuaclrada (bx = ax) :
luego
Si se tiene ahora en cuenta que todos los canal es transportan el mismo flujo, el caudal total sera:
En caso de q ue el punto P no coincida con una de las equipotenciales dibujadas, basta con tupir localmente Ia malla en el elemento en donde se encuentra P basta conseg ui r una equi potencial que pase por el.
Q = kflh
N _I
Nu
G
MEcANICA DEL SUELO
34
INGENIERiA GEOLOGICA
35
Flujo estacionario en media anis6tropo
rk
Como se ha analizado anteriormente, cuando el terreno es anisotropo Ia ecuacion de Ia continuidad es funcion de las permeabilidades. En el caso bidimensional resulta:
L------'
E;jemplo de red de flujo en medio anis6tropo La figura adjunta muestra el ejemplo de Ia Figura 2. 16 en el caso de que Ia permeabilidad horizontal resulte 9 veces superior a Ia vertical. Los pasos a seguir son: 1.
La aparente dificultad de esta expresi6n puede solventarse si se realiza uno de los siguientes cambios de coordenadas:
2.
i@!i!fijl:l
Caudal en media anis6trapa.
Igualando ambas expresiones resulta:
X' = x ;
Dibujar la geometrfa del problema a escala real, sefialando los puntos de interes (P, por ejemplo, para el calculo de presiones intersticiales). Seleccionar el cambio de variable y dibujar Ia geometria en el espacio transformado. En el caso en estudio, el cambia de variable mas sencillo es aquel en el que el eje vertical no varia, dado que
3. 4.
de esta forma se mantiene el espesor del medio permeable, las alturas de agua, pantalla, etc. (de hecho, salvo en puntos particulares como P, el dibujo inic.ial es el mismo). Dibujar Ia red siguiendo las construcciones graficas de las Figuras 2.16 y 2.1 7. Deshacer el cambia de vari able para obtener Ia red de flujo en el espacio real (que ya no cumplira las condiciones de Ia ecuaci6 n de Laplace en cuanto a la ortogonalidad entre equipotenciales y lfneas de flujo, etc.).
1:
o, alternativamente: Z' =
z
ya que en ambos casos, con las nuevas coordenadas queda reducida a:
---------------l~r~h
y finalmente [ = ...J"'x'"z !fk
1-Y.--------------
Por lo tanto, el caudal total de flujo resultada:
-.:
dh qX = kX -a b
X
Q
expresion que resulta valida para ambos espacios. X
X
0
0
Permeabilidad y flujo en suelos estratificados
@ Espacio transformada
G) Espacia natural
X=xff;=f z
Frecuentemente, los depositos de suelo consisten en una sucesi6n o alternancia de estratos de diferente naturaleza. Un caso habitual serfa el de los sedimentos aluviales, en los que es muy com(m encontrar alternancias dispuestas subhorizontalmente de mat~riales de muy distinta granulometrfa, y por tanto de dt_ferente permeabilidad. En estos casos puede ~·esultar mteresante definir una «permeabilidad equtvalente», que represente el flujo a traves del conjunto de estratos.
z
3/
• FLUJO VERTICAL
y en el transfonnado: q = k- -dh h
.
p
p
que de nuevo es Ia ecuacion de Laplace y puede resolverse graficamente. En consecuencia, para dibujar Ia red de flujo basta con cambiar la escala del dibujo en el primer paso del epigrafe anterior (eligiendo el eje mas se~cillo). Sobre el nuevo dibujo se resuelve Ia red de fluJO como SJ el medio fuera is6tropo y, finalmente, se deshace el cambio para observar Ia red real (Recuadro 2.3). En lo que respecta al caudal, en Ia Figura 2.18 se muestra esquematicamente un hipotetico elemento de Ia red, paralelo a los ejes de coordenadas, tanto ~n el espacio real como en el transformado (para el pruner cambio de variables). El caudal que atraviesa el elemento sera el mismo, tanto en el espacio real como en el transfonnado, y lo mismo ocurrira con la perdida de carga (dh) entre las equipotenciales limite del elemento. Por ello, en el espacio real se tendra:
=z
ft·· -'kz
donde [ serfa la penneabilidad equivalente del espacio transformado.
En Ia Figura 2. 19 se representa el caso teorico de un deposito de suelo de espesor (D) , en el que Ia p~nnea bilidad varfa de forma continua con Ia profundtdad. En lo que respecta a las condiciones de flujo ve_rtical a traves de este medio estratificado, es senctllo comprender que el caudal que circula a traves de cualquier seccion horizontal del deposito resulta cons-
X
X
0
0
G)
@
Dibuja de red en espacia transformada (Laplace)
Cambia a espacia real (red real)
G
MECANICA DEL SUELD
36
INGENIERiA GEOL6GICA
37
y despejando k11 :
z
D
k"
=I/) u
Calculo de Ia permeabilidad a traves del aluvial. Nuevas investigaciones revelan La presencia de un delgado y continuo ni vel de gravas, de 0,10 m de espesor y gran permeabilidad, que nose detecto en las investigaciones iniciales. Determinar La permeabilidad horizontal equi valente del dep6sito estratificado y compararla con Ia supuesta en el proyecto. Aplicando directamente Ia ecuaci6n de k11 con las condiciones de Ia figura resulta:
Determinar las penneabilidades equivalentes vertical y horizontal de un terrene estratificado compuesto por dos capas de arena limosa de espesor L 1 y permeabilidad k1 entre las que se intercala un ni vel de grava de espesor L 2 y permeabilidad k2 (Figura A). Por aplicaci6n directa de Ia ecuacion obtenida, resulta:
k"
=
l
20
[9,9.
w-5 + 0.1. o,oJ + 10. w-5] ~ ~
6 -10 - 5 m/s
Como puede apreciarse, Ja permeabilidad equi valente resulta 6 veces superior a la supuesta. Habida cuenta de que el caudal es proporcional a La permeabilidad, Ia filtracion registrada sera 6 veces superior a Ia esperada ini-
En Ja Figura B se representa el perfil geologico supuesto para Ia ubicaci6n de una presa de materiales sueltos, consistente en 20 m de un alu vial areno-limoso, bajo el que se encuentra un sustrato impermeable. Una vez construida Ia presa se detecta un gran caudal de filtracio n
dz k,
Asf, para un terrene formado por n estratos de espesor L;. ~ permeabilidad k;, Ja permeabilidad equivalente vertical resultarfa: II
L
D
k.,=
z X,
k
L;
i
~
i- t
k;
i= l
dz
• FLUJO HORIZONTAL
Ql!iiififfl Media estratificado continuo. tante (en ausencia de fuentes o sumideros), y por Jo tanto tambien lo sera Ia velocidad. ~lamando k" e i 11 a Ia permeabilidad y al gradiente eq~~valentes para todo el estrato (como si de una capa umfonne se tratara), Ia observaci6n anterior da Iugar a:
E t: este caso, es el gradiente el que ha de resultar el mtsmo para cualquier secci6 n vertical del deposito de s u~lo. Por consiguiente, llamando k11 e i 11 a Ia permeabthdad y el gradiente equivalentes para flujo horizontal, el caudal que di sc urre a traves de toda Ia masa de suelo sera:
Q, = k11 i,,D =
/) I
k) 1, dz
0
cialmente.
y despejando k1, : donde: k, es la permeabilidad vertical real del terreno a una cota generica z. iz es el gradiente de flujo vertical real a una cota generi ca z.
k"
= ~I: kzdz
Por lo tanto, para un terreno formado porn estratos de ~s pesor L;, y permeabilidad k;, Ia permeabilidad equt valente hori zontal sera:
La pe_r~ida de carga a lo largo de todo el espesor D del depOSitO de suelo sera: 11h = ip =
I
Di_dz ..
0
=> i Ll D=
IDk_l_,_ . I/) dz k d Z =k · 0
z
·vltr
0
kz
A
(Real)
(Supuesto)
Tensiories efect ivas Las fases y Ia estructura del suelo
k 1 = 10-s m/s B
Co_mo se ha descri to anteriormente, el suelo es un maten al compuesto por un conjunto de partfculas entre l_as que existen huecos o poros. En el caso mas genetal, el suelo puede contener tres fases distintas (Figura 2.20):
-
Fase s6lida: par·ticulas. Fase lfquida: agua, rell enando total o parcialmente los poros. Fases gaseosa: aire, ocupando total o parcialmente los poros.
~ 38
INGENIERiA GEOLOGICA
MEcANICA DEL SUELD
39
Poro ocupado por aire y agua
Poro totalmente ocupado por agua
Suelo parcialmente saturado: Los poros se encuentran rellenos de agua y/o aire
ij!lllfil.fl
Suelo saturado: Los poros se encuentran rellenos exclusivamente de agua
W!i!fil?•l
Fases del suelo.
De este caracter multmisico deriva la principal clificultad para comprender el comportam iento del suelo frente a solicitaciones externas, ya que su respuesta depencle de Ia compleja interacci6n entre las diversas fases que lo componen. Si se observa «a escala microsc6pica» el proceso de sedimentaci6n natural de un suelo (suponiendo que esta formado por partfculas granulares) se comprobarfa que sus granos tienden a agru.p arse fo~mando _«cadenas», preferentemente subvertlcales. St. aclemas ~e observa c6mo se transmiten las fuerzas ex1stentes (basicamente las debidas a la gravedad: el peso del suelo), se comprobarfa que dicha transrnisi6n se produce precisamente a traves de los contacto~ grano-~rano de estas cadenas, y que las partfculas sttuadas fuera de elias apenas reciben o trasmiten carga alguna (Ftgura 2.21). Si sobre el suelo anterior se afiaden nuevas esfuerzos bien debidos a nuevas procesos geol6gicos o a Ia acti,vidad constructiva, este podni tender hacia un nuevo estado, representado por una nueva estructura y nuevas direcciones preferenciales. Admitiendo que las particulas del suelo y el agua son indeformables, lo que a efectos practicos y para los niveles de tensiones de las actividades constructtvas habituales es aceptable, Ia nueva estructura correspondera a un nuevo ordenarniento de particulas,
que habn1n deslizado y roda~o una~ sabre otras hasta alcanzar el nuevo estado. Ast por eJemplo: La compresi6n del suelo (reducci6n de volumen) consiste basicamente en una reducci6n de su volumen de poros o, to que es lo mismo, en una reordenaci6n de partfculas hacia una estructura mas densa, dejando menos espacios entre elias. Si el suelo se encuentra saturado, Ia reducci6n de su volu men de huecos ira necesariamente asociada a Ia expulsion del mismo volumen de agua. El hinchamiento (aumento de volumen) consiste en un aumento de su volumen de poros, es decir en una reordenacion de sus partfculas en una ~structura mas abierta, con mas espacio entre elias. De nuevo, en el caso de saturacion completa, el aumento del volumen de hu.ecos ira asociado a Ia absorci6n de un volumen tgual de agua, captada del suelo saturado circundante. A partir de Ia descripci6n anterior se pueden r~su mir algunas caracteristicas basicas del comportamtento del suelo: Como resultado del proceso de formacion geologica presentan1 una determinada ordenaci6n de partfculas o, lo que es lo mismo, una deter-
Estructuraci6n del suelo y formaci6n de «cadenas» de transmisi6n de esfuerzos.
minada estructura, caracterizada por una serie de orientaciones preferenciales tanto desde el punta de vista geometrico (distribucion en el espacio), como tensional (transmision de tensiones). La existencia de orientaciones preferenciales conferira al suelo un marcado canicter anisotropo, es decir, su respuesta frente a esfuerzos externos (resistencia, deformabilidad), dependera de Ia direccion de los esfuerzos aplicados. La modificacion de su estado tensional podn1 dar Iugar a reordenamientos de particulas y a nuevas orientaciones preferenciales; Ia nueva estructura dependen1 tanto de los esfuerzos aplicados (magnitucl y direcci6n), como de Ia situacion de partida (estructura antigua). En consecuencia, Ia respuesta del suelo (resistencia, deformabilidad) sera funci6n de su historia tensional.
Suelos saturados. El postulado de las tensiones efectivas Como puede deducirse del epigrafe anterior, el estudio del comportamiento del suelo desde el punta de vista «microscopico>>, teniendo en cuenta su estructura, sus cadenas de transmisi6n de carga, etc., resulta complicado. Dicha complejidad se acentua sin duda en el caso de suelos finos como las arcillas, en los que el pequefio tamafio de las particulas hace que las fuerzas de gravedad pierdan relevancia frente a las ffsicoqufmicas. Por ello, este tipo de enfoque «microscopiCO>> se encuentra en general limitado a !areas de investigaci6n.
Dadas las dificultades anteriores, Ia mecanica del suelo clasica ha tendiclo desde el principia al estudio del comportamiento del suelo desde un punta de vista «macrosc6pico», como si de un media continuo se tratara. Aun con esta simplificacion, resulta necesario tener en cuenta las distintas fases del suelo con el fin de analizar Ia interacci6n entre elias y establecer un marco te61ico de partida. Dicho marco fue postulado por Terzaghi para los suelos saturados. A continuacion se reproduce Ia traduccion de las dos partes fundamentales de su enunciado: «Las tensiones en cualquier punto de un plano que atraviesa una masa de suelo pueden ser calculadas a partir de las tensiones principales totales a~' a 2, a 3 que actuan en ese punto. Silos poros del suelo se encuentran rellenos de agua bajo una presion u, las tensiones principales totales se componen de dos partes. Una parte, u, Hamada presion neutra o presion intersticial, actua sobre el agua y sobre las particulas solidas en todas direcciones y con igual intensidad. Las diferencias 11~ = 11 1 - u, 11~ = 112 ~ u, a; = 113 - u representan un exceso de presion sobre Ia presion neutr-a u, y actuan exclusivamente en Ia fase solida del suelo. Estas fracciones de las tensiones principales totales se denominan tensiones efectivas. Cualquier efecto medible debido a un cambio de tensiones, tal como Ia compresion, Ia distorsion o Ia modificacion de Ia resistencia al corte de un suelo, es debido exclusivamente a cambios en las tensiones efectivas>>. Como corolario principal, si en un suelo saturado no se produce cambia de volumen ni distorsion, es porque sus tensiones efectivas no han variado. Asf, se podrfan modificar las tensiones totales e intersticiales
G
MEC.INICA DELSUELO
40
INGENIERiA GEOL6GICA
41
Tensiones en un estrato de suelo homogeneo Las tensiones tangenciales y el postulado de Terzaghi El postulado se refiere tan solo a las tensiones normales principales, y por extension a las tensiones normales sobre cualquier otra orientacion de ejes. Cabrfa preguntarse que ocurre con las tensiones tangenciales. Observese para ello el estado tensional de un elemento de suelo saturado (se supone deformacion plana, con solo dos direcciones principales para mayor claridad). Sus tensiones to tales principales a 1 y a 3 senin el resultado de los esfuerzos producidos durante su histo-
ria geologica mas los aii.adidos por Ia carga del edificio construido en superficie. Conocidas dichas tensiones, se puede representru· el cfrculo de Mohr correspondiente (en rojo en Ia Figura), que definira completamente el estado de tensiones totales en el elemento de suelo. La tension tangencial maxima vendra dada por el radio del cfrculo:
agua son hidrostaticas (sin circulacion). Se pide dibujar las !eyes de tensiones totales verticales, presiones intersticiales y tensiones efectivas verticales.
El perfil estratigrafico de Ia Figura (a) esta fo rmado por un deposito de arenas finas de 10 m de espesor, cuyo peso especffico saturado es 21 kN/ m3 • El nivel freatico se situa en la superficie del terreno y las condiciones del
(b) COLUMNA DE SUELO
(a)
A
w
3m
l av
a
r
Circulo de Mohr ~....,...-
0 - ah
c
/ e n tensiones
10m
p
Ysat=21kN/m 3
totales
D
a
a'1
a'3
(c)
u
u
TA
a,
f'· a' (kPa)
3m
t·
a
4m
El postulado de Terzaghi y el circulo de Mohr.
Por otra parte, la presion intersticial u a Ia que hace referencia el postulado es la que marcarfa un piezometro situado a Ia profundidad del elemento. En Ia figura las condiciones del agua vienen definidas por un nivel freatico, y por tanto se trata de condiciones hidrostaticas: en consecuencia, Ia altura de Ia columna de agua en el interior del piezometro (u/"y,) alcanzara Ia superficie del nivel freatico. Aplicando el postulado de Terzaghi, las tensiones efectivas principales resultan:
Con elias se puede trazar un nuevo drcu lo de Mohr (en azul en la figura). Como puede apreciarse, es identico al de tensiones totales, pero se encuentra desplazado en el eje de abscisas en Ia magnitud u de Ia presion intersticial. En definitiva, las tensiones tangenciales son las rnismas en tensiones totales y en tensiones efectivas.
tc
El resultado anterior podrfa haberse demostrado de forma analftica a prutir del mismo postulado, ya que:
147 kPa
a'
u
3m
lo
210 kPa
100 110
z
=
[(a I - u) - (a3 - u)]
2
=
(a I - u - a 3
+ u)
=
2
Soluci6n:
a) Tensiones verticales totales
aunque quizas la explicacion mas sencilla derive del hecho de que, como es bien sabido, el agua no puede soportar tensiones de corte, de manera que las que existan en el suelo saturado han de ser absorbidas completamente por el esqueleto solido del suelo.
En si~ta~iones como Ia mostrada en Ia Figura (a), con Ia superfrcre. del ~erreno horizontal, resulta habitual suponer q~te Ia~ dueccwnes vertical y horizontal corresponden a drreccLOnes principales de tensiones (ver elemento de suelo representado en Ia Figura (b)). La tension vertical total sobre una seccion hori zontal d~ suelo situada a una cierta profundidad z se puede definu· como e1 peso (W) de Ia columna de suelo que gravita
sobre Ia secci6n, dividido por el area de Ja misma (S). Asf, si se supooe un punto P del terreno como el de la Figura (b), Ia tension total vertical sobre el vendra dada por:
w
a = u
s
donde W sera el resultado de sumar el peso de todos los materiales que forman la columna (las partfculas solidas del suelo y el agua que ocupa sus poros). Para clarificar este concepto, en la Figura (c) se ban representado 4
G
MECANICA DEL SUELO
42
INGENIERiA GEOLOGICA
43
puntos A , B, C y D, situados a diversas profundidades. A continuacion se calculan sus tensiones verticales totales:
Punto A: esta en supetficie, de forma que se encuentra a presion atmosferica, y se adopta como presion de referencia: ~= 0
Punto B: este punto se encuentra a z = 3 m de profundidad. El suelo que gravita sobre el esta saturado y tiene un peso especifico 'Ysa• = 21 kN/m3 (notese que peso especifico incluye el peso de las partfculas y del agua que contienen sus poros). De esta manera, suponiendo un area horizontal S = 1 m2 para Ia columna de suelo: (JB
"
= W = 'Ysal . Zn. 1 . 1 = }' . z = 63 kN S
1
s al
8
m2
En resumen, Ia tension vertical total en un punto del suelo situado a una profundidad z es igual al peso especffico del terreno situado sobre el multiplicada por Ia profundidad z a Ia que se encuentra.
Punto C: este punto esta a z = 7 m de profu ndidad en el rnismo estrato saturado. Su tension vertical total sera por lo tanto: kN (Jc =" · zc = 21 · 7 = 147 -m2 v rsal
Esta forma de calcular las tensiones tiene su aplicacion directa cuando se trata de varios estratos, en los que Ia densidad de las capas varfa.
Tensiones en un suelo estratificado
Punto D: haciendo uso de los conceptos anteriores: ~=
(J;
+
kN 'Ysal . (zv - zc) = 147 + 21 . 3 = 210 m2
b) Presiones intersticiales AI encontrarse el agua en condiciones hidrostaticas, Ia presion intersticial a una profundidad z bajo el nivel freatico viene dada por el peso especffico del agua multipli3 cada por dicha profundidad. Tomando y,., = 10 kN/m , se tendra: u = 0 (en la superficie del nivel freatico, a presion 11 atmosferica) 2 u8 = "l w · 3 = 10 · 3 = 30 kN/m uC ="fw ·7 = 10 · 7
La columna estratigrafica bajo la supe1ficie horizontal de u.n ancho valle esta formada por 3 m de gravas gruesas s1t~adas sobre un deposito de 12 m de arcilla. Bajo las m·cJ!las se encuentra un estrato de areniscas fis uradas de l~ermeabili?ad e~e~ada. Las condiciones hidrogeologicas resultan hJdrostatJcas, con un nivel frdtico situado a 0,60 m bajo Ia superficie del terreno. Las densidades aparentes de los distintos estratos de suelo son: Gravas (por encima del N.F.): I'~ = 16,8 kNfm3
O"~nici al
= O"inicial
-
Uinic ial
si /'iCJ = !'iu = K (siendo K una constante)
(J~nal =
(Jin icial
+ /)..(J
= (jinici al + K -
-
( u. inicial
Uinici al -
+ l'iu) =
K = ainici al -
U i nicial
=
a~niciat
Fuerzas de filtraci6n. Sifonamiento Resulta intuitivo comprender que el agua en movimiento a traves del ten·eno induce sobre este una fuer-
Arcilla (satu rada): Ya = 21 ,6 kN/ m3
Se pide dibujar las !eyes de tensiones verticales totales, presiones intersticiales y tensiones verticales efectivas en las capas de suelo (y.., = 10 k.N/mJ).
2
2
u.D = "l w · 10 = 10 · 10 = 100kN/ m
c) Tensiones efectivas Por ultimo, empleando el postulado de Terzaghi se tiene: (J~A
=
~
-
LIA
=0
12m
CJ~8 = CJ~ - u 8 = 63 - 30 = 33 kN/m
CJ~c = CJ; - Ltc = 147 - 70 = 77 k.N/m (J1 D
v
=
(JD -
v
U
D
= 2 10 -
2
JOO = 110 k.N/ 111
2
Las !eyes correspondientes se encuentran dibujadas en Ia figura anterior.
za que tiende a arrastrarlo. De hecho, como se ha expuesto anteriormente, para que exista flujo es necesaria una diferencia de altura piezometrica, de manera que el agua circule desde puntos de mayor carga (h 11 ) hacia puntos de menor carga (hJJ). La diferencia !'ih = hA - h8 representa el trabajo o energfa gastados en resistir Ia fuerza de arrastre del agua al moverse a traves de los pequenos poros del suelo. Asf, si las fuerzas que se resisten al flujo son menores que la fuerza erosiva de este, las partfculas de sueto podran ser arrastradas por el agua. Este fenomeno puede originar serios problemas en diversas aplicaciones geotecnicas (Figura 2.22). Las fuerzas resistentes a Ia erosion dependen de Ia cohesion del suelo, de su granulometrfa, compacidad y densidad, siendo las arenas finas unifo rmes y flojas, los suelos mas susceptibles de sufrir el arrastre del
Punto C:
Se toman S, A, B y C como puntos de refe rencia para el calculo. Com~ puede apreciarse, en estos puntos se produce un camb10, ya sea por la existencia del nivel freatico o por la estratigraffa.
b)
ZJJ) = 60
+ 21,6· 12 = 319,2 kPa
Presiones intersticiales uA = 0 (suped icie del N.F., a presion atmosferica) utJ = Y.., ·(z/J- z11) = 10·2,4 = 24 kPa Uc
c)
Punto A: = Y.~ · Z11 = 16,8 · 0,6 = 10,08 kPa
Punta B: _A+ 2 ( " - 0v 'Yc · Zn - zA) = 10,08
+ Ya· (z c -
us= 0 (a presion atmosferica)
Pun.to S: se encuentra en superficie. Por lo tanto:
Soluci6n: del suelo en Ia rnisma magnitud, y el esqueleto soHdo del suelo no percibirfa cambio alguno:
y~ = 20,8 kN/ m3
= 70 kN/m
2
La tension vertical total en C tambien puede expresarse como Ia tension del punto B anterior, mas Ia originada por el peso de Ia columna de suelo situada entre B y C, es decir: kN CJ; = CJ~ + 'Ysat • (Zc- Z8 ) = 63 + 2 1 · 4 = 147 m2
Gravas saturadas (por debajo del N.F.):
45
Cimentacion proxima hP1
Nivel freatico rebajado
a, u
A
0
C --------· ------ --
M
p3 l:::~= p2
L
l:::==~;:= p1
z=O u hidrostatica (b)
a) COND ICIONES HIDROSTATICAS A (a)
l@ii!frlfj
a, u
a) Tubificaci6n de una presa de materiales por erosion interna (modificado de Jimenez Salas et at. . 1976). b) Tubificacion de una excavaci6n por erosion interna (Uriel. 1982).
0
c --------· -------agua. Por su parte, Ia fuerza de arrastre del agua depende del gradiente rudraulico (i = l'ih/ l) . Como muestra Ia Figura 2.22, este fen6meno suele producirse de forma localizada, lo que es debido a Ia heterogeneidad del tetTeno, tanto natural como compactado, a Ia existencia de fisuras y a otros mecanismos que dan Iugar en definitiva a que el flujo no resulte homogeneo. · Si se produce un a concentracion de flujo (y gradiente) suficiente en las proximidades de Ia superficie «de salida» del flujo , las primeras partfculas de suelo pueden ser arrastradas. A continuaci6n, al mantenerse aproximadamente Ia diferencia de altura piezometrica (l'ih) pero disminuir el recorrido de Ia f iltrac i6n (L) por Ia perdida de sue lo, se incrementa el gradiente y tambien la fuerza erosiva. De esta forma, el mecani smo de erosion puede progresar bacia el interior del ten·eno hasta, en caso extremo, conducir a Ia ruina de Ia propia obra o de las adyacentes. Para establecer Ia susceptibilidad de un suelo frente a Ia erosion interna se pueden llevar a cabo ensayos especfficos de laboratorio (vease el Apartado 2.9). Desde un punto de vista teorico, Ia forma mas sencilia y clasica de establecer las condiciones de equilibria del suelo frente a las fuerzas de filtracion es Ia mostrada en Ia Figura 2.23. En ella se representan tres situaciones posibles de flujo vertical en un sencillo dispositivo llamado permeametro de carga constante.
Se trata de un recipiente en donde se encuentra una masa de suelo de altura (L), que se supondra constituido por una arena fina, confinado entre dos rejillas. Por encima del suelo existe una lamina de agua libre, cuya cota se mantiene constante en todo momenta (punto D). Por debajo del suelo el permeametro se conecta a un conducto que termina en otro recipiente anexo, siempre lleno de agua (hasta el punto A), pero que puede moverse hacia arriba o hacia abajo a voluntad. Finalmente, desde el interior de Ia masa de suelo se pueden disponer unos piezometros abiertos (P l , P 2 y ?3). Tomando como plano de referencia (z = 0) Ia cota infetior de Ia masa de suelo, resulta sencillo controlar en todo momento las alturas piezometricas. Basta para ello con colocar una regleta graduada como Ia mostrada en Ia Figura 2.23 y recordar que Ia cota de agua Jefda en la regleta sera igual a Ia altura piezometrica (h = z + ufy,..). En el caso de Ia Figura 2.23a) Ia cota de agua del recipiente anexo (A) se hace coincidir con Ia cota de agua en el permeametro (D), de manera que resul ta inmediato comprobar que las condiciones son hidrostaticas, sin f lujo de agua:
lo que puede comprobarse facilmente sin mas que observar que los niveles de agua en el permeametro, el recipiente anexo y en los piezometros alcanzan Ia
\....::::::~:: <
l:::==:::::::= P, ~ -------- -e- ------8
'\
''
L
'--~~---------!
''
u av'
----------- -- --------------------- -----------
z
u hidrostatica
b) FLUJO ASCENDENTE
a, u
u
z
c) FLUJO DESCENDENTE
lif@ffiJI Cond'IC·iones de equilibria · en presencia de filtraci6n.
G
MEcANICA DEL SUEI.O
46
INGENIERiA GEOLOGICA
47
agua entre piezometros, que no son Jm1s que las difemisma cota. Las presiones intersticiales e n los puntos
rencias en a ltura geometrica:
extremos de suelo resultan1n:
Condici6n de sifonamiento
u
h J\ =zJ\ +~= zJ\ = )I,.,
Con respecto a las presiones intersticiales en los puntas extremos de Ia masa de suelo se tendra:
h =h = L /J J\
+ !'J.L + !'J.h = z/J + u/J = )I ,.,
==>
u8
las presiones totales verticales:
he = h0 = L
= (L + !'J.L +
+U =
Ze
0
+ u/J )I ...
==>
!'J.h) · Yw
Ue
+ -)I... =
L
U.e
+ -)I,.,
==>
La columna estrati grafic a bajo Ia superficie horizontal de u_n ancho valle esta formada por 3 m de gravas crruesas Situadas . ·u sabre un deposito de 12 m de arcilla' . B~
y las tensiones efectivas verticales:
La Figura 2.23 b) muestra una situacion en Ia que el rec ipiente anexo se encuentra a una altura !'J.h por enc ima de Ia superficie libre del permeametro, lo que establece una diferencia de carga o a ltura piezometrica. Asumiendo que no se producen perdidas de carga en los recorridos sin suelo (tramos AB y CD), se tendra:
Punta B:
Punta C:
h8 = hA = ZA +
he = h0 = z0
u '\)A = ZA = L
+ i1L + !'J.h
( \\'
Uo
+ -;;;- =
Zo
= L + !'J.L
'"'
de forma que la diferencia de altura piezo metrica es precisame nte igual a !'J.h, el flujo resulta ascendente en Ia masa de suelo (h/J > he) y el gradiente hidn1ulico producido sera: i = !'J.h/L. Otra forma sencilla de comprobar las condiciones de flujo es observar directamente los piezometros. En Ia Figura 2.23b) se aprecia c laramente que Ia cota de agua en el piezometro P 1 es mayor que en el ? 2, y esta a s u vez mayor que en e l P 3, lo que indica que hp > hP2 > h ,,3 y que el flujo es ascendente. El gra1 diente se puede tambien determinar de forma directa, sin mas que leer las a lturas del agua de cada piezo metro en Ia regleta, que se recuerda son directamente l as a lturas piezometricas, y dividir por los recorridos del
Como se deduce de las relaciones anteriores y de las columnas piezometricas de Ia Figura 2 .23, en Ia situacion planteada de f lujo ascendente las presiones intersticiales en Ia masa de sue lo resultan superiores a las de Ia condicion hidrostatica. Habida cue nta de que las tensiones total es verticale s no han sufrido variac ion alguna (se conserva Ia misma altura de suelo saturado sobre cada punto y la misma lamina de agua CD), las tensiones efectivas verticales habran disminuido. Asf, en el punto B se tendra:
AJ·cilla (saturada) :
Ya = 2 1,6 kNj m 3 Es necesario reali zar una gran e xcavaci6n en seco en el valle,_ ~ara lo cmll Ia cota de agua en e l interior de la excavacJO~ ha de situarse en el fondo de Ia mi sma. Se pid~ ?ete rmmar a que profundidad se alcanzarfan la s condiciones de sifona miento: a) b)
= 16,8 kNf m3
Gravas saturadas (por debajo del N.F.): Y~
Si s~ mantiene n las condiciones artesianas de las aremscas. S i se instalan pozos de alivio que depriman la altL~r~ p iezome trica en las areni scas 6 m (peso espec ifico del agua Yw = 9,81 k.Nfm 3).
= 20,8 kNj m3
3m 15m
d
12m
O";,/J
= L · (y,.,, -
z
y,..) - !'J.h · )1 11•
La expresion anterior sugiere que si se aumenta lo suficiente Ia diferencia de carga !'J.h se podrfan Uegar a anular las tensiones efec tivas del suelo, situac ion que se conoce como sifonamiento. En estas condiciones, un suelo sin cohesion pierde completamente su re sistencia al corte y pasa a comportarse como un fluido. Un ejemplo tlpico de este caso son las arenas movedizas. La expres ion anterior se puede formular e n funcio n del gradi ente hidrautico i
= !'J.h/L:
0"~11 = L · (y'"' - y) - i · L · )I,., = L · (y,.., -
)I ... -
)I,.. -
ie ·Y,., = 0
b)
a)
==>
a)
L_as co~ldi~iones artesianas en e l sustrato de aremscas mdican que si se instala un piezometro en un ~ unto como e l C, e l agua subirfa hasta 6 m por enctma de Ia superfie'ie del valle . Es decir:
206,0 1
z = 21]; = 9,54 111 b)
- = 2 1 111
Ue =
21 · 9,81
Yw
= 206,01 kPa
Por otra parte, la tension total vertical e n C resulta: O"ue = 2 1,6·z El sifonamiento se producira cuando:
S i se tiene e n cuenta que un orden de mag nitud habitual para e l peso especlfico saturado de un suelo es y,,., = 20 k.N/ m3 y que el peso espedfico del agua es
de m a!1era que igualando las dos expresiones antenores se te ndra:
Saluci6n:
i · y...)
de forma que el sifonamiento se alcanzarfa para un gradiente de tenninado ie, llamado gradiente crltico:
Arcillas
Areniscas porosas
Lle
Ys al -
Arcillas
O";,e = O"ue -
Ue =
0
==> d
= 15 - 9,54 = 5,46
Op erando de Ia misma manera que en e l caso a ntenor:
Yw
15m => U.e
= 15 ·9,8 1 = 147,15 kPa
O"ve = 2 1,6 · z 147,15
z=~ =
6,8 1 m ==> d
= 15 - 6 ,81 = 8, 19 m
==>
G
MECANICA DEL SUELO
48
lNGENIERiA GEOLOGICA
111
49
, · a " - 10 kN jm3 el gradiente crftico suele proxima '"', encontrarse en torno a ie = l. Las situaciones representadas en Ia Figura 2.2_2 pueden considerarse como casos parti~ulares .o localizados del sifonamiento general descnto, deb•das a Ia heterogeneidad del terreno. Es evi.dente que en problemas reales que impliquen un fluJO de agua se b~ de comprobar que se cuenta con un grado de segundad suficiente frente a fenomenos de este tlpo. Por (Jltimo, Ia Figura 2.23c) muestra una tercera alternativa de flujo , en la que Ia lamina de agua d_e l .re. . te anexo se encuentra por debajo clpien . de Ia lamma . de agua del permeametro. En estas ct~·c~nstancws Ia diferencia de altura piezometrica flh ongm~da es c~n traria a Ia del caso anterior. Las presiones m t~rstJCJa les en los puntos extremos de dicha masa seran: J
Punto B:
113
=
h
A
= zA + u"/,.,A = zA =
L
+ flL
· Aplicaci6n de cargas sabre suelos saturados
El concepto de la consolidaci6n Cuando se aplican cargas sobre el ten·eno se producen cambios inmed iatos en las tensiones totales que ac, . tuan so bre e'l (uA(J) . Si. el suelo se encuentra saturado el postulado de Terzagbi establece que ~stos mcrementos de tension total podran di rigirse ~ mcre~n~ntar las tensiones efectivas yfo las presiones mters.t~ctales, pero siempre de forma que se c~mpla Ia ecuacto n fundamental del postulado, es dec1 r:
(Jo
Punto C:
+ Llo = Zo = L + flL D "/,.,
-
= ((Jo +
i
=
flh/L.
.
De nuevo, observando los piez~metros ~e aprecJa directamente que Ia cota de agua en el piezometro P3 es mayor que en el P 2, y esta a su vez mayor que en el P I , lo que indica que hpJ> hn > hp, Yque el ~IUJO es descendente. Como en el caso anteri or, el gradient.e se puede tambien determinar de forma directa a partir de los piezometros. Con relacion a las !eyes de tensiones en los puntos extremos de Ia masa de suelo, con respecto a las presiones intersticiales, se tendra:
fl(J' ) + (u0 + flu)
Finalmente al alcanzar el equilibria:
Por lo tanto: fl(J
La diferencia de altura piezometrica es igual a flh, pero en esta ocasion el flujo resulta descende~te,en.Ja masa de suelo (he> h B) con gradiente hidrauhco
= fl(J' + flu flur.nal
El efecto de una carga no infinitamente extensa esta limitado a una cierta zona de influen~ia ~n sus proximjdades (Figura 2.24); en consecuencta so.l? esa zona del suelo sufrira los cambios de tens~o~ y, en particular, Ia eventual sobrepresion inters.tt~Jal (~£~) generada porI a carga. En el resto, las co,nd.tcwne.s 1111cia\es de equilibria (O'a, Uo) se mantendran mal t~t ad as. Como se ha descrito en el Apartado ~.3, Ia ?r~eren cia de presion intersticial (y de altura ptezometn ca h) asf producida dara Iugar a un flujo de agua, que ~e dirigira desde el interior de Ia z.ona de mfluencta (mayor h) hacia el exterior de Ia tntsma (menor h). El
h
C
=
h0
=
LIB
=
(L
L + flL
=
+ flL
l.
2.
Li e
Ue
4. Lie
+'Yw
= flL· Yw
5.
Las presiones intersticiales en Ia masa .de su~l.o resultan inferiores a las de Ia condicion ~1tdrostattca _Y por tanto las tensiones efectivas vertlcales habran aumentado. Asf, en el punto B se tendra: (] ,Vf l-- (] VB _ .,'/J =(flL · "{\\' + L · y,",)-(L + flL-flh) · y.,. 111
I
- L( -")+ flh· yw ' 'Ysat rw
CfoB -
50
INGEN IERiA GEOLOGICA
La aplicacio n de carga origina de forma inmediata un incremento de tension total (flO') en una cierta zona del terreno, cercana al punto o area de aplicacion de la carga. Seglin el postulado de Terzaghi, fl(J se divide instantaneamente en una cierta combinacion inkial de incremento de tensiones efectivas fl(J;nicial e incremento de presion intersticial ~Uinicial·
- M). "/,..
= Ze + -f'w = L
=0
En definiti va, las fases que ti enen Iugar al cargar un suelo saturado son:
3.
=
Como en todo problema de fi ltrac iones, la mayor o menor facilidad para que se produzca el flujo y Ia correspondiente disipacion de la so brepresion interstic ial dependera de Ia permeabilidad de l terreno. Asf, en un suelo granu lar de permeabilidad elevada, el flujo sera muy rapido y Ia disipacion ocurrira de forma practi camente simultanea con Ia aplicacion de Ia carga (consoliclara nipidamente). Por el contrario, en una arcill a de mu y baja permeabilidacl el f lujo sera Ie nto, y Ia disipacion se podra dilatar a lo largo de un periodo de tiempo considerable (consolidara lentamente).
Conceptos de carga sin drenaje y con drenaje
= (]~ + U o donde:
(J + fl(J
Z
Transcurrido un cierto tiempo t
Tras Ia carga: 0
h = h = e D
Inmediatamente tras Ia ap licacion de Ia carga
Antes de Ia carga:
-
- flh
proceso sera logicamente transitorio, ya que a med ida que se produzca el flujo de agua ira disminuyendo Ia sobrepresion intersticial en el interi or de Ia zona de influencia. De becho, el flujo cesare\ cuando ya no existan sobrepresiones intersticiales y se alcancen de nuevo en toda Ia masa de suelo las condiciones de equilibri a que marquen las condi ciones hidrogeologicas de contorno (u ~ u0 ; flu = 0). Expresando estas ideas mediante el postul ado de Terzaghi , que se ha de cumplir en todo momento, se tendra:
rn:l.flli'a!ilil!ffil.flif.i~ill!lll Sobrepresi6n intersticial inducida por Ia aplicaci6n .-;, •• ..... de una carga en el terreno (Lancellotta. 1991).
La aparicion de flu; 11 ;c;31 produce una diferencia de altura piezometJ·ica en el suelo, y por tanto da Iugar a un flujo de agua. A medida que progresa el flujo disminuye Ia sobrepresion intersticial flu;nicial en el interior de la zona de infl~tencia y la tension efecti va aumenta en Ia misma medida para cumplir el postu lado. Cuando finalmente se alcanza el equili bria y desaparece Ia sobrepresion intersticial (flu = 0), todo el incremento de tension total aplicado en origen se habra transfonnado fntegramente en tension efectiva.
El proceso descrito de disipacion de excesos de presion intersticial generados por una aplicacion de carga en el terreno se denomina consolidacion.
De los mecanismos descritos anteriormente derivan dos conceptos fundamentales de Ia practica habitual en ingenierfa geologica: las condicio nes de carga «sin drenaje» (a veces llamada carga a «corto plazo» ), y las condiciones de carga «con dr·enaje» (tambien deno minada de forma confusa a «largo plazo» ) . En el ejemplo mostrado en Ia Figura 2.24, se ha explicado que si el estrato de suelo satu rado esta compuesto por un terreno de baja permeabi lidad, el f lujo transitorio inducido por Ia sobrepresion intersticial podra d ilatarse mucho en el tiempo. Asf, cuanto menos permeable sea el sue lo, mas Iento sera el fluj o y mas tiempo tardan\n en dis iparse los excesos de presion de poros para alca nza r el equilibria fi nal definido por las condiciones de contorno hidrogeol6g icas. De hec ho, en suelos muy poco permeables como las arcillas, es razonable suponer que, inmediatamente despues de la aplicacion de una carga instantanea, apenas se produce una circul acion apreciable de agua y, por lo tanto, apenas se clisipe el exceso de presion jntersticial originado por aquella. Estas condic iones se suelen denominar de carga «sin drenaje», ya que el agua con sobrepresion no ha tenido tiempo para «Salin> de la zona .de influencia (no ha drenado). Como concepto co mplementario, si se recuerda que en un suelo saturado todo cambio de volumen esta necesariamente asociado a una variacion del volumen de sus huecos a traves de Ia expulsion o absorcion de ag ua, resulta inmediato comprender que en condiciones de carga sin drenaje el volumen de l suelo no varfa. El concepto de carga sin drenaje es un termino relativo, ya que la mayor o menor facilidad para que se produzca el flujo (drenaje) tras la carga y Ia consecuente disipacion de excesos de presion de poros
~
MEcANICA DEL SUELO
51
I
I
f
I I
U0
\
\
' ' ...... .._
+ ~Uinlcial
/
/
-----
___
I I
\
I
.,., /
I Uo
J
~u __. o \
''
...................
_____
I
I
/
....... / /
kJ.
a) Terraplen sabre arcilla saturada (baja k). Construcci6n a ritmo normal "" Cond;c;ones sin drenaje.
c) Terraplen sabre suelo granular (k elevada). Construcci6n a ritmo normal "" Condiciones drenadas.
d) Terraplen sabre suelo estratificado (k1 » k2). . Construcci6n a ritmo normal "" Condiciones de drenaje intermedias, incluso drenadas con estratigrafia favorable.
i4h :£!_. Cond·;ciones de drenaje durante Ia aplicaci6n de una carga en funci6n de Ia permeabilidad del terreno . de Ia velocidad de ·~·~ •~~~ • •· r~ •- ·~a~ • ·~··- construcci6n y de Ia estrat;gr afia.
.
dependeni de una serie de factores tales como (Figura 2.25): _ _ -
La permeabilidad del terreno. La velocidad de aplicacio n de Ia carga. La proximidad de zonas o capas drenantes.
Asf cuando se construye a ritmo normal un terraplen s'obre un potente estrato de arci~las sa~uradas de baja permeabilidad, es habilllal asumu condtcton_e_s de carga sin drenaje para el estudio de su estabt~tdad (hipotesis que suele ser Ia mas desfavorable). _Evtde~ temente no puede decirse que la carga sea «mstantanea» , ya que el proceso de construcci ~~1 de un terraplen supone el extendido y compa~tacJOn de un buet~ numero de capas 0 tongadas de tierra, l~ que llevd bastantes dfas o semanas. Sin embargo, st el terreno es muy poco permeable, el proceso normal -d~ conslTuccion puede resultar lo suficientem~nte_ ra~t?o ~o mo para que no se produzca un dre~1aJe stgt~Iftcattvo de Ia zona de influencta del terraplen, y pOI I~ tanto sea razonable asum.ir condiciones sin drenaJe. En otras palabras, la baja permeabilidad _d,el suelo da Iugar a que una velocidad de construccwn normal pue-
da considerarse como «rapida» o «inmed iata~> en terminos geotecn.icos, aunque no lo sea en termmos rea. . . les de tiempo. En contraste con el ejemplo antenor, SI en el m•smo suelo se levantara el tetTaplen ta~ _lentamente como para dar tiempo a que se fueran dtstpando gresiva y completamente los excesos de presiOn intersticial generados en cada momento, a pesar ~e Ia impermeabilidad del suelo el proceso de carga s~na -~o. suficientemente Iento como para poder constderdl condiciones drenadas (mas favorables para la establlidad). En realidad se tratarfa de un proceso en el ~ue se ap)jcarfan pequefios incremet~tos o escalones .«~ns tantaneos» de carga, dejando ttempo para Ia dtstpacion (consolidacio n) entre el~os. D~ _esta manera se zona limitarian las sobrepresiones mterstlctales e~1 de influencia bajo el terraplen, que como mmomo serfan las correspondientes a cad a pequefio .escalon de carga en Iugar de las producidas por toda Ia altura de
P:?-
!a
. . . . terraplen. Siguiendo con el mismo eJemplo, Sl se consttu_yera el terraplen sobre un suelo muy per_n~eah~~· por eJemplo un a arena media a gruesa, Ia dtslpacLOn de Ia so-
brepresion de poros y Ia produccion de flujo hasta alcanzar el equilibrio ocurrirfan muy rapidamente, de forma casi simultanea con Ia aplicacion de Ia carga. A efectos practicos se podrfa considerar, por tanto, que los incrementos de tension total aplicados se transforman inmediatamente en incrementos de tension efectiva. En estas circunstancias, a pesar de que Ia carga se aplicase «rapidamente», las condiciones serfan «drenadas o con drenaje», ya que el agua con sobrepresion de Ia zona de influencia podrfa «salir>> (drenar) de forma casi inmediata. Por ultimo, la existencia de capas drenantes prox.imas a Ia zona con exceso de presion intersticial acelerarfa considerablemente el proceso de disipacion, ya que en definitiva facilitarfa el t1ujo de agua. Este podrfa ser el caso de un suelo estratificado en el que alternen capas arcillosas de baja permeabilidad junto con capas granulares de penneabilidad elevada. En esta situacion las condiciones de carga podrfan suponerse incluso drenadas, dependiendo de la proxim.idad de los horizontes permeables y de Ia velocidad de construccion. La realidad en un instante cualquiera sera siempre intermedia entre las condiciones sin drenaje y con drenaje, que representan los puntos extremos del proceso transitorio de disipacion de sobrepresiones intersticiales tras Ia carga. Como se vera mas adelante, el suelo muestra resistencias aJ corte diferentes en funcion de las condiciones de drenaje. Esta apreciacion resulta inmediata a partir de la segunda parte del postulado de Terzaghi, que establece que «cualquier efecto medible debido a un cambio de tensiones, tal como la compresion, Ia distorsion o Ia modificaci6n de Ia resistencia al corte de un suelo, es debido exclusivamente a cambios en las tensiones efectivas». Asf, dado que las tensiones efectivas varfan a lo largo del proceso transitorio de disipacion, tambien vatiara la resistencia al corte del terreno. En consecuencia, en Ia practica resultara i.mportante poder discernir cuales son las condiciones aplicables a cada problema pruticular.
Tensiones inducidas en el suelo saturado por procesos de ca~ga sin drenaje A partir del postulado de Terzaghi resulta evidente el interes en conocer como se reparten t....a' y t....u durante todo el proceso transitorio que nace tras la aplicacion de una carga, ya que en funcion de su evolucion el suelo sufrira efectos perceptibles (deformacion, cambios en resistencia, etc). En el aprutado anterior se ha visto que en el caso de suelos de baja permeabilidad, un instante de pmticular interes es el «inmediatamente» postetior a Ia aplicacion del incremento de tension total, que puede asim.ilarse a condiciones sin drenaje.
La reproduccion en laboratorio de estas condiciones es bastante sencilla, ya que basta con emplear ensayos en los que se impida que el agua entre o salga de la probeta de suelo. Alternativamente, tambien se puede acudir a realizru· ensayos «rapidos», de manera que la velocidad de aplicacion de la carga permita asegurru· la practica ausencia de drenaje. La dificultad principal radica, sin embargo, en que el reparto de tensiones no es un.ico, sino que depende de la forma de sol.icitacion . Para aclarar este concepto, en Ia Figura 2.26 se han representado los sistemas de carga mas habituates, y sus condiciones de contorno (en tensiones y deformaciones), en condiciones drenadas. En el Cuadro 2.4 se resumen los repartos iniciales de tension cuando se impide el drenaje. Considerese en primer Iugar el caso mas sencillo de carga isotropa, en Ia que se somete al suelo a un incremento de tensiones totales iguales segun tres direcciones principales. Si el suelo se encuentra saturado (B = 1), en ausencia de drenaje todo el incremento de tension total se transmite al lfquido intersticial, y por lo tanto las tensiones efectivas no varfan:
Por lo tanto, a pesar de la aplicacion de las cm·gas, de acuerdo con el postulado de Terzaghi el suelo no percibira cambio alguno, no se distorsionara y no modificara su resistencia al corte. Si a continuacion se permitiera el drenaje (abriendo una valvula del aparato de ensayo), comenzarfa el proceso de disipacion de Ia sobrepresion intersticial, es decir, Ia consolidacion, hasta alcanzar finalmente el equilibrio dado por:
11u = 0 El mismo efecto se registra en el ensayo de compresion unidimensional o «edometrico», caracterizado por impedir ffsicamente la deformacion lateral de Ia probeta de suelo mientras se aplican tensiones verticales. Si no se permite el drenaje todo el incremento de tens ion vertical total (/1a 1) se transmite al agua intersticial, de manera que las tensiones efectivas no varian. De nuevo, si posteriormente se permite el drenaje, tendra lugar el proceso de disipacion y, a! alcanzar el equilibrio, se tendra:
El terreno bajo un extenso lago esta constituido por un potente dep6sito de a~·c illas de 50 m de espesor, bajo el que aparece un substrato rocoso. El !echo de l lago es horizontal, y su calado es de 20 m. Debido a los procesos geol6gicos actuantes se produce un aporte de arcillas en suspensi6n que, en muy poco tiempo, sedimentan y Began a cubrir comple tamente el fondo dellago en un espesor de 2 m. Suponiendo que la lamina de agua permanece inalterada, determinar las leyes de tensiones totales verticales, presiones intersticiales y tensiones efecti vas verticales:
&, "'- 0 OE2
=
OE3
Determinacion de Ia ley de tensiones
=0
a) b)
c) lla2 compresi6n uniaxial
=0
(*)M 1 o< 0
lla 2 =0 lla3
En la situaci6n original. Inmediata me nte tras la sedime ntaci6 n de los 2 m de arcillas adicionales, suponi endo que la deposicion se produce de forma instantanea. Una vez se alcance el equilibria y se disipen las sobrepresiones intersticiales originadas.
(Suponer que el peso especffico saturado de las arcillas es constante e igual a y,,., = 20 kN/ m\ que el peso especffico del agua es ')1., = 10 kN/m3 , y que el substrata rocoso es impermeable a efectos p nkticos. Adoptar la superficie de l agua en el lago como origen del ej e de profun didades, z.)
=0
Saluci6n: a) Compresi6n triaxial
+l*)M,
~'' M3JL_JJ
O(Comp,.
Dada Ia uniformidad del deposito de arcilla (densidad constante), basta con seleccionar los puntas A y B de la fig ura para obtener las leyes de te nsiones. Tensiones verticales totales
Punta A: se encuentra e n el fo ndo del lago, de form a que el unico material que gravita sabre el son los 20 m de columna de agua. Llamando z., al calado del lago:
(*) Tensi6n aplicada
UI!•"f
r!Jj. S'tstemas de carga mas habituates en laboratorio (suelo is6tropo).
sencia de drenaje para los sistemas de carga mas habituates Reparto de tenstones en au Tipo de carga
Observaciones complementarias
Relaci6n de tensiones
Compresi6n is6tropa
/J.u
= !J.a
=>
M' = O
Compresi6n unidimensional
/J.u
/).a'
=>
/J.a',
Compresi6n tliaxial
/J.u
= 6.rJ3 +A· (/J.a 1 -
En general /J.u B·/J.a Para suelo saturado B = 1
A > 0,5 en suelos blandos A < 0,5 en suelos rfgidos /J.a 3)
En general /J.u B[/J.a3 +A· (/J.a, Para suelo saturado B = l
=
')1.,. · z.,
kN = 10 - 3 ·20m = 200 kPa m
Punta B: se sima en el fondo del dep6sito de arcilla, de forma que su tension total ,v ertical sera Ia del punto A mas Ia correspondiente al peso de la columna de arcilla saturada existente entre A y B (recuerdese de nuevo que el peso especffico saturado incorp ora ya e l peso del agua que rellena totalmente los poros del sue lo):
0'~
0
!J.u =A· !J.a,
Compresi6n uniaxial
Situaci6n inicial
=
8 -
Z1)
= 200
+ 20 ·50 =
1.200 kPa
Presiones intersticiales M J))
Punta A: como las condiciones son hidrostaticas, Ia presi6n de agua viene dada p or el producto de Ia densidad
del agua por la profundidad del punto, medida desde Ia superficie del agua en ellago (el nivel freatico): UA
=
)1.., · Z..,
= 10 · 20 = 200 kPa
U8
=
')1.,. · Z8
= 10 · 70 = 700 kPa
Punta B:
Tensiones efectivas verticales
Punta A : O'~A
=
a;: -
UA
= 0 kPa
Punta B: 0'~8
= CJ~ -
u8 = 1.200 - 700 = 500 kPa
(Notese que no dependen de la altura de la lamina de agua sa bre e l ten eno y que, cualquiera que sea el calado, las tensiones efectivas resul tantes son iguales a las que existirfan con un nivel freatico en Ia superficie del suelo.) b)
Inmediatamente tras Ia sedimentaci6n «instantanea» de 2 m adicionales de arcilla
Dada Ia gran extension del lago, resulta razonable suponer que a efectos practices el terreno es indefinido (infinito) en horizontaL Asf, cualquier seccion vertical serfa un plano de sime trfa (no hay diferencias entre unas secciones verticales y otras), lo que significa que la deform acion del suelo al colocar sobre el una carga de extension tambien in finita solo puede ser verticaL En otras palabras, la situacion planteada con esponde a una compresion unidimensional, con deformacio n lateral nula. En las consideraciones anteriores ya se ha visto que, inmediatamente tras Ia carga, si el terreno es poco permeable no h abra habido tiempo para que se produzca drenaje. Para el siste ma de carga unidime nsional, en ausencia de drenaje, el incremento de tension total vertical se transforma fntegramente en sobrepresi6n intersticial, y las tensiones efectivas no varfan. Tensiones verticales totales
Punto A: tras Ia sedimentacio n, gravitan sobre el punta A 18m de lam ina de agua y 2m de a~·cilla saturada, luego:
= 10 - 18
+ 20 · 2
= 220 kPa
(el incremento de tensi6n vertical total es 11a" = 20 kPa.)
Punta B: CJ~
=
G
MEcANICA OEL SUELO
54
!NGENIERIA GEOLOGICA
55
Los dos casas anteriores son sin duda bastante singulares, ya que en ausencia de drenaje el suelo no cambia sus tensiones efectivas. La carga triaxial, algo mas general que las anteriores, sf da Iugar a una variacion de las tensiones efecti vas en ausencia de drenaje. La expresion que proporciona en este caso Ia sabrepresion interstici al en un suelo saturado, mostrada en el Cuadra 2.4, se debe a Skempton:
CONDICI6N DEL ENUNCIADO
" 20m
50m
8
donde A es un pan'imetro que depende del tipo de sueto, ademas de variar a lo largo del proceso de carga. Conocidos los incrementos de tension total debidos a la carga y deducida la sobrepresion intersticial, los incrementos de tension efecti va podran evaluarse facilmente aplicando el postulado de Terzaghi . Evidentemente, otros sistemas de carga daran Iugar a otros repartos de tensiones.
INMEDIATAMENTE TRAS LACARGA a, u,a'
INICIAL
a, u, a'
-L-
...:L.(kPa)
(kPa)
A
A _......_
La consolidaci6n
---B
B
z EQUILIBRIO FINAL
Deposici6n de nuevo suelo
+ ----------------~T~Suelos normalmente consolidados y suelos sobreconsolidados
Tensiones efectivas Dado que no varian de forma inmediata a la carga, resultan iguales a las deJa situacion original:
a': =
a': =
0 kPa
500 kPa
postulado de Terzaghi. Las con~iciones de equilibri~ hidrogeologico finales sen'in las 1msmas ~ue la_s .de Ia Slt.u~ cion original, esto es, las presiones h1drostat1cas defmJdas por el nivel de agua en el !ago. Tensiones verticales totales Senin las correspondientes al incremento de tensi o~1 sufrido, y por lo tanto igua1es a las del apartado antenor:
Presiones intersticiales Vendnin dadas por el postulado de Terzaghi:
~v
Punto A: LlA
= ~v -
a'A
v
= 220 -
0
= 220 kPa
Punto B:
u8
= a~ -
8
a~
= 1.220 -
500
que suponen una sobrepresion /::,.a" respecto a la situacion inicial.
= 720 kPa
= /::,.u =
20 kPa con
c) Situacion final La sobrepresion intersticial anterior dar:i Iugar a un fluj? ascendente de agua a traves de todo el deposito de arcllla, ya que el substrata de roca es impermeable y Ia unica frontera drenante es la superficie del terrene (el ]echo del !ago). A medida que vaya consoli~~nd? el s~~lo ~ ~e vaya reduciendo el exceso de preswn mterst1cial, rran aumentando las tensiones efectivas de acuerdo con el
= 220 kPa
a~
=
1.220 kPa
Presiones intersticiales Disipadas las sobrepresiones, vendnin .definidas por las condiciones de equilibria, que resultan 1guales a las de Ia situacion inicial: u8 = 700 kPa UA = 200 kPa Tensiones efectivas verticales Por aplicacion directa del postulado de !erzaghi se pu~ de comprobar que el incremento de tenswn total se ha?~ a transformado (ntegramente en incremento de tenswn
La estrucwra y las caracterfsticas tenso-deformacionales del suelo dependen de su historia geologica. Un caso sencillo se muestra en Ia Figura 2.27, que representa un extenso deposito de suelo sedimentado a lo largo del tiempo en un ambieute acuoso (arcillas marinas, lagunares, etc). Si Ia superficie del terreno es horizontal y muy extensa lateralmente, infinita a efectos practicos, cualquier seccion vertical que atraviese Ia masa de suelo puede considerarse como un plano de simetrfa, ya que no habra diferencia entre unas secciones verticales y otras. En consecuencia, las tensiones tangenciales en pianos vertica1es han de ser nulas (y por tanto tambien en pianos horizontales), y las direcciones vertical y horizontal seran direcciones principales. Ademas, ante Ia carga de nuevos sedimentos, tambien de gran extension, Ia deformacion del deposito solo sera vertical. Estas condiciones se denominan de deformacion lateral nola o unidimensionales. Si en un elemento cualquiera de suelo, por ejemplo el punta A de Ia Figura 2:27a), que se encuentra a una profundidad z 1 baj o Ia superficie del terreno en un deterrninado instante (1) de su historia geologica, se conoce el peso especffico del suelo y las condiciones del agua intersticial (hidrostaticas en este caso), resulta sencillo calcular su tension efectiva vertical:
El indice de poros del elemento A en ese instante sera uno detem1inado (e 1) . Representando su estado en unos ejes (a~. e) se tendra el punta 1 de la Figura 2.27b). Si el proceso de sedimentacion continua, con el tiempo se habra depositado un nuevo espesor de suelo y Ia superficie del terreno se habra elevado a Ia posi-
~ 56
0...-a~
MEcANICA DEL SUELO
57
e A
Expresi6n de Ia deformaci6n vertical y volumetrica en condiciones unidimensionales En Ia figura inferior se muestra un elemento de suelo de seccion S y altura inicial H0 • Si se lo somete a un incre0 mento de tensio n efectiva vertical impidiendo la deformacion lateral, la compresio n sufdda se reflejara en una reduccion de Ia altura inicial 1'1.H (*). El incremento de defom1acion vertical en estas condi-
--------------- lc.H
ciones resulta igual al incremento de defonnacio n volu-
I'"', .., I
••,{ -------!-------'' '' '
metrica:
be = 1'1.H = 1'1.HS0 = 1'1. V = bv u Ho HoSo Vo Por otra parte, en Ia practica es habitual representar la historia tensional en ejes (cr', e), de fo rma que resulta necesario expresar Ia deformacion volumetrica en funcion del fndice de poros. En Ia figura se representa tambien el prisma caracterfstico de volumen unidad de materia solida antes y despues de una cierta compresion volumet:rica. Observando la figura resulta sencillo comprobar:
''
c.ea {
'
~~~~~~~r~~~~~~r~~~~~~~~~~~i-------- a· '' ''' ''
' ''' ''
= l + e0
I
~---L~---~--------~ ~ ----~----_.0~ C.a~
C.a~
a)
Volu men inicial de suelo:
V0
' ''' ''
I
A
0
(a~IAi' etJ
Volumen final de suelo:
e, I
- ----- ---------
-
~,..,..,.~,..,...,..,-rrT-rrr,..,-r.~
Deformacion volumetrica:
Dv
=
1'1.V b)
_ (1
+ e[J
- (1
l
+ e0
+ e0) = e0 - e1 1 + e0
(*) Recuerdese que en mecanica del suelo se consideran positivas las compresiones.
cio n 2 (Figura 2.27a)), lo que dara Iugar a un incremento de las tensiones verticales y horizontales en el elemento objeto de estudio. En lo que respecta a las verticales, una vez consolidado el deposito y disipados los excesos de presion intersticial producidos, Ia tension efectiva vertical en A sera:
El incremento de tension efectiva asf aplicado [1'1.cr:, = (')1, 01 - y.,.) · (z2 - z 1) ] , habra dado Iugar a una compresion del suelo y, por lo tanto, a una reduccio n de su fndice de poros, de manera que el nuevo estado vendra representado por el punto 2 de Ia F igura 2.27 b). AI proseguir Ia sedimentacion seguin1 aumentando Ia tension efecti va vertical y se ira reduciendo mas el
cion de una nueva capa de suelo suponfa un aumento de tension efectiva y una compresion (reduccion del indice de poros), la retirada de capas de suelo implicar a una descarga y, en consecuencia, un entumecimiento o hincharniento del terreno (aumento del fnclice de poros). Pues bien, en la Figura 2.27 se observa que cuando se produce Ia descarga los puntas (cr;, e) que representan su evolucion no «Vuelven» por Ia rama de compresion nova), sino que siguen una nueva curva (4-3'2'), mas tendida que Ia anterior denominada rama de descarga. Esta observacion indica que el suelo conserva una cie1ta «memoria» de su histori a pasada, y que su estado no es el mismo si proviene de un proceso continuo de carga (rama naval) o si, por el contrari o, ha sufrido en su historia geologica tensiones mayores que las que soporta en ese instante. Asf, para un mismo estado tensional (cr~3 , por ejemplo), el fndice de poros (e3 ) durante el proceso de carga original resulta mayor que el fnd ice de poros (e3') durante la desc~u·ga. Es clecir, a igualdad de tensiones efectivas verticales, el suelo muestra en descarga una estructura mas densa (mas resistente y menos deformable). La descripcion anterior permite introducir dos conceptos fundamentales con respecto al estado y comportamiento previsible del suelo:
fndice de poros. Uniendo los puntas representatives de cada instante de este proceso se obtendra la curva ( 1-2-3-4), similar a Ia mostrada en Ia Figura 2.27b). Esta curva representa por Jo tanto Ia historia tensional del elemento durante el proceso de sedimentacion (carga), y se denomina curva o rama de compresion noval. Como es evidente, tambien representa a todos los elementos del suelo para un uni co instante del proceso de sedimentacion. Asf, los puntas I , 2, 3 Y 4 mostrarfan el estado (cr;, e) de una sucesion de elementos (A), (B), (C), (D) situados a profundidad creciente en un momenta determinado de Ia historia del deposito de suelo. En Ia Figura 2.28 se muestra un aspecto interesante del comportamiento del suelo. Reproduce Ia rama de compresion nova!, habiendo destacado en ella el esta-
Ql!iiifiJ.J:I Aumento de Ia rigidez del terrene con el nivel de tensiones. do de dos elementos, A y B, situados a distinta profundidad en un instante determinado. Si se aplica a todo el deposito un incremento de tension efectiva (1'1.cr~), es sencillo representar en Ia curva cuales seran los nuevos estados de los elementos anteriores: los puntas A' y B'. Como puede apreciarse, Ia reduccion del fndice de poros (la compresion sufrida) por el elemento A es mayor que Ia sufrida por B . En defini tiva, el suelo es mas rigido (menos deformable) cuanto mayor es su nivel de tensiones inicial. Este comportamiento resulta bastante sencillo de comprender si se observa que el fndice de poros de B era menor que el de A, lo que indica que su estructura era mas clensa.
• PROCESOS DE DESCARGA
En la Figura 2.27, supongase ahora que una vez alcanzado el estado 4 cesa Ia sedimentacion y que, por un cambia en las condiciones geologico-ambientales, se inicia un proceso de erosion. A1 igual que la adi-
Cuando el proceso de sedimentacion se encuentra en 1, Ia tension efectiva vertical en el elemento es cr~ 1 , que es ademas Ia maxima tension efectiva vertical soportada hasta ese instante. Lo mismo cabe decir de los estados 2, 3 y 4. Para todos ellos el suelo no ha tenido tensiones efectivas verticales mayores que las q ue soporta en el momenta de Ia observacion. En estas condiciones se dice que esta normalmente consolidado. Por lo tanto, Ia rama de compresi6n noval representa Ia historia o los estados del suelo normalmente consolidado. Por el contrario, en los puntas 3' y 2' Ia tension efectiva vertical del elemento en cualquiera de esos instantes es infe rior a la maxima sufri da a lo largo de su historia geologica completa. Asf, en el momenta representado por el pun to 3', la tension efectiva vertical es a~3 , pero Ia maxima que tuvo el elemento fue cr~ , y lo rnismo ocurre con el instante representado por 2'. En estos casos en los que el suelo ha sufrido tensiones efecti vas verticales mayores que las que soporta en el instante de Ia observacion, se dice que se encuentra sobreconsolidado. 4
Para defini r cuantitati vamente el concepto de sobreconsolidaci6n se emplean dos parametros fundamentales:
G
M EcANICA DEL SUELO
58
lNGENIERiA GEOUJGICA
59
La r az6n o grado de sobreconsolidaci6 n (OCR), over consolidaci6n ratio, q ue es Ia relacio n e ntre Ia tensio n efectiva vertical maxima historica y Ia tension efecti va vertical e n el instante de o bser vacio n:
Determinacion del grado de sobreconsolidaci6n E n un deposito de arcilla no rmalmente consolidada el ni vel freatico se situa en superfic ie. Por un proceso de erosion Ia cota del terreno desciende 3 m. Suponiendo que el ni vel freatico coincide en todo momento co n la supe rficie del sue lo , determ inar e l gr ado de sobreconsolidaci6 n causado por Ia erosio n. 3 (Se toma para e l terreno Ysut = 2 1 kN/ m , y para e l agua intersticial }',..
= 9,81 kN/ m
I
OCR
E n Ia tabla se mue stran la s tensio nes efectivas verticale s resultantes antes y despues de l a erosion para una serie de profundidades genericas, asf como el gra? o de sobreconsolidacio n c orrespondiente. En la f1g ura se representa la relacio n solicitada OCR-profundidad tras la erosion. OCR
3 .)
2 00
1 50
1,00 0
3 00
2 50
A I situarse el nivel freatico siem pre e n Ia supelficie, las !eyes de tensiones totales, presiones intersticiales y tensio nes e fectivas verticales ve ndran dadas por l as expresiones :
5
.s 10 '0
ro ~ 15
u = y.., · z 0'~
sie ndo
z
4 00
(J~m.:tual
La presion de sobr econsolidaci6n 0';, (tambie n llam ada de preconsolidacion), que es precisame nte Ia te nsio n efecti va vertical maxima del elemento de sue lo a lo largo de su historia tensiona l. Asf, para los distintos momentos seleccio nados en Ia Figura 2.27 se te ndra: Instante (1): OCR (1 )
~
( IT
=
0'"
~
O'v
=1
Qk11ifrlf1 Curva de recarga.
0''2
Instante (2): OCR (2)
I
= --+z =
1
CJ.,
CJ')
c
~ a..
3 50
= (] v m;lxima
......
1.----
Soluci6n:
Instante (3): OCR (3)
= ---7J =1 (JI}'
Instante (4): O CR (4)
= ----74
= I
= ---7J > 1;
CJ~
20 0''4
= (Ysat - y..,) · Z 25
CJ .,
Ia profundidad medida desde Ia superficie del (J I4
suelo e n cada mome nto.
30
lnstante (3') : OCR (3 ')
CJ .,
=
4
CJ;,
(J14
P rof. inicial (m)
Prof. final (m)
4
1
a~ inicial (kPa)
44,76
a :.nnal
(kPa)
OCR
I nstante (2 '): OCR (2') =
--+z > OC R (3') >
1;
4
CJ;, = CJ~
(Jv
11 ,19
4,00
5
2
55,95
22,38
2,50
3
67,14
33,57
2,00
6
Como puede apreciarse, Ia razon de so breconsolidac io n es igua l a 1 para lo s estados no rmalmente consolidados, mie ntras que resulta superi or a Ia unidad e n los estados sobreco nsolidados.
78,33
44,76
5
89,52
55,95
1,60
• PROCESOS DE RECARGA
8
9
134,28
100,7 1
1,33
12
13
179,04
145,47
1,23
16
17
223,8
190,23
1,18
20
21
268,56
234,99
1,14
24
25
3 13,32
279,75
1,12
28
29
358,08
324,5 1
1,10
32
La Figura 2.29 muestra los estados ya estudiados e incorpo ra e l efecto de un ca mbio adic io nal en Ia historia geologica. Asf, una vez alcanzado e l estado 2' finaliza Ia e rosio n (descarga) y comie nza de nuevo Ia sedimentacion (recarga). Co mo puede apreciarse, ta mpoco en este caso se vuelve a rec orrer el camino anteri or de Ia rama de descarga (2'-3'-4) sino uno nuevo, aunque bastante cerc ano (2'-3" -4"). E n realidad, si Ia de scarga su frida no fue muy grande, ambos reco rridos, descarga y recarga, seran pn'icticame nte coincide ntes, lo que tiene algunas implicac iones inte resantes q ue se ver:i n mas ade lante. Ademas, en l a Figura 2.29 se puede o bservar que una vez que Ia recarga alcanza Ia max ima tension his-
Nota: El grado de sobreconsolidaci6n no es constante en todo e l dep6sito de suelo considerado,
torica, a'~ (Ia tensio n de preconso lidac io n), los estados sigui entes van acerca ndose a Ia prolo ngac io n de Ia rama de co mpresi6 n nova!, te rmi naodo por situarse sobre e ll a (puntos 5 y 6). Esto indica que, de alguna manera , e l proceso de recarga va borrando progresivamente Ia «memoria» del s uelo, q ue termina finalmente «olvidando» que suflio un ciclo de descargarecarga. De hec ho, los puntos 5 (CJ'~, e5 ) y 6 (CJ'e, e6 ) de Ia historia descrita serfan exactamente los mismos si e l suelo solo hu biera sufrido Ia compresion nova\ 12-3-4-5-6, sin descargas inter medi as. Dichos puntos corresponden de nuevo a estados nonnal mente consolidados.
• DEFORMABILIDAD DE SUELOS NORMALMENTE CONSOLIDADOS Y SOBRECONSOLI DADOS
7
4
1,75
sino variable con Ia profundidad.
e
Si se supone que Ia historia geologica de un determinado elemento de suelo es Ia mostrada en Ia Fig ura 2.30, en el momento de Ia observacion se sabe que, por Ia posicion de Ia superficie del ten·eno y de l nivel freatico, Ia tension efectiva vertical en eJ eleme nto es CJ'~ . Interesa calcular el asiento unitario (&,) que producira un increme nto de tension efec tiva ~CJ~ = ~CJ'~ - ~CJ'~, analogo al que origin ara una de terminada obra. La obse rvacion de Ia Fig ura 2 .30 per mite comprender q ue si el suelo se e nc uentra nor mal me nte co nsolidado, la red uccio n del fndice de poros sera ~eNc = e2 - e4 • Sin embargo, si el suelo e sta sobreco nsolidado, Ia reducci6 n de l fndice de poros sera sustancialme nte menor, ~eoc = e2• - e4 , y e l asiento tambie n lo sera. En otras palabras, a igualdad de
G
MEcANICA DEL SUELO
60
JNGENIERiA GEOU)GJCA
61
e e2
- ---- - ----- - ----- -----
e'z
l
Deform aci6n
e4
: :
-~~~~~i~~-----------d. Deformaci6n . .
--~~~"~~~_a_ - ----------
:
' --j-·-----------
representada por Ia difere ncia ~e = e2_- e~, m~entras que la parte recuperable (~h1sttca) sera !'1e = e2 ~ e4, correspondiente a1 recom do a lo largo de Ia tama de descarga-recarga. En co nc lusion , los suelos sobreconsolidados se comportaran de una manera aproximadamente elastica, mientas qu~ los. suel~s normalmente consolidados presentaran s1empr e deformaciones elasticas y plasticas.
Muestras prodecentes de EE.UU, Noruega, lnglaterra, ltalia, Mexico, fondos oceanicos, etc.
4
80
140
%
75 <:::
-c ro
' ' '' '
-c ·u;
• LA REPRESENTACIQN DE LA HlSTORIA TENSIONAL
'
'' 1
7o
EN ESCALA SEMILOGARiTMlCA
' L______________j''~------~;-------~a~ a'3 a,~
e'- e Recorrido 2-> 4: &elastica=~ ,, 1+ e2 e - e4
Oftatal = -2 - -
1+ez
v
OE elastica
= aet,otal - &elastica
pr!!iifi!(el Diferencia de respuesta entre. estados sobreconsolidados y normalmente consoltdados.
condiciones, Ia deformabilidad del suelo sobreconsolidado es considerablemente menor que Ia del suelo normalmente consolidado, Jo que pone de manifiesto ]a importancia de determi nar este aspecto e n la practica. . . Mas adelante se describiran algunos proceclumentos basados en en sayos de laboratorio dirigidos en este sentido, si bien es importante senalar que se.ra prec isame nte una investigacion geologica aproptada, Ia que perrnitini establecer con fiabilidad (aunque solo . cualitativarnente) este aspecto. Otra car acterfstica interesante que puede deductrse de Ja Figura 2 .30 es que las cleformaciones que se producen en una rama de des~arga-recarga son ,recu-. perables (elasticas). Asf, parhe~do del punta 2, por ejemplo, se puecle realizar un c tclo com?le~o de carga-descarga (2'-4-2') y volver ~l mismo t~dtce d~ poros, lo que indica que no habra def~rmac10nes remanentes o irrecuperables (plasticas). S111 embat:go, en e l momenta e n el que se recorre en alguna medtda la rama de compresion naval (estados normal~ente ~on sol idados) se originan deformaciones plasttcas .Cn-recuperables). Asi, si se parte del punta 2 y se aphca el mismo ciclo de carga (comienza en a'~, se incrementa la tension hasta cr'~ y se vuelve a descargar basta cr'~), el recorrido de los sucesivos estados del elemento de su elo e n el espacio (a~, e) sera esta vez el representado por Ja serie de puntas (2-4-2'). Como ~uede apreciarse, e n este caso no se vuelve con el ct~lo cerrado de carga al mismo indice de poros (el mtsmo volumen). La deformacion irrec uperable (plasttca) vendra
Para l a mayorfa de los suelos las curvas anteriores se pueden convertir aproximadamente en . rec,tas empleando una escala logaritmica para el eje a v· ~a F~ gura 2.3 1 muestra de fo rma es~uematica la htston a tensional de los apartados antenores con los nuevas ejes. Si se define el indice de compresi6n cc co~no. Ia pendiente de ]a ram a de compresio n t~oval y el m~Ice de entumecimiento cs como Ia pendte nte de Ia tama de descarga-recarga, resulta sencillo calcular las variaciones del fndice de poros (y por lo tanto Ia deformacion unitaria vertical) para cua lquier incremento de tension efectiva vertical. As f, si se desea conocer Ia variaci6 n del fn clice de poros al pasar del estado 2_ al estado 3 e n la rama de compresio n nova\, se tendra:
nientt·as que si e l recorrido buscado es una recarga
Por tanto, si se parte de un estado conocido (a'~, e0 ) y se aplica un incremento de tension efectiva vertical !1cr~, el fndice de p oros final (e) vendn1 dado por Ia expresion:
a'~
e 3• = c, log cr' 2 v
para estados norma les consolidados, o por
e '' '' ''
e3
-- - ----- - - ----~- - -- - -- - - -
e2
------------~~.
e4
1
3'i
::::::::::::::j:::~-1----l--------' ' Cs
:
'' '' '' ''' '' '' '' '
'' ''
log a'~
1
Cc
4
:
'' ''' ''' ''' '' '' ''' ''
log a'~
log a'~
loga'v
pr!!i!fifll Representaci6n d': procesos de carga unidimensio-
1.000
100
30
1----j
100
f---1
300
I--t
H
1.000 3.000 m
Diagramas edometricos (compresi6n naval) de varias arcillas. segun Skempton.
entre 2' y 3', resultan1: -
30
Tensiones verticales kg/cm2
1
e2 .
e
~
para estados sobreconsolidados. Aunque mas adelante se de ta lla como se pueden determinar los Indices de compresion y entumecimiento en laboratorio, existen correlaciones empfricas que penni ten estimar un •a rden de magnitud del primero de e llos (el fndice de e ntumecimiento suele ser menos critico, ya que en general se situa entre 1/5 y 1/ 10 del de compresion). Algu nos ejemplos de estas correlaciones se describen en J imenez Salas y Justo Alpanes (1975). La hi potesis de linealidad en escala semilogarftmica puede comprobarse en Ia Figura 2.32. En e lla serepresentan varias series de puntas (log cr;, e) correspondientes a un buen numero de arcillas natu rales normalmente consolidadas. Los Indices de pores se
determinaron a partir de muestras extrafdas en soncleo, y las tensiones verticales a partir de una densidad media representativa de cada suelo y de Ia profundidad de las muestras. Como p uede apreciarse, las profu ndidades incluidas abarcan desde apenas unos pocos decfmetros bajo el lecho marino basta unos 3 .000 m bajo Ia superficie del terre no, lo q ue cubre sobradamente el rango de te nsiones habitual en los problemas de ingenielia geologica. Complementariamente se representan unas lfneas de division aprox imadas que muestran el orden de magnitud de los !finites Jfquidos de los suelos e nsayaclos. De Ia observacion de Ia Figura 2.32 se pueden extt·aer dos conclusiones princ ipales: Los puntas (log cr~, e) rep resentatives de las ramas de compresi6n noval de cada arcilla se pueden ajustar de forma razonable con Hneas rectas. Las zonas de mayor dispersion con relaci6n a la hipotesis de linealidad parecen corresponder a las muestras mas someras, lo que p uede ser debido a errores en Ia detenni nac i6n del fndice de poros en laboratorio. La pendi ente de Ia rama de compresion nova! (el fndice de comp resio n) au menta a me dida que aumenta el !finite lfquido de l suelo. Dado que cuanto mayor es dic ha pendiente mas compresible resulta el suelo (mayor variacion en el fndice de poros para e l mismo aumento de ten-
nal en escala semiiogarftmica.
G
MEcANICA DELSUELO
6Z
INGENIERIA GEOLOGICA
63
Ejemplo de calculo de asientos Se desea construir un relleno de tierras muy extenso (i_ndefinido a efectos pnicticos) sobre un terreno que co~1SIS te en 10 m de arcilla normalmente consolidada, baJ~ Ia que se sit:Ua un sustrato rocoso indeformable. E l mvel freatico se encuentra en la supetficie. Se extrae una muestra de arcilla de un punto intermedio del ~strato, a 5 m de profundidad, y se determina en laboraton o su peso especffico saturado, I' sa< = 20 kN/m~ ', su fndice de po·os e = 0 8 y su fndice de compreswn, cc = 0,15. Se l , , , "11 . 0 pide determinar el asiento que sufr!ra Ia capa de arc1 ~ _s1 el relleno a construir supone un rncremento de tenswn
Considerando que el incremento de tension efectiva es constante en todo el espesor de Ia capa de arc11la, se p~Ie de tomar el punto medio del estrato como representat1vo
vertical !'!a = 80 kPa.
del conjunto: -
=> 1
Ko=(l - sen ¢)· [ =>
-
Soluci6n: La hipotesis de carga muy extensa ~el enun~iado permite asurnir que las condiciones son tmidJmensl?nales Y que el incremento de tension vertical en superfJcie s~ transmite fntecrramente en toda la profundidad. En Ia f1gura se han repr:sentado las leyes de tensiones efectiv~s correspondientes a la situaci6n inicial y final, sup~mendo que el peso especffico del agua es }'.., = l 0 kN/nr.
fndice de poros final:
donde ¢ 1 es el angulo de rozamiento interno del suelo. Considerando el rango habitual de ¢ 1 en los suelos, el coeficiente de empuje al reposo .Kf:c resulta siempre inferior a Ia unidad (en general proximo a 0,5). En consecuencia, un suelo normalmente consolidado presentara tensiones efecti vas horizontales que sen'in una fracci6n de las verticales. De forma mas general y para todo tipo de estados, K0 puede obtenerse de forma aproximada para cualquier instante de Ia historia geologica mediante Ia expresion empfrica (Mayne y Kulhawy, 1982):
0,8 - e = 0,15 · log
50 + 80 50
e ~ 0 ,74
=>
Deformacion unitaria vertical:
- !'!H - eo - e! = 0 ,8 - 0 ,74 beu - Ho - I + eo 1 + 0,8 Asiento total (espesor de arcilla H 0
= 0 ,033
= 1.000 em):
(
I
=
0,033
I'!H
=>
1.000
!'!H
= 33 em
a;,
ilC:tu;,d
r r r r r r r r r r r 1 ..._ A
__
..._....:~--~
J:m-- -
T5m
=80 kPa
max
r.===~====='------~ o' o 0' a final
---------
-·
-·
50 kPa
-------------------
130 kPa
dad de circunstancias, cuanto mas plastico es el suelo, mayor es su compresibilidad.
Las tensiones horizontales en el terreno E n el Apartado 2.4 se ha visto que las tensiones vert~ cales, totales o efectivas, se pueden calcu lar con facilidad a partir de los pesos especfficos apare~t~s de l~s diferentes estratos existentes y de las condtcwnes hldrogeologicas de contorno. Sin embargo, Ia~ tensiones hori zontales constituyen un problema especial ya que,
=
(J u
= __!!g__ ('j~ actual I
maxima
0"~ mini ma
= ___.!!!!___
a;,minima
A modo de ejemplo, en Ia Figura 2.29 puede comprobarse que en una rama de descarga OCR = OCRma» dado que en cada instante la tension minima coincide con la «actual». Sin embargo, en el proceso de recarga OCR"'"' es mayor que OCR. Por ejemplo, para el estado 3" se tendrfa:
al igual que el fndi ce de poros, dependen muy directamente de Ia histori a tensional del suelo. E n condiciones unidimensionales (deformacion lateral nula) la tension efectiva horizontal resulta proporcional a Ia vertical, y al coeficiente de propo.rcwnalidad se Je denomina coeflciente de empuJe al
reposo (K0) : En los suelos normalmente consolidados K 0 ~s constante, y puede estimarse empfricamente a parttr de una simplificacion de Ja expresion de Jaky (1944): ~c
=1-
14 (J ,.
OCRmax =
100 kPa
sion efectiva vertical), se puede concluir que a igual-
3 ( 1-0CR OCR )] +4· max
I
OCR = (Jumtixima I
l:l.o'
=80 kPa
max
OCR y OCRmax sirven para determinar K0 en estados sobreconsolidados. OCR es el grado de sobreconsolidacion en el momento de Ia observacion, mientas que OCRmux es el maximo grado de sobreconsolidacion sufrido por el suelo cuando se encuentra en una rama de descarga-recarga, o lo que es Jo mismo, Ia relacion entre la tension vertical efectiva de preconsolidaci6n y la tension vertical efectiva mfnina de dicha rama:
OCR l:l.o
OCR
sen ¢
1
~ CJ,
mados de forma relati vamente sencilla y asimilarse a procesos de sobreconsolidacion . Mas complicadas de analizar son las tensiones asociadas al desarrollo de esfuerzos tectonicos, fenomenos de expansividad, etc. Ex iste asimismo otra serie de fenomenos no asociadas directamente con las tensiones, pero que tambien influyen directamente sobre el comportamiento del suelo, como Ia cementacion qulinica, el endurecimiento o sobreconsolidacion por t1uencia a carga constante (aging ), d isolucion de enlaces, etc. El coeficiente de empuje al reposo en situaciones diferentes a las expuestas en el apartado anterior no puede estimarse medi ante las expresiones empfricas sefialadas, siendo necesaria su estimacion in situ. Para ello se pueden emplear presiometros autoperforadores, ensayos de fracturacion hidraulica, etc., aunque todos ellos cuentan con algunas limitaciones (ver Capitulo 6).
El ensayo edometrico • DESCRIPCI6N DEL ENSAYO
Aunqu e las condiciones de carga de una cimentacion cualquiera no inducen en general un estado de deformacion lateral nula (unidimensional), resulta habitual emplear este modelo, con algunas modificaciones, para estimar los asientos producidos por terraplenes, zapatas, losas, etc., especialmente sobre suelos finos (limos y arcillas) saturados. Para estudi ar las caracterfsticas de compresibilidad unidimensional del suelo en Jaboratorio se acude al ensayo edometrico, que se lleva a cabo en el edo-
metro. El edometro consiste en un anillo rfgido de acero en cuyo interior se coloca Ia probeta de suelo , habitualmente extrafda de una muestra inalterada (Figuras 2.33 y 2.34). En Ia parte inferior y superior de la
Finalmente, para estados normalmente consolidados OCR = OCR,,.IX = 1, de manera que Ia expresion de K0 se reduce a Ia ya enunciada de Jaky.
Factores complementarios que influyen en la estructura y comportamiento del suelo En los apartados anteriores se ha analizado un caso simple de sedimentacion-erosion, pero existen otros factores que intluyen en el comportamiento del suelo. Las modificaciones del regimen hidrogeologico (como los cambios en Ia cota del ni vel freatico) dan Iugar a cambios tensionales que a veces pueden ser esti-
Piedra porosa
i@li!§fj8'
La celula edometrica.
G
MECANICA DEL SUELO
64
INGENIERIA GEOL6GICA
65
ensayad~
Calculo del coeficiente de empuje y las tensiones horizontales La historia de tensiones efectivas verticales de un elemento de suelo es Ia mostrada en Ia tabla adjunta. Si el suelo tiene un ::ingulo de rozamiento interno qi = 28°, determinar Ia evolucion del coeficiente de empuje al reposo y las tensiones efectivas horizontales en cada momento.
En Ia figura siguiente se ha representado Ia evolucio n de tensiones efectivas en unos ej es (a;,, a;,). Como se aprecia, en los estados normalmente consolidados K0 es constante e igual a K0 = 1 - sen¢' = 0,53, con lo que e1 «recorrido de tensiones» es l:i neal.
Una vez comienza Ia descarga K 0 aumenta progresivamente, lo que significa que para una misma tension vertical Ia tension efectiva horizontal es mayor que Ia que tenfa el suelo normalmente consolidado. En el caso del ejemplo tambien se observa que para un grado de sobreconsolidacion de 4 o superior, las tensiones efecti vas horizontales 11egan a ser incluso superiores a las verticales. Tenninada Ia descm·ga maxima y comenzada La recarga K disminuye progresivamente, discurriendo el reco0 rrido de tensiones por un cmnino ligeramente separado del de descarga, entre este y el de los estados normalmente consolidados. Finalmente, al alcanzar de nuevo Ia rama de compresion nova!, el coeficiente de empuje al reposo vuelve a ser el del suelo normalmente consolidado y el recorrido de tensiones se reincorpora a Ia recta inicial definida por dicho estado.
probeta ~e colocan unas piedras porosas que permiten el ~renaJe del agua contenida en el suelo. El conjunto se mtroduce en una celula, que se llena de agua para n:~n tener en todo instante las condiciones de saturacwn completa. .- ~obre Ia piedra porosa superior se coloca una placa llgida y en su centro se aplica una carga vertical. Esta carga se v~ aumentando en escalones, normalmente cada escalon . duplica Ia carga anterior, y se mide lo que se compnme o asienta Ia probeta de suelo en cada uno de ellos . La rigidez del. anillo que contiene Ia muestra impide las defo~·macwnes laterales e impone condiciones de compresion unidimensional. En un suelo poco perme~ble esto hace que, cuando se coloca un nuevo escalon de carga, todo el incremento de tensio n vertical ~otal, ·!J..·a", se transmita instantaneamente al agua mterst~cial y que las tensiones efectivas no varfen. Po~ten ormen~e: a medida que el exceso de presion de poiOs se. va dJsJpando a! producirse el drenaje a traves de las piedras porosas, las tensiones efectivas aumentan y ~I ~uelo se comprime (consolida). En un ensayo edometn co cada escalon de carga se ha de ma' ntene1. 1 · . · e tiempo suficiente como para asegurar que el proce~o de consolidac ion se ha completado, lo que en general suele lograrse (aunque no siempre) con intervalos de unas 24 horas. La ?i~posicion de Ia pastilla del suelo en una celula edometnca se muestra esquematicamente en Ia Figura 2.33. A efectos practicos es como si se tratara de un estr.ato de suelo situado entre dos capas permeables (h s porosas), y se aplicara sobre el conjunto cmga muy ~xtensa (condiciones unidi mensionales). En co nsecue n cJ~, el edometro puede servir para reproducir en labo~·atono los aspectos descritos anteriormente. La Figura 2.35 muestra Ia ley de presion intersticial ~~o). ant~~ de Ia ~plicacion del escalon de carga, que es . •d•?statica y VIene gobernada por el ni vel de agua en Ia celula (el nivel freatico). Suponiendo que el terreno
PI~dras
m~a
es de baja permeabilidad, Ia aplicacion de un escalon de carga !J..a,, clan'i Iugar de forma inmediata a ~111 mcremento de presion intersticial de i ual magn1 tud: !J..u. = !J..a g Con~ider~mdo. Ia ~~rcanf~ de los lfmites drenantes, los .bOIdes mfenor ~ ~upen or de) suelo seran Jos pril~ eiOS en drenar (ailvim· su exceso de presion interstic~al), Y de hecho lo haran muy rapido. A medida , que d I I' . IC10S U11ltes estan mas lej os, mas Im·go es el camino que h?d~ recorrer el ag ua para alcanzarlos, y por tan~o n_1a~ .t•e~~o. tm·dara en disiparse Ia sobrepresio n mter ~tJCial 111ICial. En el caso de Ia Fig ura 2.35, el c~ntw del estrato de suelo es el mas alejado de las fw nter.as drenmltes, y sen'i el que mas tiempo tm·de en ~onso!J~~r. Por consiguiente, en un instante cualquier~ (~) tJas la carga el exceso de presion existente vanar~ de un punto a otro en funcion de su distancia a las fronteras drenantes. En Ia Figura 2.35c) se muestra d.e, forma esquemati ca una sucesion de Jeyes de preSIOn de poros para distintos tiempos tras la aplicacion de Ia carga. . La Figura 2:36a) muestra la ley de presion interstictal ~ara un tJempo t l tras el escalon de carga !J..a,. ObseJvando ~n pun to P cualquiera de l suelo situ ado a una profundidad generica z, resulta inmediato comprobar que en ese instante su exceso de presion de poros resulta !J..u
Llamand~ a;,o y Uo a la tension efectiva y a Ia presion de poros .eXIstentes en ese punto antes del escalon de carga aplicado, en el instante (t) considerado se tendra:
En el momento de Ia carga (!J..a11) :
En un instante cualquiera:
a•< vr) = a'vO ~l'l =
Uo
+ LJ.(J'
+ !J..u
Cuando finalice Ia consolidac ion:
En cualquier caso, dado que se suele hablar de «excesos de presion intersticial» sobre Ia de equilibria, o
Obtenci6n de Ia curva de campo en suelos preconsolidados. Determinacion de Ia presion de preconsolidacion
1,2
"'e
Evolucion de Ia presion intersticial en un edometro.
8.
1
~ 0,8
inicial (t
0,4
=0)
0,2 0
I I
0
~-1 1 uUp
p
La Figura 2.39 muestra el procedim.ie nto propuesto por Schmertmann (1955), que permite constru ir Ia curva de campo y determinar Ia presion de preconsolidacion. Para ello es necesario realiza.r a! me nos un ciclo de descarga-reca.rga en el e nsayo. Los pasos a seguir son los siguientes:
.II
1~ 0,6 u
rre no. Schmertmann ( 1955) observo que estos tramos rectos para muestras con distinto grado de perturbacion terminaban por confluir para te nsiones efectivas tales que el fndice de poros fuera del orden de 0 ,42e 0 . Por ell o se acepta comunmente que Ia curva de la boratorio coincidinl con Ia curva real de campo del terrene pa ra ese va lor del fndice de poros. En consec uencia, unie ndo el punto A , representati ve del estado inicial in situ, con el punto de Ja c urva de laboratorio para el 4 2% d el fndice de poros inicial, se obtendra Ia rama de compresion nova! de campo o real del terrene.
1
A
1
100 1.000 Tensiones efectivas verticales (kPa)
10.000
-
)
iil!li'ffffl Representaciones de un ensayo edometrico.
I
I
I I
l?-----' I
~ ----------------------1-= a)
Ua
Ufinal
z
Obtenci6n de Ia curva de campo en suelos normalmente consolidados
b)
ii!!iiffW Proceso de disipacion de presion intersticial y aumento de las tensiones efectivas. de incrementos de tension efectiva, es habitual representar gnlficamente tan solo dichos incrernentos (Figura 2.36 b). • REPRESENTACI6N DE RESULTADOS
Cuando se realiza un ensayo edometrico es habitual llevar a cabo una serie de escalones de carga y de descarga. Su representacion se realiza llevando en ordenadas las deformaciones verticales unitarias (e, %) o los Indices de poros sucesivos, y en abscisas las tensiones efectivas verticales de cada escalon. Dado que lo que realmente se mide es Ia compresion vertical !<.H de una pastilla de suelo de espesor inicial H 0 , para determinar el fndice de poros tras cada escalon de carga se hace uso de Ia relacion ya justificada anterionnente:
t-.H e - e - = -0 - H0 1 + e0
=>
donde e es el fndice de poros inicial de Ia mues0
tra . En Ia Figura 2.37 se muestran las curvas edometricas de un ensayo e n el que se ha efectuado un ciclo de descarga-recarga i.ntermedio, segun Lancellota (1991). Se trata de una muestra de arcilla extrafda a 13,20 m de profundidad con e0 = 1,50. La prime ra curva se encuentra e n escala natural, y la segunda e n escal a semilogarftmica. Como se aprecia, su forma resulta an~Hoga a las c urvas descritas anteriormente en este apartado. De hecho, las diferencias principales entre la curva real del suelo y Ia obtenida e n Jaboratorio proceden de l a posible alteracion de Ia muestra de terrene durante su extraccion y manipulacion. P ara transformar Ia curva de laboratorio en Ia curva «de campo» que representa el comportamiento del terrene in situ, se !levan a cabo algunas correcciones graficas.
E l procedimiento gnlfico a seguir se muestra e n Ia Figura 2.38. En teorfa, ad mitiendo que con Ia extracci6n no se varfa Ia humedad del suelo y por tanto tampoco su fndice de huecos inicial (e0 ), Ia curva de laboratorio deberfa pasar por el punta A , que representa el estado in situ del suelo a Ia profundidad a Ia que se ha extrafdo Ia mu estra (e 0 , 0'~0) . Ademas, como se ha descrito anteriorme nte, para tensiones efecti vas mayores a Ia inicial , los sucesivos puntos (e ,
Desde el punto A, representative del estado in situ inicial, se traza una paralela a Ia rama de descarga-recarga (d-r). Se supone un valor de Ia presion de preconsolidacion (
e A
'' ''' '
.....-Rama de compresion nova! del terreno
Curvadey laboratorio i ''' ''
' - - - ------- ------------ -----------------~--
: '' '
a'vo
Qi!ii!ftfl:l Construccion de Ia rama de compresi6n nova! de un suelo normalmente consolidado a partir del ensayo edometrico.
G
MEcANICA OELSUELO
68
INGENIER(A GEOL6GICA
log a~
69
Para relacionar l os incrementos de deform~ci.o n y los incrementos de tensiones efectivas en c~ndtcwnes de carga unidimensional, se emplean habttualmente
e
dos coeficientes: El modulo edometrico, que se define a partir
II d- r
de Ia expresion:
D.. a~ E ='" D..e. '' '' '': ''
d-r
'' ' :~e, ' '
c 2 0.4 eo L-_--_---~-:~--=-= -·=j::=t:,.::e:::=--------
o'9
log a~
ap
¥Q Construccion de Schmertmann para Ia obtencion
UP''"Sri
Para emplear tanto E, como m. en Ia practi ca, se suele discre ti zar Ia curva de compresi6n nova! en segmentos rectilfneos (escalones de carga) suficientemente pequefios, de manera que en cada uno de los tramos rectos se pueda suponer un modu lo edometrico o un modul o de compresibilidad constante.
· de Ia curva de campo de un suelo preconsohdado.
-
corresponde a Ia definicion de u~ modulo de deformacion , y coincide con Ia m versa de l a «pendiente» de Ia c urva de c~mpresion nova!, de forma que al aumentar el mvel de tenswnes Ia pendie nte disminuye y E,, aume_nta: ~ostran do asf que el suelo es cada vez mas n gid~ .. E l modulo de compresibilidad volumetnca, m que se define como el inverso del modulo v>
edometJico:
Asiento • ESTIMACIQN DE LOS TIEMPOS DE CONSOLIDACI6N
Como se ha descrito, en un suelo poco permeable y saturado e l inc re mento de tension efectiva y e l asiento asociado tras Ia aplicacion de una carga no se producen instantaneamente, sino que tardan un cierto ti empo en completarse. Este efecto puede estudiarse con facilidad en el edometro. La mayor o menor veloc idad de asentamiento de un suelo depende del Uamado coeficiente de consolidacion, C11, cuya expresion es:
m. = D..e.f D.. a~ campo obtenida. Si Ia presion de preconsoli?acion es correcta, Ia representacion de las dtf~ rencias D..e resultani simetrica con respecto a aw En caso contrario, se vuelve a estimar otra presion de preconsolidacion y se repite el proceso. Como se ha dicho anteriormente resulta muy valioso contar con evidencias geologicas que permitan establecer de forma inicial, al .met~?s cualitativamente, e l grado de sobreconsohdacton
Como se desprende de la definicion anterior, el modulo edomettico vati a de forma continua a lo larg? de la curva de compresion noval, aumentando a medtda que aume nta Ia tension efectiva vertical. S~ trata en realidad de Ia in versa de Ia tangente a Ia cm va .en cada punto, de manera que su expresion matemattca cOtTecta es Ia siguiente: da~
E =-
,
del suelo.
de,
Del mismo modo, Ia expresion COITecta del modulo de compresibilidad volumetrica es:
• PARAMETROS DE COMPRESIBILIDAD
de. a.
DEL SUELO
J17,V =d I
indices de compresion y entumecimiento Una vez obtenida Ia curva de campo del terreno s.e pueden obtener los fndices de compresion ~ entumectmiento definidos anteriormente, determmando las pendientes de las ramas de descarga-recarga Y de compresion noval correspondientes. Para ello basta con seleccionar dos puntas en cada una de las ramas Y e mplear las relaciones mostradas previamente.
Modulo de compresibilidad volumetrica edometrico
y
modulo
1
I
(a~,
er,).
'
' ' -------- ~------ ---:------'
'
''' '
''
-- ------ -~--- ---- -~-- --- ---:--
La representacion de Ia curva edometrica en el es~a cio (a~, e) puede transformarse facilment~ a u.nos ~J eS. f. ) lo que resulta uti! dado que penmte VlSUa JZaJ a ll> II > • d 1 s de forma directa las deformacwnes e ten·eno. upongase pues que Ia Figura 2.40 muestra Ia ra~1a de compresion nova! del sue lo normalmente consoltda?o de las Figuras 2.27 o 2.29, en escala natural y con eJeS (
---------r-------I
'' ' '
''' '' ' ''
'' ' '' '' I ''
L-----~----~·----~·~----~----~~0~ ~
M~
Wl@fjl•l
La curva edometrica en funcion de l? ~eformacion vertical. Definicion del modulo edom etnco.
kv · Em c =-v Yw
s
@!lllfrJII Relaci6n asiento-tiempo tras la aplicacion de un incremento de t ension total vertical.
solidacion, se puede deducir e l coeficiente de consolidaci6n para el escalon de carga aplicado. Se llama grado de consolidacion, U, de una capa de suelo, al cabo de un cierto tiempo (1) de aplicar una carga, a Ia relacion entre el asiento producido basta dicho instante y el asiento total que se producira cuando se disipen completamente los excesos de presion intersticial (cuando todo e l incremento de tension total se haya transformado en incre mento de tension efecti va):
donde
kv es Ia pem1eabilidad del suelo en sentido vertical (el drenaje se produce verticalmente, hacia las piedras porosas). E, es e l modu lo edometrico de l suelo. y,. es e l peso especffi co del fluido intersti cial (habitualmente agua). Ya se ha visto que E, aumenta durante el proceso de consolidacion al ir aumentando Ia tension efectiva vertical. Por el contrario, k" disminuye (el suelo se hace mas impermeable cuanto mas comprimido esta). Para escalones de carga no demasiado grandes, el producto k" · E, permanece aproxi madame nte constante, de fo rma que c. tambien puede suponerse constante. En los primeros momentos tras Ia aplicacion de una carga, la sobrepresion del agua es max ima y por Jo tanto el flujo de agua es re lati vamente rapido y la velocidad de asentamiento o consob dacion tambien. Despues, a medida que disminuye Ia presion de agua, el flujo se hace mas Iento y dismjnuye la velocidad de asentamiento. Esta evolucio n puede observarse en Ia Figura 2.4 1, que representa el aspecto tfpico de Ia rel acion as ientotiempo en escala natural, con los asientos positivos hacia abajo. E n el ensayo edome trico, cada vez que se coloca un escalo n de carga se puede medir el asie nto producido a intervalos regulares y dibujar Ia evolucion asiento-tiempo. Para ello se utiliza generalmente una construccion gnifica e mpleando escala logarftmi ca en el eje de tiempos (metoda de Casagrande). De Ia curva asf obtenida, que se denomina curva de con-
Se llama factor de tiempo, T 11 , a Ia relacion: T v
= c,,·t Ff
don de: -
-
t es el ti empo transcun ido desde Ia aplicacion de Ia nueva carga. H es el camino drenante, que puede definirse como el recorrido mas largo que tendrfa que hacer una gota de agua en Ia capa de suelo para alcanzar una frontera permeable (en el edometro serfa Ia mitad del espesor de Ia muestra, ya que se c uenta con piedras porosas drenantes arriba y debajo de ella).
suelo) . Estas relaciones perrillten estimar los tiempos necesarios para distintos grados de consolidaci6n en Ia mayorfa de los casos practices.
Terzaghi y Frohlich mostraro n que el factor de tiempo y el grado de consolidaci6n estan relacionados entre sf, tal y como muestra Ia Tabla 1 (para /).(J = !1u constante en todo el espesor de la capa de 0
"
Calculo de tiempos de consolidaci6n Aplicando la relaci6n U - Tv de la Tabla 1, se tendra que T = 0 J 96 tambien para los tres casos. Por lo tanto, Ia ex;resi6'n d~l factor de tiempo Tv en cada una de las hip6tesis resu ltani:
Sobre una capa de arcilla normalmente consolidada de H m de espesor, se coloca un terraplen muy extenso. La arcilla se encuentra bajo el ruvel freatico. Suponiendo que las condiciones de carga se pueden asumir como unidimensionales, determinar el tiempo que se tardani en alcanzar Ia mitad del asiento total en tres hip6tesis:
Caso a)
Si s61o existe una frontera drenante de arena a techo de las arcillas. b) Si existen dos fronteras drenantes de arena, a techo y muro de la capa de arcilla. c) Si existen tres n.iveles permeables de arena, los dos primeros a techo y muro de Ia capa de arcilla y un tercero, de delgado espesor, situado en rilltad de la capa de suelo.
Una capa de arcilla normalmente consolidada situada bajo un edificio ha sufrido un asiento de 30 mm en 300 dfas desde que Ia carga del edificio es operativa. La capa de arcilla esUi limitada a techo y muro por estratos permeables. De acuerdo con los datos de laboratmio, dicho asiento corresponde a un grado de consolidaci6n del estrato de arcilla U = 25 %. Se pide dibujar Ia curva asiento-tiempo para un perfodo de 10 afios. (Suponer que el area del edificio es suficientemente extensa en comparaci6n con el espesor de arcilla como para que puedan considerarse condiciones unidimensionales o edometricas.)
Por otra parte, de Ia Tabla 1 se deduce que el factor de tiempo Tv para U = 25 % es T,, = 0,0491. Recordando Ia expresi6n del factor de tiempo:
Nota: El ejernplo anterior reflej a Ia irnportancia de llevar a cabo una buena descripci6n estratigrafica que permita discernir sobre Ia presencia de intercalaciones dre-
U(%)=50%
Tv
Soluci6n:
.1f2
v
=
U(%)
De los datos del enunciado se deduce de forma directa el asiento total de consolidaci6n edometrica:
Como puede apreciarse, el tiempo necesario para alcanzar un cierto grade de consolidaci6n es proporcional al cuadrado del camino drenante. Por ello, en Ia hip6tesis c) se alcanzara el asiento en un tiempo 4 veces menor al del caso b) , y 16 veces menor al del caso a). Obviamente esta relaci6n de tiempos es valida para cualquier grado de consolidaci6n.
Soluci6n: En Ia figura se representan graficamente las tres situaciones de drenaje del enunciado, asf como los caminos eirenantes en cada caso. Asumiendo que en el caso c) el espesor del drenante intermedio es suficientemente pequeno como para no influir en el espesor H de arcilla, el asiento total de esta, S sera el mismo en las tres hip6tesis. Cuando se alcanc;''la mitad de dicho asiento, el grado de consolidaci6n sera, para los tres casas:
El cuadro siguiente muestra los resultados de este proceso, y el grafico la curva asiento-tiempo solicitada:
H/2
H/2
/
Capa permeable
y sustituyendo los datos conocidos se obtiene: o,049 I = c";oo
=
c
~~
= Tiempo (af\os)
= 0,049 1/300 = 1,636 ·10- 4 dfas - 1
0
2
4
6
8
10
12
14
16
c.,/H es una constante, ya que c" es el coeficiente de consolidaci6n y H el camino drenante (Ia mitad del espesor inicial de arcilla en este caso, ya que drena por ambos extremos). En estas condiciones, para cualguier grado de consolidaci6n U se puede determinar el asiento conespondiente y, a partir de Ia tabla U - Tv, el factor de tiempo asociado y el tiempo necesario para alcanzar el grado de consolidaci6n elegido segu'n el siguiente esquema: S,= U·S00 V-+ T -+t - Tv
{ "
20
'E
40
.s 60 .9 c
Q)
·u;
<
80
\
~
. ~
~
~
';;::::
100 _
Tv
'
- cv - 1,636. 10- 4 dlas Hz
..
~ -
120
--
1"--
Datos de Capper et a/., 1974.
MECANICA DEL SUELO
iNGENIERiA GEOL
1"-
c)
G 72
18
0 2
73
20
G.O
Resistencia al corte c'
c'
lntroducci6n
Estados posibles
c' a'
Cr iteria de rotura en suelos.
c'
a'
Criteria de rotura
-
La resistencia a! corte del suelo no puede considerarse como un parametro unico y constante, ya que depende de su naturaleza, estructura, enlaces, nivel de deformaciones, etc., asf como, muy especialmente, de su estado tensional y de Ia presion del fluido que rellena sus poros (agua o agua y aire). El criterio de rotura en suelos mas difundido deriva del propuesto por Coulomb, que relaciona tensiones efectivas normales y tensiones tangenciales actuando en cualquier plano del suelo. Este criteria establece que, para un suelo satw·ado, Ia resistencia al corte viene dada por Ia expresion: - u) tan
donde
= resistencia al corte del terreno a favor de un de-
u c'
b)
(3)
Q!!ij(fJrj
• = c' + (a"
a'
a(
a)
AI modificar el estado tensional del suelo se producen deformaciones que pueden originar su rotura. Aunque los suelos con cohesio n rompen a veces por traccion, como puede ser el caso de las grietas verticales que a veces se observan en Ia coronacion de un talud deslizado, Ia forma de rotura mas habitual en los suelos es por esfuerzo cortante (tension tangencial).
all
a'
Estados imposibles
terminado plano total normal actuando sobre el mismo plano = presion intersticial = cohesion efectiva = angulo de rozamiento interno efectivo.
= tension
La ecuacion anterior representa una recta en el espacio (a' , •), que a menudo se denomina linea de re-
sistencia intrinseca o envolvente de rotura del suelo (Figura 2.42). Esta linea proporciona, para cada valor de Ia tension efectiva normal a un plano que atraviesa un elemento del suelo, Ia maxima tension tangencial movilizable a favor de dicho plano. De Ia Figura 2.42 se pueden deducir algunos aspectos interesantes:
-
La cohesion efectiva es la ordenada en el origen de la envolvente de rotura. Representa por lo tanto Ia maxima resistencia tangencial movilizable en un plano cualquiera cuando Ia tensio n efectiva normal en dicho plano es nula. La maxima tension tangencial movilizable en un plano es mayor a medida que aumenta Ia tension efectiva normal que actua sobre dicho plano. Es decir, el suelo es mas resistente cuanto mayor es su ni vel de tensiones efectivas. La Hnea de resistencia definida actua como una «envolvente o superficie de estado», separando estados posibles de imposibles. Asf: • El punto ( l ) sefialado en la Figura 2.42 representa un estado de rotura. • El punto (2) representa una combinacion (a', •) que cuenta con un cierto factor de seguridad ya que, para una determinada tension efectiva normal, Ia tension tangencial es inferior a Ia maxima movilizable. • El punto (3) representa un estado imposible en tanto en cuanto se sima por encima de Ia envolvente de rotura, lo que significa que se ha sobrepasado la combinacion maxima (a', r) del criterio de rotura, y por lo tanto no es compatible con Ia resistencia del suelo.
Si se recuerdan los conceptos basicos del tensor de tensiones y el cfrculo de Molu , se pueden relacionar facilmente las condi ciones de rotura en un plano dado con las tensiones actuantes a favor de otros pianos. E n la Figura 2.43 se han representado tres cfrculos de Mohr en el espacio (a', t), que en principia re-
c)
UJf!l!frJfl La envolvente de rotura y el circulo de Mohr. Estados posibles (a y b) e imposible (c). presentarfan tres estados tensionales de un elemento de suelo. Si los panimetros de resistencia al corte del suelo (c',
seca y que, ademas, el plano a favor del cual se alcanzan dichas condiciones de rotura sera el representado por el punto de tangencia.
El ensayo de corte directo • DESCRIPCI6N DEL ENSAYO
El aparato de ensayo se representa esquematicamente en Ia Figura 2.44. Se trata de una caja rigida de acero, usualmente de seccion cuadrada, que se encuentra dividida en dos mitades y en cuyo interior se coloca Ia muestra .de suelo. Encima de esta se dispone una placa de reparto rfg ida sobre la q ue se puede aplicar una carga vertical (N). Todo el conjunto se introduce en un recipiente de acero de mayores dimensiones, que puede llenarse de agua para realizar el ensayo en cond iciones de saturacion (en este ultimo caso se pueden disponer tambien piedras porosas encima y debajo de Ia muestra para faci litar el drenaje) . La induccio n de tensiones cortantes en el suelo se logra trasladando horizontalmente Ia parte inferior de Ia caj a de corte mientras que se impide totalmente el movim.iento de Ia zona superior. Una prueba completa sobre un determinado suelo consiste en ensayar tres muest:ras identicas del mismo material baj o t:res cru·gas verticales distintas (N 1, N2 , N3)
G
MECANICA DEL SUELO
74
JNGENIERiA GEOL6GICA
75
Calculo de Ia tension tangencial y tensiones principales Los parametres de resistencia intrfnseca de un suelo so~ c' = O, ¢' = 30°. Suponiendo que en un elemento de dlcho suelo se ha alcanzado la rotura a favor de un plano que forma 45° con Ia horizontal para un valor aj = 10 kPa, determinar: -
La tension tangencial de rotura •r· La orientacion y magnitud de las tensiones principales en el elemento de suelo.
Soluci6n.: En la figura adjunta se representa de forma grafica la solucion del problema. Los pasos a seguir son:
30'
15 a'= 10kPa f "'-..
1-
,, ~
10
5
10
Se traza una vertical desde a' = 10 kPa en el eje de abscisas hasta que se corta Ia Jfnea de resistencia intrfnseca. El punto (A) obtenido permite deducir que Ia tension tangencial de rotura es •r = 5,77 kPa. (A este mismo valor se podrfa haber llegado sin mas que aplicar Ia ecuacion de Ia linea de resistencia intrfnseca para el valor de Ia tension efecti va normal dada.) b) El punto (A) representa las tensiones del elemento de suelo considerado en el plano de rotura. Como son tensiones de rotura, el cfrculo de Mohr sera tangente a Ia lfnea de resistencia intrfnseca, siendo (A) el punto de tangencia. Por tanto, trazando desde (A) una perpendicular a dicha !fnea se obtiene el centro (0) del cfrculo buscado, lo que permite trazar el cfrculo con centro en (0) y radio (OA). La interseccio n del cfrculo con el eje de abscisas proporciona los valores de las tensiones principales en el elemento de suelo. Midiendo directamente en el grafico se obtiene: a'1 ~ 20 kPa; Y
a)
c)
a~ ~ 6,8 kPa. Dado que (A) representa las tensiones del elemento de suelo considerado en un plano que forma 4SO con la horizontal, se traza desde (A) una paralela a dicho plano (lfnea AP), y donde vuelve a cmtar al cfrculo de MoJu· se obtiene el polo (P). Desde (P) se trazan las rectas (PE) y (PF), y se obtienen las orientaciones de los pianos principales mayor y menor respectivamente (las direcciones de las tensiones principales seran perpendiculares a dichos pianos). El estado tensional del elemento ~e su~Jo en un sistema cartesiano fmmado por los eJeS pnncipales es el mostrado en Ia figura complementruia.
o, lo que es lo mismo, bajo tres tensiones nom1ales diferentes (basta dividi r cada carga (N) por Ia seccion (S0 ) de Ia muestra para obtener Ia tension nmmal actuante). En cada uno de los ensayos i ndividuates, a medid a que se obliga a Ia parte inferior de Ia caja a desplazarse en hori zontal a velocidad constante, se va midiendo: -
oe. = t:.H = t:.H . Su = Ho
Ho. Su
t:. V = Dv Vo
donde: H 0 es Ia altura inicial de Ia muestra (4,2 em en las cajas de corte habituales) . S0 es Ia seccion de Ia muestra (usualmente 36 cm2 para cajas de L = 6 em de !ado). V0 = H0 · S0 es el volumen inicial de suelo. f:.H es el desplazamiento vertical (positi ve si es un acortamiento). fl V es la variacion de volu men de suelo (positive si es una compresion).
a)
b)
Se aplica una tension total vertical N 1 • Si el ensayo se reali za con Ia muestra saturada y Ia celula inundada, habitualmente se deja consolidar Ia muestra hasta que se disipen los excesos de presion intersticial generados. Esta fase es similar a un escal6n del ensayo edometrico, de manera que se puede dibujar la curva asiento tiempo y comprobar cuando finaliza la consolidacion, momento en el que se puede suponer que Ia tension total aplicada se ha transfo rm ado fntegramente en tension efecti va. Se imprime a Ia par te inferior de Ia caja de corte una velocidad hori zontal constante y se mide a in tervalos de tiempo determinados Ia reaccion (F111 ) necesaria para impedir el desplazamiento de Ia superior, de manera q ue Ia tension langencial en cada instante resulta ser:
Fm
•=zy: L
IJi!!iifij§l Esquem a del aparato de corte directo.
d)
Este mismo proceso se vuelve a realizru· con otras dos muestras identicas de suelo, pero sometidas a tensiones normales crecientes, (a, 2) y (a, 3). Con relac ion a Ia movilizacio n de resistencia al corte, en Ia Fig ura 2.45 se muestran cualitativamente los resultados de un ensayo drenado complete como el descrito. En abscisas se representa el desplazamiento ho ri zontal (flx) de Ia parte inferior de la caja de corte y en ordenadas Ia tension tangencial (<) medida para cada valor de dicho desplazamiento. En Ia Figura 2.45 se pueden observar los siguientes aspectos de interes: Sea cual sea Ia tension efecti va normal aplicada, la tension tangencial movilizada aumenta progresi vamente a medida que progresa el desplazam iento de Ia caja de corte hasta que se alcanza un maxi mo (<1 ). C uanto mayor es Ia tension efectiva normal inicial, mayor es Ia tension tangencial maxima alcanzada. La pendiente inicial de Ia curva tension tancren. b cwl-desplazamiento hori zontal es mas pronunciada cuanto mayor es Ia tension efectiva normal inic ial, lo que indica que el suelo aumenta Ia rigidez con el nivel de tensiones.
Con respecto a las fases de ensayo, el proceso suele ser el siguiente:
c)
FH (reacci6n)
La fuerza (F11 ) necesaria para impedi r el movimiento de Ia parte superior. Dividiendo dicha fuerza por Ia seccion (S0 ) de Ia muestra se obtiene Ia tensio n tangencial (-r;) actuante en cada memento sobre el plano de corte. El desplazamiento vertical de Ia muestra. Teniendo en cuenta que las paredes de la caja de corte son rfgidas, como en el edometro, Ia deformacion vertical medida (&) proporciona directamente el cambio de volumen de Ia muestra (6v), ya que:
Nota: En esta fase, si Ia velocidad de corte es suficientemente pequefia como para permitir Ia
disipacion de los excesos de presion intersticial generaclos por las tensiones tangenciales aplicadas, el ensayo puede considerru·se drenado. En estas condiciones los resultados vendran expresados directamente en tensiones efectivas (ll, = IJ;,). Para ello, dado que en el aparato de corte directo no se puede controlar el drenaje ni medir Ia presion intersticial en cada instante, es importante seleccionar una velocidad suficientemente pequefia, algo que depende naturalmente del tipo y permeabilidad del suelo ensayado. En los mi smos in terva los de tiempo se mide el desplazamiento vertical de Ia muestra, lo que permite obtener los cambios de vo lumen del suelo en cada me mento.
En la.Figura 2.45 b) se muestran las tensiones tangenciales max imas de las curvas anteriores junto con las tensiones efecti vas normales iniciales. Como puede apreciarse, los puntos representati ves (a;, -r;1 ) de los tres ensayos se pueden unir de fo rma bastante aproximada con una recta, que serfa Ia lfnea de resistencia intrfnseca o envolvente de rotura de Ia que se pueden facilmente obtener los parametres (c', ¢') . •
VENTAJAS E INCONVEN IENTES DEL ENSAYO DE CORTE DIRECTO
El sencillo dispositive de ensayo descrito cuenta con algun as ventajas, asf como con una serie de limitaciones . Las principales ventaj as son:
Q!l'ifrJ!Oj Obtenci6n de Ia envolvente de rotura y los parametros de resistencia al corte (c'. ¢') a partir de un ensayo de'corte directo drenado.
<} ------ ------------
(l) l:>.x
CD
Contracci6n b)
Es un ensayo n1pido y barato. Sus principios basicos son elementales. La preparacion de las muestras es sencilla. Con cajas de corte grandes se pueden ensayar materiales de grano grueso. Con algunas modificaciones se pueden emplear los mismos principios para determinar Ia resistencia de discontin uidades en roca, contacto hormigon-suelo, etc. Se puede emplear para medir la resistencia residual en arcillas. En cuanto a las lirnitaciones cabe citar: -
La superficie de rotura es obligada. La distribucion de tensiones en Ia supeii'icie de corte no es unifonne. No se pueden medir en general presiones intersticiales, de manera que la unica manera de controlar el drenaje es variando Ia velocidad de desplazamiento horizontal. El area de contacto del plano de corte disminuye a medida que se produce el desplazamiento horizontal relative entre ambas mitades de la caja.
Comportamiento de los suelos sometidos a corte A pesar de las limitaciones del ensayo de corte di recto, su simplicidad facilita el establecimiento conceptual de cie1tas pautas de comportamiento del suelo, que despues pueden ampl iarse al resto de formas de solicitacion. En los parrafos siguientes se describen
78
INGENIERiA GEOLOGICA
L-------~~-----------------.a'
a n,'
estas pautas para los dos grupos de suelos principales: granulares y arcillosos.
d)
mli!frJ!j Curvas de ensaY
OS
Suelos granulares Supongase que se ensayan tres muestras de Ia misma arena en tres condiciones distintas de densidad. Por simplicidad se suponclra que las tres muestras se ensayan en condiciones drenadas, de manera que las tensiones totales y efectivas coincidiran en todo memento. La muestra 1 se encuentra en un estado muy flojo, con un fndice de poros (e 1) elevado. La muestra 2, constituida porI a misma arena, es algo mas densa que Ia anterior, de forma que ti ene menos volumen de huecos y su fndice de poros (e2 ) es menor que el de Ia muestra 1. La ultima muestra, 3, es muy densa, con menor volu men de huecos que las dos anteriores y por tanto con el menor fndice de poros (e3 ) de las tres. A continuacion se montan las tres muestras en sendos aparatos de corte directo, se les aplica Ia misma tension efectiva normal :
d e co rte drenado sobre m uest ras granulares de distinta densidad inicial.
Nota: El fndice de poros en cada momento del ensayo s~, puede obtener de forma sencilla aplicando Ia expres10n:
11H
e - _e
- = - u_
H0
1 + e0
cortantes. Se llega a una cierta magnitud del desplazamiento horizontal a partir del cual no se observan cambios apreciables de volumen. • Muestra de densidad med ia (2):
=>
-
siendo: H0 Ia altura in icial de Ia muestra. e0 el fndi~e de poros inicial de cada muestra (e 1, e? y e3 respectlva mente en este caso). 11H el desplazam iento vertical medido (positi vo si es de compresion). De la observacion detallada de los graticos anteriopueden deducir los siguientes aspectos de mteres: ~es ~e
y, final mente, se las so mete a corte de la forma descrita anteriormente. En Ia Figura 2.46 se representan cuali tativamente los resultados de estos ensayos. La Figura 2.46a) muestra las curvas ten-sion tangencial movilizadadesplazamiento horizontal. La Figura 2.46b) representa Ia relacion desplazamiento horizontal-cambia de volumen. La Figura 2.46c) muestra Ia relacion fndice de poros-desplazamiento, y Ia Figura 2.46d) muestra el recorrido tensional sufrido en un plano (0'', r).
• Muestra de baja densidad ( 1) : -
La tension tangencial movili zada au menta con el desplazamiento hori zontal (/1.x) basta alcanzar un valor maximo (r} ). A partir de ese instat.1te se mantiene constante aunque el desplazanuento horizontal prosiga. Desde el inicio del ensayo se observa un asiento de Ia placa de reparto, es decir, Ia muestl·a reduce su volumen al ser sometida a tensiones
-
Com_o_ en la muestra ( l ), Ia tension tangencial movthzada aumenta con el desplazamiento hon zontal (11x). En este caso Ia pendiente de Ia curva (r, 11x) es mayor, y ademas se alcanza una tension tangencial maxi ma (resistencia de «pico» = rj) claramente superior a (r 1 ). Estas observaciones indican que Ia muestra C2), mas cle1~sa que I~ (1), resulta tambien mas rfgida y re~t ~te nte. Sm embargo, si prosigue el desplazanuento horizontal, la tension tangencial movilizada decrece basta que termina por converaer 0 con (r}). Al principio del ensayo se producen asientos de Ia placa de reparto, o lo que es lo mismo, la muestra disminuye de volumen (contrae). Sin embargo, Uegado a un punta pueden comenzar a producirse levantamientos o aumentos de volumen (dilatacio n) . Finalmente y como en el caso anterior, con suficiente clesplazamiento se alcanza un estado a partir del cual no se observan cambios apreciables de volumen. La F ig ura 2.46c) reproduce en terminos del indice de poros los cambios de volumen descritos
G
MEcANICA DEL SUELD
79
en el parrafo anterior , pero ademas muestra un aspecto interesante del comportamiento cualitativo de los suelos granulares. Asf, en el estado descrito e n que dejan de producirse cambi os apreciables de volumen y convergen las tensiones tangenciales de las muestras (1) (2), tambien convergen los Indices de poros de ambas.
r
Valores del angulo de rozamient0 . t en funci6n de Ia granulometria y ~nc~~~a~~~~(~)s granulares no plasticos
1
T ipo de suelo Flojo Limo no plastico Arena uniforme fina a media A rena bien graduada Mezclas de are na y g rava
• Muestra de de nsidad elevada (3): Este ultimo ensayo muestra una mayor pendiente de la c urva (t, ~x), asf como la maxima tension tangenci al movilizada. De hecho, se puede observar una resistencia de «pica» (r}) muy superior a las maximas te nsiones tangenciales alcanzadas en los otros dos ensayos. En definitiva, la muestra mas de nsa revela un comportamiento mas rfgido, y resulta sustancialmente mas resiste nte. En c ualquier caso , como en los ensayos realizados sabre muestras menos densas, con suficie nte desplazami ento hori zontal Ia tensi6n tangencial movilizada decrece hasta que term ina por con verger con (r} ). AI principia del ensayo se pueden producir pequefios descensos de la placa de repmto, quizas debidos a reajustes en el aparato de corte, pero nlpidamente comienzan a registrarse ascensos netos de la misma. Este comportamiento indica que Ia muestra densa resulta claramente di1atante, tendiendo a a ume ntar de volumen cuando se la somete a corte. Como e n los casos anteriores, con sufi ciente desplazamiento se alcanza un estado a partir del c ual cesan los cambios apreciables de vo lumen. Tambien la muestra de nsa tiende a converger hacia un (mico fndice de poros y llegar a ese estado e n el que mayores desplazamientos no producen mas cambios de volumen ni modificaciones en Ia tension tangencial, que se mantiene aproximadamente igual a (r} ). Estos tres ensayos de corte podrfan repetirse en muestras identicas a las anteriores pero sometidas a tensiones efectivas normales mayores. La Figura 2.47 representa esquematicamente las tres envolventes de rotura resultantes, mostrando como el angulo de rozamie nto (de pica) depende directame nte de Ia de nsidad inicial del suelo. Como se ha visto, Ia relacion entre Ia densidad o compacidad inicial de un de te nninado suelo granular y su resistencia es muy ac usada. Tanto es asf que en Ia practica habitual se di spone de correlaciones aproximadas e ntre dicha compacidad, determinada a traves de ensayos in situ como el SPT (Capft1.tlo 6), y el angulo de rozamiento interno, tal y como muestra el Cuadra 2.5.
A ngulo de rozamiento interno en funci6n de Ia densidad inicial ( 0 )
a'n
26 26 30 32
a a a a
30 30 34 36
Medianamente denso 28 30 34 36
a a a a
Den so 30 32 38 40
32 34 40 42
(*) Hough ( 195_7) sugiere emplcar los valores mas ba·os dec
a a a a
34 36 46 48
que posean paruculas debi les (micas. esquistos) J a ada rango p<~ra los suelos redondeados para aquellos • y 1os m, s elevados para suelos con parlfculas angulosas y resistentes.
ii!lllfijfl ~n~olventes de rotura en funci6n de Ia ~ensidad
0
1111C1al.
Corretaci6n entre el SPT y el imgulo de rozamiento interno de suetos granulares N(SPT) 0-4 4-10 10-30 30-50
>so
Compacidad
cfl(")
M uy floj a Floj a Medianamente densa D ens a Muy densa
28 28-30 30-36 36-4 l > 41
Aunque la compacidad es un factor primm·io indiscutible, la mayor o menor resistencia de un suelo granul ar depende tambien de algunos otros factores, entre los que cabe destacar la forma de las particulas,
Ia distribucion granulometrica y el tamafio de los granos. En los tres casos citados Ia influencia sabre Ia resistencia es sencilla e intuitiva. Asf, en lo que respecta a Ia forma resulta evide nte que sera mas sencillo hacer desli zar o rodar entre sf partfculas redondeadas que granos angulosos e inegulares, de mane ra que un suelo constituido por estos Ultimos mostrara mayor resistencia al corte. Con relacion a Ia granulometrfa, en un suelo unifo rme Ia mayorfa de las partfculas son de tamafio similar , de forma que el tamafio del hueco maximo e ntre particulas depende directamente del tamafio de estas. Un suelo bie n graduado, sin e mbargo, posee partfculas de muchos tamafios distintos, con lo que los granos medianos pueden ocupar los poros de las partfculas mas gruesas, las partfculas mas finas los huecos entre las medianas, y asf de forma sucesiva. L6gicame nte esta mejor posibilidad de estibacion da Iugar a que e n un suelo bien graduado se pueda alcanzar una estructura mas densa y mas resistente que en un suelo uniforme. Finalmente, resultara mas diffcil hacer deslizar y rodar e ntre sf partfculas de gran tamafio que particulas pequefias.
En. el C uadra 2.6 se muestran algunos ordenes de ma.gt~ttud de l~s angulos de rozamie nto que cabe espeiaJ e n funcJOn de Ia compacidad y el tipo de suelo, en d~nde se puede n apreciar alg unos de los aspectos descntos anteriormente.
muestras (2) ' (3) . - y (4) · F ma 1mente, se supondra que se dt~po n e de un comparador vertical que permite determmar los cambios de volumen durante el corte. . D~ los resultados obtenidos se pueden deducir las stgutentes pautas de comportamiento: • Muestras normalme nte consolidadas (1 , 2 y 3):
Suelos arcillosos
-
Por ~.implicidad ~e su~J?ndra que los ensayos que se a contmuacwn se realizan en condiciones dt en ad~s, es dectr, dejando disipar compl etame nte cual~LIIer exceso de presion intersticial origi nado por l~s mcrementos de tensiones tanto normales como t,mgencwles del ensayo. Adicionalmente se supondra q ue.~~ suelo e nsayado es una arcilla reconstituida, es decu.', consolid~da en. laboratorio a partir de una susp~nstOn . Esta htp6tests de trabaj o pennite idealizar el ptoceso de fo rmacion de un deposito arci lloso . efectos compl ementarios de ganancia de debJdos a! envejecimiento, cementac i6n, etc. d~sc nben
resisten~~:
•
E l suelo ti ende a reducir su volumen (es contractante) durante el corte, si bien, como e n el caso d.e la tension tangencial, tambien se llega a una cwrta magnitud del desplazami ento hori zouta~ a partir del cual no se o bservan cambios aprecwbles de volumen.
ARCILLAS DE B AJA PLASTICIDAD
En Ia ~i gu.r ? 2.4~a~ se ha representado el proceso de de una arc illa de baja plastlctdad, ~·~constttmda en laboratorio a partir de una suspenctOn acuosa. Como se ha descrito e n el Ap.artado 2.5, los puntas ( 1), (2) y (3) corresponden a estc~do s normalmente con ~olidados, mien tras que los ~u~tos (4) Y. (5) corresponderfan a estados sobrecon~ltddados baJO una presio n de preconsolidacion iaual ~ a el estado (3) . U na vez alcanzado cada uno d; los c estados antenores (finalizada la consolidaci6n en ada uno de ell os), se somete el suelo a sendos en::y~s de corte directo drenados. En Ia Figura 2.48b) lepresentan los recorridos de tensiones (CJ' t) d · , e los 5 ensayos, nuentras que en la Figura 2 48c) muest· 1 · se ma ~an .·as c urvas (t,, ~x) correspondie ntes. Para re ~ot clandad, en esta ultima Figura tan s6 lo se ha n pt esentado las c urvas de los ensayos sobre las
La tension tangencial movilizada a ume nta con el desplazamie nto hori zontal (~x) hasta alcanzar. un valor maximo (t m.1x . ) de <
cons?l~dactOn umdt~n~n s ional
• Muestras sobreconsolidadas (4 y 5): -
Las pendientes de las curvas (t, .1.x) son mayores que e n l.as muestras normalmente consolidadas, y movt!izan su maxima tension tangencial con me nores defonnaciones que estas es decir son mas rfg idas. ' ' Las tens io nes tan genciales maximas alcanzadas son ne tamente superiores a las del suelo normal-
' Eln ldetl niti va, en ausencia de efectos complemenlarios· deJ·J·v·' · · de en laces, envejeci micnlo, cementaciones etc..dos (..e .·1' ere·,teJon unla aJ~Jlla normal mente consolidada de baja plasticidad no, tien.e, CO 1CSJOJ1.
G
MEcANICA DEL SUEI.O
80
INGENIERiA GEOL6GICA
81
e
:1
e
i'
''' ' '' ' '
!. ''' '' '' '
' '' ' '''
'' ' :2
' :5
r ' ''' ' '' ''
'' '
' '
:5
'• ''
•.. '
' ''
41
:3
•
'' '' '
'
'''
' ' ''
''
''' ''
''
[2
r
..'' .''
!. ~
r'
4:
' :3
'''
a'v
a):
. ..:
a'v
'
.
....'
:1
r
)max =rN:
3
t
------------------------
c'
4 +-
a'v
b)
a•v
c)
c) b)
pt!!i!fiJ!:I Curvas de ensayos de corte drenado sobre muestras arcillosas de baja plasticidad (modificado de Burland. 1988). mente consolidado ensayado bajo las mismas tensiones normales iniciales. De hecho, los recorridos de tensiones en el plano (CJ', 1:) superan claramente Ia linea de resistencia intrfnseca de los estados normalmente consolidados y alcanzan una resistencia «de pico)) por encima de Ia envolvente definida por c' = 0, ¢~c· La envolvente de rotura de los estados sobreconsolidados viene definida por una cohesion y un angulo de rozamiento interno efectivos (c'' 4lod· Una vez alcanzado el valor «de pico)), al proseguir las deformaciones disminuyen Ia tensio nes tangenciales, tendiendo hacia las que proporcionarfa el suelo normalmente consolidado bajo el mismo nivel tensional. Las muestras con pequefio OCR puede n contraer algo, pero a medida que aumenta Ia sobreconsolidac ion resultan dilatantes. Con sufic ie nte defonnacion, se alcanza un estado en el que puede n proseguir las defonnaciones sin cambios en Ia tension tangencial o en el volu me n del suelo . • ARCILLAS DE ALTA PLASTICIDAD
La Figura 2.49 muestra el mlsmo procedimlento de ensayo de Ia Figura 2.48, pero en esta ocasion aplicado
a una arcilla de alta plasti cidad (o de elevado contenido en mine ral de arcilla). Como puede apreciarse al comparar ambas Figuras, 2.48 y 2.49, la diferencia principal entre ambas arcillas de1iva de su comportanuento tras alcanzar Ia tension tangencial m::lluma. Asf, en el caso de los suelos de alto contetudo en arcilla, Ia resistencia movilizada puede disminuir de forma muy marcada a medida que se acumulan las deformaciones, llegando a desarrollar una envol vente de resiste ncia netamente por debaj o de Ia proporcionada por c' = 0, ¢~c· Esta resistencia se de nomlna residual, y viene definicla por los para metros de resistencia residual = 0, ¢;. < ~c· El mecanismo que explica Ia di sminucion de resistencia hasta condiciones residuales proviene de Ia forma lanunada de las particulas que constituyen los minerales de arcilla. Asf, a medida que aumenta el tuvel de deformaciones de corte, las p artfc ul as se reorientan progresivame nte, terminanclo por disponerse e n paralela, disposicion esta mas debil que Ia original. La reorientacion de pa1tfculas se concentra habitualme nte e n una banda de delgado espesor, en donde se clesencadena Ia rotura (Lupini, Skinner y Vaughan, 1981). Evidentemente, Ia posibiliclad de reducci6n de resistencia en los suelos de alta p\asticidad puede conJlevar implicaciones de gran relevanci a en las obras, por ejemplo cuando estas hayan de ejecutarse e n lade-
c;.
WiiifiJ$1 Curvas de ensayos de corte dr enad o sobre muestras arcillosas de alta plasticidad (modificado de Burland. 1988). ras previamente desli zadas en las que el 1u vel de deformaciones ya ~ufrido por el material haya p odido llevarlo a condiCiones proximas a las residuales. Pm·a estudiar en laboratorio Ia resistencia residual se puede emplear el aparato de corte directo. Para alcanzar el nivel. de deformaciones requerido el procedimtento con~t ste e~ efectuar varios recorridos completos ~e Ia ca.Ja, llevandola bacia att·as una vez llegado el ~axnno des~lazamiento hmi zontal perm itido por e\ sistema y rep1t1endo el ensayo las veces necesarias. • RESUMEN
Como resume n, s~ pueden sefialar las sigui entes pautas de comportam1ento en suelos arcillosos sometidos a corte en cond iciones dre nadas:
-
Arcillas de bajo indice de plasticidad -
~as arcillas normalmente consolidadas de baJ3 plastici~ad a.lcanzan su resistencia «de pico» con pequenos mveles de deformaci6n. Al aument~· las deformaciones de corte se puede produc~r una pequefia reducci6n de Ia tension tangenctal movilizable. En ausencia de fen6menos de e nvejecimiento 0 c.ementacion, Ia envolvente de rotura se c m·actenza po ~· mostrar una cohesion efectiva nula y un deterrrunado angulo de rozam iento interno ,.// 'f'NC·
En general, tiende n a reduclr su volumen frente a las deformaciones de corte (son contractantes). Las arci llas sobreconsolidadas de baja plasticidad muestran una resistencia «de pico» superior a Ia de las a~·cill as normalmente consolidadas, alcanzando d1c ha resistencia con ni veles de deformacion muy pequefios. AI aume ntar el nivel de deformaciones Ia tension tangencial mov ilizada decrece, tendiendo a Ia max ima resi stencia del estado normalmente conso lidado, caracterizada por (c' = O, ¢~c). Lq envolvente de rotura muestra una cierta cohesion efectiva. Con grados de sobreconsolidaci6n ligeros pueden resultar contractantes, pero a medida que aumenta Ia sobreconsolidaci6n muestran un aumento neto de volumen (son dil atantes).
Arcillas de elevado indice de plasticidad -
En relacion a las condiciones «de pico», su com~or~amlento es analogo al de las m·ciJlas de bajo mdtce de plasticidad. Sin embargo , con tuveles ?e deformaci6n elevados se puede producir una 1111p~r~ante reducci6n de Ia tension tangencial mov1hzable, llegando a unas «condiciones resicluales» cm·acterizadas por = o, ¢; < ¢~c-
c;.
2
MECANICA DEL SUELO
8Z
INGENIERiA GEOL6GICA
83
pales totales, las presiones intersticiales y las tensiones efectivas:
Oc
El ensayo triaxial Dispositivo de ensayo El ensayo de laboratorio mas difundido para el es~u dio de Ia resistencia al corte de los suelos es el tnaxial. Aunque con algunas Jimitaciones, esta prueba resulta muy versatil y permite obtener una buena Y variada informacion sobre Ia resistencia del suelo en diversas condiciones controlables a voluntad. El ensayo triaxial (Figuras 2.50 y 2.5 1) consiste en preparar una probeta cilfndrica de suelo, de altura ~lo ble del diametro, que se rodea de una membrana Impermeab le. Si se desea permitir ~~ drenaje y control~r las presiones intersti ciales en el mtenor de Ia muestta, se colocan ademas sendas piedras porosas en Ia base Y en Ia parte superior de Ia probeta. La probeta se instala a continuacion en el pedestal metalico de una celula, tambien cilfndrica, dentro de Ia cual se introduce agua a Ia que se le puede dar presion (conducto y valvula c de Ia Figura 2.50). Habida cuenta que dicha presion de camara actu a c~n Ia misma intensidad en todas las direcciones, mechante la celula se puede aplicar una presion total isotropa sobre Ja muestra 0' 1 = 0'2 = 0'3 = O'c.
Comparador de
Linea de drenaje
LL---1-
a) Aplicaci6n de Ia presi6n de camara (consolidaci6n).
Como puede apreciarse a partir de las expresiones anteriores: El sistema de carga aplicado no es completamente general, sino de simetrfa axial (0'2 = 0'3) . La tensi6 n tangencial maxima en cada instante del ensayo viene dada por (vease Ia construecion del cfrculo de Mohr):
i@!i!fifil
---
ac-
t t
---
~J,.
t
~
ma 2000).
={ZJ= Valvula cerrada
vula a). . . El sistema de carga descrito solo penmte aphcar Y controlar tensiones isotropas, ya sean totales o intersticiales. Para introclucir tensiones tangenciales, al igual que en el ensayo de corte ~lirect~,, lo que ~e h~ ce es im poner un modo de deformacton que unpltque Ia creacion de tensiones de co~te, que fin~l~nente pueclen medirse como una determmacla reacc1on que se opone al movimiento. . . En el caso del triaxial se imprime un mov11m ento ascendente controlado (a velocidad constante) a toda la celula. Par a contrarrestar este movimiento, en Ia parte superior de la probeta se dispone de un pist6n muy rfgido, que sobresale de Ia celula y se enc~entra uni clo a un anillo d inamometrico en donde se m tde Ia reaccion necesaria para mantener inmovil Ia parte superior de Ia muestra (~0' 1 ) . En clefiniti:'a, en e~ e~ sayo triaxial se pueden controlar las tenswnes pnnct-
Por ultimo, se puede medir el acmtarniento axial de Ia probeta de suelo de forma continua, para lo cual se emplea un comparador situado entre la celula y el piston.
Tipos de ensayo Aunque Ia versatilidad del aparato triaxial permite llevar a cabo pruebas muy diversas, existen tres tipos de ensayos caracterfsticos. En todos ellos se distinguen dos fases diferenciadas: La aplicacion de una detenninada presion isotropa de camara (O'J, permitiendo o no el drenaje. La introducci6n de tensiones tangenciales hasta rotura por medio del movimiento ascendente y el consiguiente aumento de Ia tension principal vertical. En todos los casos, como en el ensayo de corte elirecto, se llevan a rotura tres muestras identicas de suelo, sometidas en Ia primera fase del ensayo a tensiones isotropas crecientes (O'c1, 0'"2 , O'c3).
{ a 1 =a 2 =a3 =a c U
=U 0
2. Se deja consolidar (1'1 V < 0)
3. Finalmente se alcanza a;=a;=a~=ac-uo
-ac
/ uox
E~uipo par a ensayos triaxiales (cortesia de Geotec-
E n Ia parte superior de Ia probeta, conectado a ella a traves de Ia piedra porosa, se dispone un tubo llamado «lfnea de drenaje». Este conducto permite aplicar a\ aaua que rellena los poros del suelo Ia presion inte 1~ticial (u) deseada (conducto y valvula b). AI ntismo ti empo, tambien permite controlar Ia salida Y entrada de agua de Ia probeta. Asf, si el suelo se encuentra saturado, Ia reduccio n o aumento de su volumen de huecos ira necesari amente asociado a Ia expulsion 0 ganancia del mismo volu men de agua, de manera que el sistema conectaclo a Ia valvu la b, permite medir en todo momenta los cambios de volumen del suelo durante ensayos con drenaje. Por ultimo, en el pedestal, bajo Ia probeta se d ispone de un tercer conclucto conectado clirectamente con Ia muestra de suelo a traves de Ia piedra porosa inferior. Dicho conducto, conectado a un transductor de presion intersticial, pennite medi r en todo momen_to Ia presion intersticial en Ia muestra (conclucto Y val-
1. Se aplica
Valvula abierta
b) Aplicaci6n de tensiones de corte.
---
Oc-
1. Se mantienen ac, u0 sin variar 2. Se aumenta a1 , sin permitir acumulaci6n de excesos de presi6n intersticial (M 1 = 1'1a1) 3. Se mide 1'1a1 , ev, i'iV En cada instante del ensayo: 1'1a 3 = 0 , Ll.u = 0
-
--
- a c 1'1a;=l'1a1 -1'1u = 1'1a1 1'1a3=&1 3 -1'1u= O l'iV{< 0 => Suelo contractante > 0 => Suelo dilatante
a
iil!iiififfJ Fases de un ensayo CD. alcanzar Ia consolidaci6n completa. En ese momenta Ia presi6n intersticial volveni a ser la de equilibria (u0 en este caso, impuesta por el sistema de presion de la valvula b, que tambien permanece abierta) y las tensiones efectivas actuantes sobre el suelo resultaran:
• ENSAYO DE COMPRES 16N TRIAXIAL CON CONSOLIDACI6N PREVIA Y ROTURA CON DRENAJE (CD)
En la Fig ura 2.52 se mtlestran las dos fases basicas del ensayo. En primer Iugar se aplica una presi6n de camara (0') y una presion intersticial (u0 ), dejando que Ia muestra drene libremente. De acuerdo a los conceptos descritos en el Apattado 2.4, los incrementos tensionales aplicados de forma instantanea dan1n Iugar a una cierta distribucion inicial de tensiones efectivas e intersticiales, siguiendo el postulado de Terzaghi. AI permitir el drenaje, los excesos de presi6n intersticial generados se inin disipando paulatinamente en funcion de Ia permeabilidad del suelo, hasta
Complementariamente, Ia reduccion de volumen originada por el incremento isotropo de tensiones efectivas puede medirse en el sistema de control de drenaje. Asf, partiendo de la muestra saturada, el voJumen de agua expulsado sera igual a la disminuci6n de volumen de la muestra. Una vez finalizada Ia consolidaci6n puede dar comienzo Ia fase de corte. Pat·a ello se mantienen inva-
G
MEcANICA DELSUELO
84
INGENIERiA GEOLOGICA
85
riables la presion de d.mara y la pr~sion intersti~ial de la fase anterior (valvulas a y b abtertas)•. Y s.e .tmptime una velocidad ascendente a Ia celula tmpt~Jen do el desplazamiento vertical de la p~·obeta med1a~te el piston. Dado que el ensayo se r~a~tza con drenaJe, se selecciona una velocidad lo suftctentemente lenta como para asegurar que los excesos de presion intersticial generados se van disipando de forma contmua. Este extreme puede controlarse leyendo el transductor de presion intersticial, que debe proporcionar en todo memento una lectura en el entorno de u0 • En tod~ el proceso se mide el incremento de tension vert1c~l (~(J~ = ~(JD, Ia variacion de volum~n de Ia mue~tta (~ V) y el acortamiento axial pro~uctdo (~") . La dt~e rencia ((J - (J = ~o) se denomma desv~ador, y representa ~I doble de la tension tangencial maxima en cada memento del ensayo. En las pruebas triaxiales CD es habitual representar las curvas (a'1 - (J 3, e) y (~ V/V, e) a lo largo del ensayo, de forma similar a lo ya descrito para el ensayo de corte directo. En un ensayo complete se rompen tres probetas preparadas de la misma forma, aplicand~ a ~~da u~a tensiones efec tivas isotropas de consohdacwn ctecientes en Ia primera fase (por ejemplo, (Jc- u = = 100 200 y 300 kPa respectivamente). En cada ensayo 1~ rotura se alcanza con una tension vertical = (J'1/ diferente ' mayor cuanto mas elevada sea la (Jlf . .. presion efectiva de camara m~c1~l. Por ta~to, en un diagrama (a', r ) se podran dtbuJar tres CJrculo,s de Mohr en tensiones efectivas (Figura 2.53), lo cual resulta sencillo dado que: _
los cfrculos tienen, aproximadamente, una tang,ente comun. Trazando la tangente comun a los tres ~Jrcu los se obtiene la envolvente de rotura en ~enswnes efectivas de Ia que resulta inmediato deducn· los parametres' de resistencia al corte del suelo (c', ¢'). • ENSAYO DE COMPRESION TRIAXIAL CON CONSOLIDACION PREVIA, ROTURA SIN DRENAJ E Y MEDIDA DE LA PRESION . INTERSTICIAL (CU)
En la Figura 2.54 se muestran las fases basicas de est.e ensayo. La primera de elias c.orre.s~onde a la c~n~ol~ dacion bajo una tension efecnva tson·opa, y es tdenttca a Ia primera etapa del ensayo CD. Comple.tada Ia consolidacion, se cierra la valvula b de dren~Je y de introduccion de presion intersticial, y se comtenza Ia fase de corte imprirniendo un movimiento ascendente a la celula al mismo tiempo que se impi.de el d~sp~a zamiento vertical de la probeta por med1o del ptston.
a) Aplicaci6n de Ia presion de camara (consolidaci6n). a 1 = a2 = a 3 = ac ~c 1 1. Se aplica {
-- . . . . -, uo" -- ' -'
ac-
·~...+
'
-
Etdiametro del cfrculo es el desviador en rotura
=={S= Valvula abierta
((J 1 - (J3)/= t':!..alf ·
==\Z}= Valvula cerrada
Asf como en el ensayo de corte directo los punta s representatives de la rotura de cada muestra se e~con~ traban alineados, en este case ocurre algo semeJante.
Como en el caso anterior, en un ensayo complete se rompen tres probetas preparadas de Ia misma forma aplicando tensiones efectivas isotropas de consolidacion crecientes, de manera que trazando Ia tangente comun a los tres circulos de Mohr resultantes en tensiones efectivas, se pueden determinar los parametros efectivos de resistencia del suelo (c', ¢'). Considera ciones sobre la ausencia de drenaje y Ia r espuesta de Ia pr esion intersticial
b) Aplicaci6n de tensiones de corte. 1. Se cierra Ia valvula b l'la . . 2. Se mantiene constante ac 1 (valvula c abierta) • • 3. Se aumenta a 1 4. Se mide l'la1, /'lu, Ev En cada instante del ensayo:
---
ii!ii!fifiJ Cfrculos ~e M ohr en rotura en ensayos CD (ten sio-
Estado
113!=
La tension principal menor es igual a la presion efectiva de consolidacion de Ia primera fase ((J - u.).
En todo el proceso se mide el incremento de tension vertical total originado (I':!..(J) , Ia variacion de Ia presion intersticial en Ia muestra (t':lu) y el acortamiento axial producido (e0 ) . En las pruebas triaxiales CU es habitual representar las curvas ((J'1 - (J3, e.,) y (t':lu, B0 ) a lo largo del ensayo. Cuando se alcance la rotura se habra introducido un incremento de tension vertical total (t':l(J 1) 1 . Como se conoce Ia presion intersticial en ese instante (u1 = u0 + D..u1), se pueden determinar facilmente las tensiones efectivas en el momenta de Ia rotura y dibujar el cfrculo de Mohr correspondiente:
Como se ha descrito, en Ia fase de corte del ensayo CU la valvula de drenaje permanece cerrada. En consecuencia, si Ia m uestra se encuentra saturada, como es habitual en este ensayo, al impedir que el agua entre o salga de Ia probeta el volumen de Ia misma permanece constante durante toda Ia fase de corte (t':!..V = O). En estas condiciones, si el suelo ensayado es contractante, es decir, tiende a reducir su volumen cuando se le somete a corte, dicha tendencia se vera reflejada en un aumento de Ia presion intersticial (~u > 0) durante el ensayo. La e~plicacion de este fenomeno es bastante intuitiva, dado que para que el suelo reduzca su volumen es necesario que expul se agua, y par lo tanto que Ia presion intersticial se eleve de forma transitoria, Io suficiente como para provocar Ia salida del volumen de agua necesaria para Ia contraccion. Por tanto, si no se permite Ia salida del agua de los poros, el incremento de presion intersticial generado no se podra disipar y se ira acumulando y aumentando a medida que prosiga el aumento de las tensiones de corte.
Por otra parte, si el suelo ensayado es dilatante, esto es, si tiende a aumentar de volumen cuando se lo somete a corte, esta tendencia se vera reflejada en una disminucion de la presion intersticial (l':!..u < 0) durante el ensayo. De nuevo Ia explicacion de este fenomeno resulta intuiti va, siendo simplemente el «reflejo» o efecto contrario del mecanisme descrito para los suelos contractantes. Recordando los conceptos descritos en relacion a las tensiones inducidas en el suelo saturado por procesos de carga sin drenaje, para el caso del ensayo triaxial Ia sobrepresion intersticial en un suelo saturado viene dada por: t':!..u =
1':!..0'3
+ A (I':!..(J l
- t':la3)
donde A es un parametro que depende del tipo de suelo. Teniendo en cuenta que en Ia fase de corte Ia presion total de camara permanece constante (t':l(J3 = 0), Ia expresion anterior queda reducida a:
y en el memento de Ia rotura resultara:
donde t':!..(J 1 es positive; en consecuencia, el «signa» de D..u1 depende exclusivamente de A1 . En el Cuadra 2.7 se incluyen los ordenes de magnitud del parametro A en rotura para algunos suelos, asf como Ia tendencia de cambia de volumen en estos mismos suelos en ensayos con drenaje. A partir de dicho cuadro se puede comprobar Ia relacion directa entre el caracter contractante o dilatante de un suelo determinado y Ia respuesta de Ia presion intersticial cuando se impide el drenaje. • ENSAYO DE COMPRESION TRIAXIAL SIN CONSOLIDACION PREVIA Y ROTURA SIN DRENAJE (UU)
Este ensayo presenta Ia particularidad de que Ia valvula de drenaje y de introduccion de presion intersticial (b) permanece siempre cenada. En Ia primera fase se aplica simplemente una presion isotropa de celula ((J 1 = (J3 = (JJ impidiendo el drenaje. Si Ia probeta esta saturada, en ausencia de drenaje toda Ia tension total isotropa de camara se transmite a! lfquido intersticial, y por lo tanto las tensiones efectivas en el suelo no varfan. Por ello, aunque se lleven a cabo tres ensayos en tres muestras identicas y se apliquen tres tensiones de camara disti ntas, las tensiones efectivas iniciales son las mismas en las tres muestras. Este heche da Iugar a que al ejecutar Ia fase de corte, tambien sin drenaj e, el desviador de rotura t':!..(J 11 resul te siempre el mismo. En dicha fase se miden el incremento de tension vertical total (I':!..(J 1) y Ia defo rmacion axial B 0
•
G
MEcANICA DEL SUELO
86
INGENIERIA GEOLOGICA
87
EI ensayo de compresi6n simple a ores e
A en ensayos triaxiales sin drenaje
6. V en ensayos con drenaje
Tipo de suelo
1
+0,75 a + 1,5 +0,50 a + 1,0 + 0,25 a +0,75 + 0,00 a +0,5 - 0,25 a + 0,25 - 0,50 a 0,0
Alta contracci6n Contracci6n Ligera contracci6n Ligera a nula contracci6n Dilataci6nfcontracci6n Dilataci6n
Arcilla sensitiva Arcilla normalmente consoHdada Arcilla arenosa compactada Arcilla ligeramente sobreconsolidada Grava arcillosa compactada Arcilla muy sobreconsoHdada
A_.if>' /
/
/
/
/
/
Circulo en tensiones efectivas (el mis mo para las tres probetas) /
/
/
/ /
//
/
/
Probeta II
/ /
/ /
/
/
/
Este ensayo consiste en colocar una probeta de suelo cilfndrica o prismatica en una prensa ordinaria y romperla a compresi6n, sin ningun confinamiento lateral, es decir con a3 = 0. Solo p uede llevarse a cabo sobre arcillas, limos o suelos predominantemente cohesivos, dado que de otro modo, en ausencia de confinamiento lateral Ia probeta podrla desmoron arse sola. El ensayo es muy rapido, y aunque Ia probeta este en contacto directo con el aire, por Ia rapidez con que se alcanza Ia rotura y por la impermeabilidad de los suelos ensayados con este procedimiento, se puede suponer que no se produce disipaci6n de las presiones inte.rsticiales generadas en el interior de la muestra. En la Figura 2.56 se muestra el cfrcu\o de Mohr en tensiones totales que se obtiene en un ensayo de este tipo. La tension total menor a-3 es nula, y la resistencia a Ia compresi6n simple (denominada habitualmente q,), es el desviador de tensio nes (a 1 - a-3 = 0' 1 = q11 ) . E l radio del cfrculo de Molll' sera Ia resistencia al corte sin drenaje, s/1. En este ensayo se mide el incremento de tension total vertical ~a- 1 y Ia deformac i6n axial s", siendo habitual representar Ia curva tensi6n-deformaci6n corrrespondiente. En funcion de la resistencia a Ia co mpresi6n simple las arcillas pueden c lasificarse segun el Cuadro 2.8.
a, a'
Ui!ii!fi+ij Circulo de Mohr en tensiones tot ales de un ensayo de resistencia a Ia compresi6n simple.
Clasificaci6n de las arcillas en funci6n de su resistencia Consistencia de Ia arcilla
Resistencia a Ia compresi6n simple (kPa)
< 25 25-50 50- 100 100-200 200-400 > 400
Muy blanda Blarida Medianamente fiime Firme Muy firme Dura
all
a lar
3(
ul
f
ull f
J ll f
p!!iifr+}1 Circulos de Mohr en rotura en un ensayo UU (tensiones t otales). En la Figura 2.55 se representan los tres cfrculos de Mohr en rotura que se obtienen de las tres probetas ensayadas. Estan expresadas en tensio~es tota.l~s (l~s (micas que se miden) y muestran el mtsmo ?tametro (el 1nismo desviador en rotura); de hecho, st se descontara Ia presion intersticial en el momenta _de la rotura de cada probeta, se obtendrfa un solo Circulo en tensiones efectivas, el mismo para las tres mue~tr.as, que serfa tangente a la envolvente de rotura defuuda or los parametres efectivos (c', ¢') ·del suelo ensayado. p Como se aprecia, los drculos en tensio~1es totales tienen como tangente comun una lfnea honzontal. La interseccion de esta Jfnea con el eje de m:denadas s.e denomina «resistencia al corte sin drenaJe» S". Evidentemente S coincide con el radio de los circulos, tanto en tensi~nes totales como en efectivas, Y por. t.o tanto representa Ia maxima tension tangencial movtli-
88
!NGENIERIA GEOL6GICA
zable por el suelo, 1\evado a rotura por corte en condiciones no drenadas a partir de su estado de tens10nes efecti vas inicial. . La utilidad de este ensayo radica en su raptdez Y sencillez. Obviamente no permite detenninar l~s parametres de resistencia al corte efectivos (c', ¢ ), dado que ni siquiera se nude Ia presion. interstici~l .durante el ensayo. Sin embargo, proporc10na Ia maxuna tension tangencial disponible en el suelo para un e~ta do inicial de tensiones efectivas, de manera que s.I se supone que las muestras extraldas son r~?resentattvas del suelo in situ y que durante su obtencwn no se al.teran las condiciones iniciales, Ia ejecucion de ~ste ttpo de ensayo permite determinar de forma aproxunada Ia maxima tension de corte disponible frente ~ ~roces~s de carga en los que se puedan suponer condiciones stn drenaj e.
G.l
Influencia de Ia mineralogia y Ia fabrica en las propiedades geotecnicas de los suelos
Los suelos estan fonnados por partfculas s6lidas, flui dos, gases y espacios vacfos, pudiendose clasificar en funci6n del tamafio de las partlculas en dos tipos, como se ha definido en el Apartado 2.2:
Suelos de grano grueso o granulares (con tamafio de grano predominante superior a 0,075 nun), formados principalmente por cuarzo, feldespato y calci ta; y sulfates, sales y vidrios volcanicos, con menos frecuencia. Suelos de grano fino o suelos finos (con un porcentaje superior al 50% de tamafio igual o inferior a 0,075 mm), formados principalmente por
limos y minerales de arcilla, como caol initas, ilitas, esmectitas y materia organica, entre otros. Ambos tipos de suelo se diferencian a partir del analisis granulometrico. Las partlculas de los suelos granulares suelen comportarse de forma estable y resistente (Figura 2.57), mientras que los suelos finos forman estructuras laminares, de compmtamiento muy variable, siendo geotectucamente inestables. Los suelos granulares no son plasticos y la resistencia depende basicamente del angulo de rozanuento interne, que a su vez esta condicionado por la forma, tamafio y grado de empaquetamiento de las partlculas solidas, conside-
~
MECANICA DEL SUELO
89
Otras propiedades como la de nsidad , porosidad, cambios de volumen, compresibilidad, etc., depende n igualmente de los factores geol6gicos que se enumeran en el Cuadro 2.9.
Minerales de arcilla de interes geotecnico
pr!!i!fifjl Estructur a de suelos granulares de las arcosas de M adrid al m icroscopio 6ptico (cortesfa de S. Leguey).
nindose a estos suelos como friccionales; los suelos finos son plasticos, y la resistencia depende tanto del rozamiento interno e ntre las partfculas s6lidas, como de las fuerzas de cohesion existentes entre las mismas, p or lo que tambien se los denomina suelos cohe-
sivos.
Factores geol6gicos condicionantes de las propiedades geotecnicas de los suelos Caracteristicas principales
Factores geologicos Tipo de suelo
Suelos residuales y roca madre. Suelos transportados y medio de transporte.
-
Ambiente de formaci6n
Granulometrfa y porosidad. Conten.ido en humedad. Geoqufmica del agua intersticial. Presi6n de confin amiento y temperatura.
-
Composici6n mineral6gica
-
Fabrica del suelo y transformaciones post-sedimentarias
-
% minerales de arcilla. F6rmula estructural. Superficie especffica, carga electrica e intercambio i6nico . Composici6n del agua intersticial. Estructura y microfi\brica de suelo. Discontinuidades. Meteorizaci6n. Cambios diageneticos. Consolidaci6n y carga de sedimentos.
Los mine rales de arcilla son silicatos hidratados de aluminio. Se clasifican de ntro del grupo de los filosilicatos, caracterizados p or su estructura e n capas. Existe una amplia gama de fami lias de minerales con propiedades ffsicas y qufmicas muy diversas, aunque Ia mayorfa tienen en comun habitos con morfologfas aplanadas y exfoliac:i6n perfecta e ntre himinas, como consecuencia de su estructura en capas . El tamafio de los cristales es muy pequefi.o, inferior a 2 p m; son los minerales mas abundantes en l a superficie de la Tierra, formando p arte de los suelos y de las rocas sedime ntarias de grano fino. La estructura de estos minerales esta constituida por dos tipos de capas unidas entre sf por oxfgenos comunes, una formada por te traedros que se enlazan con los tr es oxigenos de los vertices basales, que tiene un espesor de 3 A., y otra fo rmada por octaedros unidos entre sf por aristas comunes, cuyo espesor es de4 4 A.. E l centro de los tetraedros esta ocupado por S:i + sustituidos frecuentemente por A13+ y esporadicamente por Fe3+ . El centro de los octaedros esta ocu2 pado normalme nte por AlJ+ , Mg2 + y Fe + , a veces p or Fe3 +, Li + y otros elementos de transici6n. Para mantener la ne utralidad electrica el AlJ+ ocupa dos tercios de las posiciones octaedticas, mientras que el Mg2+ ocupa la totalidad, diferencia ndose minerales dioctaedricos si contiene n aluminio o trioctaedricos si contienen magnesia . Los minerales de arcilla se diferencian en varios tip os en funci6n del nume ro de capas fundamentales de su estructura, distinguie ndose a su vez varias especies en algunos grupos de acuerdo con el grado de ordenamiento y tipo de las sustituciones isom6rficas.
. TIP01 .1
Grupo del Caolin. T ie nen un a compostcwn Al Si 0 10(0H) 8 , con una capa tetraectrica ocupada por 4 4 3 S i4 + y una octaedrica ocupada por Al + con un espesor de 7 A.; se trata por lo tanto de minerales dioctaedricos que apenas presentan sustituciones isom6tficas, aunque se diferencian varias especies e n funci6n del grado de desorden en el apila mjento de las capas (Figuras 2.58 y 2.59) . La caolinita cua ndo esta bien ordenada aparece fo rmando columnas pseudo hexagonales . La haloysita p ertenece a este grupo; muestra un alto grado de desorden, encontrandose una varie-
CAOLINITAS 1 : 1
s
2
Capa-- I 1 octaedrica 1)-----.!..~~~_J\
--1I
Capa tetraedrica
-
I"
I
I
I
7A
"
ILITAS 2: 1
) ( g t"'
Wli!fifjl Caolinita al m icroscopio electr6nico (cortes[a des. Leg uey).
~r ~
10A
Capas interlaminares n · H20 + cationes
pr!lllfiJH•I Haloysita al
m icroscopic electr6nico ( x 205.200) (foto L. Gonzfllez de Vallejo).
Qi!11iflf1:1
Estructuras de las caolinitas, ilitas y esmectitas.
dad a 7 A. y otra a 10 A. Esta ultima incorpora una capa, d~ agua de .2.9 A entre dos capas tetraedricaso.ctaedncas de 7 A. La capa de agua se pierde irreverStblem~nte a 60o, reduciendose el espaciado a 7 A. La haloysJta presenta frecue ntemente morfologfas tubulat~es, y en otros casos formas irregulares o globulares (Ftgura 2.60).
G~upo de Ia Ilita. Tiene un espaciado basal de 10
y 2.6 1) con una carga la minar comprendJda ~ntre 0,9-0 ,7, mostrando muchas similitudes con las micas, especialmente con la moscovita. La composicion es. muy .variada, hasta el punto de ponerse en d.uda su e,XJstencta como mineral en rocas sedimentanas, ~abla ndose de minerales ilfticos. Sin e mbargo, se ~nanttene el n ombre por sus implicaciones en los mter~stratificados con las esmectitas . Una fo rmula media simplificada tendrfa la siguiente composici6n:
• TIPO 2.1 Ti~nen
una estructura fo rmada por dos capas tetrae-
~ncas Y. una capa octaedrica intercalada, formando un
sandwtch» con un espaciado basal de 9.5
A..
Las partfc ulas detrfticas ti enen morfologfas densas planares, aunque se han descrito ilitas fibrosas de origen diagenetica en areniscas.
G
MECANICA DEL SUELD
90
INGENIERIA GEOLOGICA
A
(~tguras _2.58
91
Wii!fi#l llita at microscopio electr6nico (foto S. Leguey) .
Grupo de las Esmectitas. Tienen una composici6 n Al Si 0 10 (OH) 8 condos capas tetraedricas ocupadas 4
4 4
por Si + y una octaedrica ocupada por Al3 +. Se caracterizan por tener una carga laminar comprendida entre 0 ,6 y 0,3; asf como Ia presencia de cationes debilmente hidratados, lo que favorece 1a penetraci6n de moleculas de agua. Entre las esmectitas dioctaedricas la montmorillonita es el mineral mas frecuente; Ia carga laminar es octaedrica como se deduce de la f6nnula estructural ideal: Na0 .33 (Al 1.67 Mg0 ,33) Si4 0 10 (OH)2 . Destaca en las esmectitas Ia propiedad de incorporar agua de hidrataci6n desde 0 al 100 % de humedad. Los cationes interlaminares quedan rodeados de moleculas de agua incrementando el espaciado basal. La Na-esmectitaanhidra, tiene un espaciado basal de 9,6 A ·y pasa a ~ 12,4 A, 15,2 A y 18 A, cuando in corpora 1, 2 6 3 mo1eculas de agua, respectivamente. Durante la expansi6n de Ia esmectita el cati6n interlaminar puede ser reemplazado por ot:ro cati6n (Figuras 2.58 y 2.62). •
W!llfijtJ
paciado basal, y dependen de Ia capacidad de intercambia cati6nico, que se expresa en centimoles de carga ( +) por ki lo. El tamafio de las partfcu1as arcillosas es muy pequefio y oscila entre decenas de A y algunas pm, clando Iugar a una elevada superficie especifica, donde se producen interacciones electrostaticas en funci6n del pH, de los cationes de cambio y de Ia salinidad del medio. La superficie especifica (area de la supetficie por unidad de masa) se expresa en m 2/g, diferenciandose una superficie externa donde se producen las interacciones relacionadas con las cm·gas superficiales y con los bordes rotos de las partfculas, y Ia superficie interna donde tienen Iugar los intercatnbios interlaminares. La carga elt!ctrica que poseen los minerales de arcilla es una de las propiedades mas importantes que intervienen en Ia interacci6n entre las arcillas. El origen de esta carga se debe a tres factores relacionados con la estructura y formaci6n de los minerales:
IDENT!FICACI6N DE MINERALES DE ARCILLA
Los metodos mas utilizados son Ia difracci6n de Rayos X, el ana!isis termico diferencial y 1a microscopfa electr6 nica, cuya descripci6 n se puede consultar en Grim (J 962).
Propiedades ffsico-qufmicas Las propiedades ffsico-qufmicas de los minerales de Ia arcilla se relacionan con los procesos de intercambio en Ia regi6n interlaminar, y con el tamafio de los cristales y agregados de las partfculas arcillosas. Los procesos de adsorci6n e intercambio de cationes son los causantes de Ia hidrataci6n e hinchamiento del es-
92
! NGENIERfA GEOL6GICA
Esmectita at microsc6pio etectr6nico (cortesia deS. Leguey).
-
Defecto de carga en Ia superficie de las arcillas producida por sustituci6n isom6Ji'ica. Absorci6n de aniones o cationes debida a las impetfecciones en Ia supetficie del crista!, especialmente en los bordes de las arcillas. Ionizaci6n de Ia superficie, principalmente en hidroxilos (Al-OH o/y Mg-OH), que actuan como electrodes reversibles de H + u OH- en los bordes de los cristales. La carga electrica negati va es Ia que determina la forma de Ia interacci6n entre las laminas de arcilla y su capacidad de absorci6n cati6nica.
Existen numerosas especies de minerales de arcilla como consecuencia de las variaciones de composici6n producidas por sustituciones isom6rficas, que tienen
Iugar en Ia capa tetraedrica, donde el Si4 + es sustituido por el AJH, y en Ia capa octaedrica, donde el AIH a su vez, es reemplazado por el Mg2 + y el FeZ+ . Para co mpen ~ar el exceso de carga negativa y mantener Ia neutraltdad de Ia estructura se incorporan cattones monovalentes (Na +y K +) y divalentes (Ca2 + y Mcro 2.+) , qL~e se sttuan · ' en una nueva capa denominada lammar, mcrementando el espaciado basal. El valor de Ia _carga laminar permite distinguir varios grupos de nunerales, que se diferencian fundamentalmente ~Jor el tipo y las caracterfsti cas del cati6n o cationes n~terlaminares y su incorporaci6 n en forma anhidra 0 htdratad~. La carga laminar en el grupo de las micas es a~roxtmadamente I, desciende a 0,8 en el grupo de Ia dlta Y alcanza valores inferiores a 0 ,6 para el grupo de las esmectitas. Los minerales de arcilla tienden a reemplazar a! Si o al AI por otros elementos dentro de su red cristalina. Esta propiedad conocida como sustitucion isomorfica se produce cuando Lm ion, perteneciente a Ia lami~a de arcilla, es sustituido por otro ion de igual taman? pero con valencia inferior (normal mente AlJ+ por S tH , Mg2 + pot. Fe·~ +) productendose ., un defecto de carga en ]~ superfi cie de dicha lamina, y un a ligera defonnacton en Ia red, al no tener los iones identico ta mafio. Esta sustituci6n conduce a un aumento de carga negativa en Ia superficie de Ia arcilla. Para compensar dicho defecto de carga, asf como para conservm· Ia neutralidad electrica y satisfacer los enlaces rotos en los bordes de los cristales, las arcillas atraen catt?n_es y aniones de cambio, colocandolos en sus superflctes y, en algunos casos, en su celdilla unidad. La suma de todos los cationes de cambio que un mineral puede absorber se denomina capacidad de cambio cationico o de intercambio i6nico. La maxima cantidad de cationes de intercambio para cada tipo de arcillas es constante y se expresa en mili-equi valentes por 100 gramos de arcill a seca a 110 oc (= cmol ( +) Kg - 1) . En el C uadro 2.10 se muestran los valores medios de estas propiedades para los principales minerales de Ia arcilla.
Propiedades fisico-quimicas de los minerales de Ia arcilla Capacidad de cambio cati6nico meq/100 g
Mine1·al
80- 150 10-40 J- 10
Esmectita Tlita Caol in ita
Superficie espedfica (m 2/g) Exte1·na Intel'lla 750 2 0
50 25 15
Total 800 27 15
en las propiedades geotecnicas de los suelos. La composici ~~l miner~l6~ica de las arcillas es el factor que rr~ayot mf luencta eJerce sobre las propiedades geotecmcas, como Ia plasticidad, resistencia, compresibil idad, cambio de volumen, etc. La ~antidad de agua adsorbida por los minerales de I~ arcilla depende de Ia capacidad de cambia cati6mco Y de Ia superficie especffica. Las moleculas de agua se_ unen a Ia superficie de las partfculas por enlac~~ dtpolares_ que favorecen Ia agrupaci6n de las p~l.ttculas rodeandolas de una pelfcula de agua. La debt~tdad de los enlaces dipolares perm.ite el desplazatmento ~e las partfculas cuando se aplica una presi6n. ~n Ia Ftgura 2.63 se muestra Ia posici6n de distintos ttpos de m·cillas en Ia carta de plasticidad de Casagrande . . L_as plasticidades mas bajas corresponden a las caohmtas y las mas altas a las esmectitas, siendo las montmorillonitas s6dicas las mas elevadas dentro de este grupo.
80 70 '0
"' ·u
60
'0
~
c. "' Q)
'0
50 40
Q)
Pr?pied~des geotecnicas y composici6n
mmeralogica Las. arcillas son materiales geotecnicamente problen~a.ttcos ~~ dep~nder su comportamiento de la compostct6n _mmeralogtca y de las condiciones geoqufmicas Y_ambtentales del media. Estos factores con frecuenCta sufren alteraciones, por ejemplo si se modifica Ia compostcton · · ' qunmca , · de las aguas pueden tener luga 1· rea'cctones · ' dentro de Ia estructura mineral y cam bios
.!,2 '0
...!:
30 20
MH
/
10 00
10
Uk!i!fij¥1
20
M L 30
Haloysitas
40 50 60 Limite liquido
70
80
90
100
lnfluencia de Ia composici6n mineral6gica en Ia plasticidad (Day, 1999).
iii!iiifrJ§U lnfluencia de Ia mineralogia en Ia resistencia (Tsige, 1999).
(/)
0
0 0. Q)
La actividad se define como Ia relacion entre el Indice de plasticidad y Ia fraccion de arcilla y es un ind icador de Ia composici6n mineralogica de las arcillas. Las arcillas se clasifican segun su actividad en:
"0 Q) (.)
'6
.E Esmectitas
Activas: con un fndice de actividad superior a
1,25. Normales: con una actividad compre ndida entre 1,25 y 0 ,75. Inactivas: con una actividad inferior a 0,75. En Ia resistencia de los suelos arcillosos influye tanto el contenido en arcill a, como el tipo de mineral predominante. La resistencia al corte disminuye a medicta que aumenta el contenido en arcilla, como se muestra en Ia Figura 2.64. La capacidad de adsorcion de agua en los bordes lam inares y zonas interlaminares da Iugar a los cambios de volumen en las arcillas. En Ia Figura 2.65 se indican las tendencias mas caracterfsticas para algunos minerales representatives. La expansividad en los rninerales de arcilla por adsorci6n de agua se debe a los siguientes factores: adsorci6n e n superficie de moleculas de agua, hidratacion de los cationes de cambia (expansion intracristalina), expansion osmotica, carga interlaminar de las montmorilloni tas s6dicas y presion en los bordes de las esmectitas magnesicas (saponitas). La composici6n rnineralogica tambien influye e n el grado de compresibilidad de las arcillas. En Ia Figura 2.66 se indican las tendencias mas significativas, siendo las mas compresibles las esmectitas y las menos las caolinitas. Los suelos en su estado natural se presentan formando mezclas, tanto en su composicion mineralogica como en su granulometrfa, siendo raro encontrar sue-
94
INGENIERiA GEOL6GICA
~
Presion
,g .9
cQ)
lj!iiifij§j lnfluencia
.E
de Ia com posici6n mineral6gica en Ia compresibilidad.
ro
.c (.) c:
I
Tiempo
ij!li!fijiJOj Cambio de volumen en funci6n de Ia composici6n mineral6gica.
los de una rnisma composici6n. Estas circunstancias deterrninan Ia complejidad de su comportam iento. Sin embargo, la influencia de Ia mineralogfa sobre las propiedades es tm1 acusada que, incluso pequefios porcentajes de ciertos mi nerales, como las esmectitas (a partir de un I 0 %), pueden influir significativamente en sus propiedades.
Microfabrica de los sue!os arcillosos Otro de los factores influyentes en las propiedades geotecnicas es Ia fabrica del suelo. Se denomina fa-
brica o microfabrica de un suelo al ordenam iento o disposicion espacial de las partfculas, al grupo de partfculas, sus poros, di scontinuidades y demas elementos presentes en el suelo. La fabrica esta directamente relacionada con el grado de orie ntacion de los elementos del suelo, su porosidad y densidad, y condiciona otras propiedades de gran importancia en ingenieria geologica como Ia res istencia, Ia compresibilidad y Ia permeabilidad. El estudio de Ia microfabrica se real iza habitual mete mediante el microscopic electronico de barrido y de trasmision. Mientras que Ia distribucion espacial de las particulas que constituyen Ia derlominada fraccion baruesa de los suelos depe nde basicamente de Ia forma, tamai'io y grado de e mpaquetamiento de las partfculas, en las f1:acciones finas, Ia microfabrica depende de las prop!edades fisico-qufmicas, sabre todo del barado de . mteracci6n entre los cristales de arcilla. Dicha interacci6n tiene Iugar mediante las fuerzas de atraccion y de repulsion . Las de atraccion se deben a las fuerzas de enlace de Van der Waals, y las de repulsion a las cargas negativas presentes en Ia superficie de las arcillas Y en la capa doble difusa.
La carga electrica en Ia supelficie de las arcillas varfa en funcion de los distintos parametros del sistema (pH, grado de sustitucion isomorfica, concentracio n de sales disueltas, temperatura, etc.), por lo que en deterrninadas condiciones los bordes de las partfculas pueden adqui rir tanto cm·gas negativas como positivas con un grado de interaccion vm·iable. En funcion de las condiciones de suspension, especialmente Ia concentracion de electrolitos, los rninerales de arcilla pueden adoptm· las siguientes formas de asociaciones ele mentales: «Cara-cara», «cara-borde» (cara con carga negativa y borde con carga positiva), y «borde-borde» en caso de que existan bordes con carga positi va y negativa (Figura 2.67). E n suspensiones con altas concentraciones de electrones, donde el pH es relati vamente alto ( > 8,2), predominan las interacciones borde-cara, ya que se mantiene la cm·ga positiva de los bordes y Ia cm·ga negativa en la superficie de las m·cillas: En estas condic iones de alta concentracio n de iones, las fuerzas electricas netas entre las partfculas adyacentes son predomina ntemente atractivas, produciendose el fen6meno de Ia floculaci6n. Esta asociaci6n consiste en una estructura abierta y voluminosa con grandes poros, tfpica de suelos marinas y lagos salobres (Figura 2.68). Por el contrario, c uando Ia concentracion de electrolitos es baja, los minerales de arci lla tienden a cargarse negativamente, tanto en su supetficie como en su borde. En este caso aumenta Ia doble capa difusa y, por tanto, predominan las fuerzas electricas de repulsion entre las partfcul as adyacentes, produciendose el fenomeno de Ia dispersion (Figura 2.69). El resultado es una estructu ra densa y aJm·gada, en donde las capas de arcilla no estan en contacto debido al predominio de las fuerzas repulsivas. La estruct:ura di spersa es caracterfstica de los sedime ntos lacustres de agua dulce y de lo s depositos flu viales. E ntre estos dos tipos de estructuras (floculadas y di.spersas), existen multiples fonnas de organi zacion espacial de partfculas, debido a que en Ia interaccion intervien.en diversos factores condicionantes, como Ia co mposicion nl.ineralogica y qufmica, el tamafio de las partfculas, la concentraci6n de solidos y sales disueltas, Ia turbulencia del agua, Ia actividad biologica, la temperatura, Ia velocidad de sedimentacion, etc. Como consecuencia, no solo ex isten dos estructuras elementales (floculadas y dispersas), sino una variedad mas amplia y compleja de ordenamientos y asociaciones, que dan lugm· a los distintos tipos de nl.ic rofabrica presentes en los suelos naturales. En funcion del tipo de asociacion elemental de partfculas, y de los distintos factores ambientales que intervienen en el sedimento, los suelos arcill osos presentan mu ltiples tipologias de microfabrica, algunas de las mas caracterfsticas son las siguientes:
~
MEcANICA DEL SUELO
95
..
~)~~
0~
a) Cargas electricas en las su perficies
++++ 1111
~ ~
~
~
IiiI !Ill
IIII ~
~~ill~
~
1111
B
A
1t-
~/ //
Borde-cara
Dominios cara-borde
~
""\v//
c~
Cara-cara y borde-cara
Borde-borde
///
-
~
WiiifiJij:l Estructuras de floculaci6n en arcillas. A) Formas
~
~
b) Asociaciones elementales
de floculaci6n. B) Estructura floculada en media acuoso.
A
iil!illfrJi•l Microfabrica t urbostratica. Margas azules del Guadalquivir (foto M. Tsige).
iil!ll!frJkJ
Microfabrica en «panal de abeja>> (foto M. Tsige).
Ql!iiifiJil
Microfabrica esqueletal (foto M. Tsige).
Ql!iiififJI
Microfabrica oolftica. Arcillas volcanicas de La Laguna. Tenerife (foto L. Gonzalez de Vallejo).
B
Cara-cara
~
Borde-borde
Dispersion
Cara-cara en escalera
Borde-cara
Cara-cara
i@!i!fi.ld Cargas elektricas en las arcillas y sus asociaciones elementales.
Turbostratica o regular: matriz arcillosa continua y compacta; estructura muy densa, si n orientaci6n prefe rente; caracterfst:ica de sedi mentos marinos sobreconsolidados (Figura 2.70). Laminar u orientada: matriz homogenea fo rmada por Lamin as de arcillas orientadas segun una d irecc i6n preferente; estructuras compactas y anis6tropas (Figura 2 .7 1). Panal de abeja: estruc turas ab iertas formadas por fl6culos de partfculas de arcilla unidas entre sf por fuerzas de adherencia. Presenta gran can-
ijl!!i!frJM Estructuras de dispersion en arcillas. A) Formas de dispersion. B) Estructura dispersa en medio acuoso.
tidad de poros intercom unicados y es caracterfstica de medios salinos y suelos suscepti bles (Fig ura 2.72). Esqueletal: o rganizaci6 n metaestable de fragmentos y agregados de arcilla unidos mediante conectores de Larga d istancia; abundan los poros y conectores; caracterfstica de sue los meteori zados y colapsables (Fig ura 2.73). Oolitica o nodular: constituida por n6dulos o agregados esfericos, que pueden formar un empaguetamiento de nso; caracterfs tica de medios contine ntales ricos en 6xidos de Fe (Figura 2.74). Ademas de las partfculas s6lidas, tambie n e stan prese ntes en Ia microfabrica otros elementos como los poros, discontinuidades, microfisuras, superfi cies de despegue, conectores y agentes cementantes.
i@lllfijjl
Microfabrica laminar. Margas azules del Guadalquivir (foto M. Tsige).
Propiedades geotecnicas y microfabrica Las propiedades geotecnicas del s ue lo estan relacionadas co n su estructura o microfabrica, resu ltado de los di stintos procesos gedl6gicos y am bie ntales que han actuado a lo largo de su historia geologica. Propiedades co mo Ia porosidad y Ia a nisotropfa tienen su origen en Ia orie ntac i6n y reordena mie nto de las partfculas (Figura 2.75). Otras re lacio nes entre Ia fabrica Y propiedades geotecnicas se presenta n en el Cuadro 2. 1 I. La colapsibi lidad y la s uscepti biliclad guarclan una estrecha re lac i6n con el estado de fl oculaci6 n, con estructuras m uy abiertas, propias de sedimentos salinos Y sue los residuales. La colapsibilidad se ref iere a Ia
G
MECANICA DEL SUELO
96
INGEN IERiA GEOLOGICA
97
sin drenaje (S,) de un suelo arcilloso en estado inalterado y en estado remoldeado: Rama de com presion nova!
St ==
sll (in;.~ltcrmlo)/S, (rcmoldc
En funcio n de esta relacion los suelos arciUosos se clasifican en: No susceptibles: St = l Algo suceptibles: St = l - 2 Moderadamente susceptibles: St Muy susceptibles : St = 4 - 8 Arcillas nipidas: St > 8
(/)
e0
0. Q)
"0 Q)
0
'6 .E
Presion (Log)
Particulas laminares y cadenas lndice de poros muy alto > 3,0
Dominios de particulas y cadenas lndice de poros alto > 2,5
[ndice de poros media a alto = 1,5 - 2,5
lndice de poros bajo < 1,5
lndice de poros muy bajo < 1,2
Wlii£f§j Reordenamiento de partfculas e indice de pores en funcion de Ia presion de consolidaci6n (Bennett y Hulbert. 1986).
disminucion brusca de volumen en un suelo al inundru·se, siendo el ejemplo mas caracterfstico los loess. La susceptibilidad, St (se nsitivity), indica Ia perdida de resistencia de un suelo al sufrir remoldeo, y se define como Ia relacion entre Ia resistencia al corte
=2-
Microfabrica de arcillas y propiedades geotecnicas Tipo de fabrica Turbostratica o regular
Porosidad
Resistencia
Colapsibilidad
Susceptibilidad
Baja
Muy alta
No
No
Los suelos susceptibles tienen f<1bricas abiertas e inestables. El ejemplo mas caracterfstico son las arciJias rapidas, cuya resistencia se pierde por lixiviacion del cemento intergranular existente, al entrar en contacto con agua dulce . Tambien en algunos suelos residuales se puede dar este fenomeno. Por otro !ado, Ia presencia de microfisuras y discontinuidades constituye superficies de muy baja resistencia, frecuentes en m·cillas sobreconsolidadas y en fabricas de tipo laminar y turbostratica. Los agentes cementantes intergranulares (carbonatos, sulfatos, etc.), pueden influir en las propiedades resistentes, aumentando considerablemente Ia cohesio n. La microfabrica tambien puede sufrir modificaciones tanto naturales como antropicas, por ejemplo el cambio en la composicion qufmica del agua, las cargas externas, el remoldeo y Ia compactacion, etc., aspectos que deben ser tenidos en cuenta.
Resumen A partir de Ia composicion mineralogica y Ia micron\brica es posible explicar e interpretar las principales propiedades de los suelos arcillosos. La variedad de factores que intervienen en Ia formacion de estos suelos determina su complejidad geotecnica. Ademas de Ia composicion y fabrica, hay otra serie de fac tores geologicos y antropicos de importancia. Sin embargo, Ia mayorfa de las propiedades asociadas a los suelos considerados como desfavorables geotecnicamente tiene su origen en Ia mineralogfa y en Ia fabrica. Otro factor a tener en cuenta en los suelos arcillosos es su caracter inestable en el tiempo. Las posibles modificaciones en el medio, tanto naturales como antropicas, producen cambios importantes en Ia estructura de las arcillas y en su fab ri ca, que modifican Ia resistencia, defonnabiliclad y expansividad, entre otras propiedades.
Panal de abeja
-
4 Laminar u orientada
Implicaciones geotecnicas
Muy baja
Dependiente de Ia orientaci6n
No
No
-
Alta
Alta en estado ina) terado. Muy baja en estado remoldeado
Posible
Muy alta
Caracterfstica de arcillas sobreconsolidadas. Pianos de discontinuidad en profundidad. Pianos de rotura segun orientaciones preferentes. Presencia de discontinuidades profundas.
-
Suelos inestables con formaci6n de deslizamientos tipo flujo. Arcillas rapidas.
-
Esqueletal
Muy alta
Baja
Posible
Alta
-
Suelos meteorizados y residuales. Rapida alteraci6n en taludes. Suelos inestables.
Oolftica o nodular
Baja
Alta
Baja
Alta
-
Anomalfas en los resultados de los ensayos de identificaci6 n y en otras propiedades de los suelos tropicales.
Caracteristicas geotecnicas de los sedimentos Los depositos sedimentatios se forman por la accion de los procesos geomorfologicos y climaticos, destacando el medio de transporte y la meteorizacion. Los distintos medios de sedimentacion originan una serie de depos itos cuyas caracterfsticas geotecnicas estan relacionadas con las condiciones de formac ion de estos sedimentos. Asf, Ia clasificacion de los materiales, granulometrfa, forma y ta111aiio, dependen del medio de transporte. Conociendo los facto res geomorfologicos y climaticos, es posible prever Ia disposicion y geometrfa del deposito, propiedades ffsicas y otros aspectos de interes en ingenielia geologica. Con estos objetivos se describen los siguientes tipos de depositos, en funcion de sus relaciones geol6gico-geotecnicas mas caracterfsti cas: Depositos colu viales. Depositos aluviales. Depositos lacustres.
litorales. glaciares. de climas aridos y deserticos. evaporfticos. de climas tropicales. de ori gen volcanico.
Depositos coluviales Son materiales transportados por gravedacl, la accion del hielo-cleshielo y, principalmente, por el agua. Su origen es local, producto de Ia alteraci6 n in situ de las rocas y posterior transporte como derrubios de ladera o depositos de solifluxion. Frecuentemente estan asociados a masas inestables. Su composicion depende de Ia roca de la que proceden, estando formados por
G
MEcANICA DEL SUELO
98
INGEN IER[A GEOLOGICA
99
0~~~~~~,---------------~
Resistencia
m
Limos arcillosos blandos
Limos arcillosos con cantos
Arcillas grises compactas A rcillas con niveles organicos blandos
Arenas limosas con algun canto 2,5
Cantos e n matriz arcillo-limosa
Pizarras alteradas
5 N.F.: Nivel freatico
Q!!lifi§J Perfil tipo de depositos coluviales. fragmentos angul ares y heterometricos, generalmente de tamano grueso, englobados en una matriz limo arcillosa. Su espesor suele ser escaso , aunque puede ser muy variable. T ienen una gran importancia geotecnica cuando se trata de masas inestables. La resistencia de estos materiales es baja, sobre todo en Ia zona de contacto con el sustrato rocoso, y cuando se desarrollan altas presiones intersti ciales como consecuencia de Jluvias i ntensas. La identificaci6 n de estos materiales es fundamental en cualquier estudio geol6gico-geotecnico, y por tanto constituye una prioridad en las investi gaciones in situ. Su presencia, a priori, puede suponer un problema geotecnico. Un esquema de colu mna tipo de estos depositos se muestra en Ia Figura 2.76 y en Ia Figura 2.77.
Q!llifiJil Depositos coluviales, Tenerife (foto L. Gonzalez de Vallejo).
Son suelos muy anisotr6picos en su distribuci6 n, con propiedades geotecnicas altamente variables, estrechamente relacionadas con Ia granulometrfa. Su continuidad es irregul ar, pudiendo tener altos contenidos en materia organica en determinados medias. La permeabi(jdad depende de Ia granulometrfa. Generalmente presentan Lm nivel freatico alto. La investigaci6n geotecni ca precisa de un elevado numero de reconocimientos dada su heterogeneidad y anisolTopfa. Los aluviales constitu yen una fuente de recursos de
o ~~~----~~-------------------
Resistencia
m
Rellenos antr6picos Gravas Limos
Depositos de abanico aluvial. Quebrada de Purmam arca. Argentina (foto M. Ferrer).
A rcillas oscuras con laminaciones bland as
materiales para Ia coDstrucci6n, sobre todo como
Depositos lacustres En general son sedimentos de grano fino, predominando los limos y las arcillas. El contenido en materia organica puede ser muy alto, sobre todo en zonas pantanosas, en las que pueden encontrarse turberas. Frecuentemente presentan estructuras laminadas en niveles muy finos. En condiciones de agua salada se forman precipitados de sales. Los principales problemas geotecnicos estan en relaci6n con su alto contenido en materia organica, siendo en general suelos muy blandos. Tambien se pueden encontrar arcillas rapidas asociadas a estos suelos. En Ia Fig ura 2.80 se incluye una columna tipo de estos suelos .
Q!lllfiJ:!el Perfil tipo d e d epositos lacustres. E n Ia Figura 2.8 1 se muestra una columna lito16gica tipo.
Costra calcarea
Limos
~r~!~~-~
y arenas fin as
Arenas y gravas
Arenas fin as sueltas
Depositos lit orales Gravas gruesas
5,0
Limos arcillosos
Depositos aluviales Son materiales transportaclos y depositados por el agua. Su tamano varfa clesde Ia arcilla hasta las gravas gruesas, cantos y bloques. Las facies mas gruesas presentan bordes redondeados. Se distribuyen en forma estratiforme, con cierta clasificaci6n, variando mucho su densiclad. Estan muy desarrollaclos en los climas templados, ocupando cauces y valles flu viales, llanuras y abanicos alu viales, terrazas y paleocauces.
i@!i!fiJkl
Nivel de arenas Arenas y limos N.F.: Nivel freatico
Q!ii!fiiJ:I Perfil tipo de depositos aluviales.
Son materi ales formados en Ia zo na in termareal porIa acci6n mixta de ambientes continentales y marinas, int1uyendo en este caso las corrientes, el oleaj e y las mareas. Predominan las m:enas finas y los limos, pudiendo contener abundante materia organi ca y carbonates. Los sedimentos mas finos, los fa ngos y la materi a organica son caracteristicos de las zonas de delta y estuario. En general, Ia consistencia de materiales es blanda a muy blanda y muy anisotr6pica. Pueden presentar encostramientos, pero Ia caracterfstica principal es su alta compresibilidad. Otro tipo de depositos caracterfsticos de las zonas litorales son las clunas, con caracter inestable debido a su movi lidad.
5,0
- -=--
-
---
Limos compactos
-
- ---
=
-=-- - --- 10,0
=
--'-=-~'---'=-~~---'---------~
N.F.: Nivel freatico
Q!iiifrf:ll Perfil tipo d e depositos lit orales.
G
MEc.\NICA DELSUELO
100
INGENIERfA GEOL6GJCA
101
Depositos glaciares Son depositos transportados y depositados por el hielo o por el agua de deshielo. Estan formados por tillitas y morrenas. Su com posicion es muy heterometrica y Ia distribucion es altamente erratica. Los depositos flu vio-glaciares contienen fracciones desde gravas gruesas a arcillas; estan algo estratificados y su granulo metrfa decrece con Ia distancia al frente glaciar. Sin embargo, los de origen lacustre-glaciar presentan fraccio nes mas finas, predominando las arcillas y las estructuras laminadas, tfpicas de las arcillas varvadas. La heterogeneidad y anisotropfa es Ia caracterfstica tfpica de estos depositos, pues coexisten desde las arcillas hasta las gravas gruesas y grandes bloques (Figura 2.82). Por tanto, las propiedades geotecnicas son altamente vari ables. AI estru· Ia permeabilidad directamente relacionada con Ia g ranulometria, estos suelos son muy sensibles a los incrementos de presion intersticial producidos por Jluvias torrenciales y por el deshielo. En estos depositos son muy frecuentes los fen6menos de solifluxi6n y de inestab ilidad de laderas. La investigacion geotecnica es complej a, y los espesores pueden ser igualmente muy variables, siendo frecuentes las potencias elevadas. En Ia Fig ura 2.83 se muestra una columna tipo de estos suelos.
0~~~~~~---------------,
Resisten~a
m
Arenas y limos con gravas, cantos y bolos
Arenas limo-arcillosas
15
Grandes bolos
ESQU EMA SI N ESCALA
Arcillas limo-arenosas con gravas y cantos
N.F.: Nivel freatico
PRINCIPALES CARACTERiSTICAS ZONA GEOMORFOL6G ICA
MATERIAL ES CARACTERiSTI COS
I
PIEDEMONTES Y CANCHALES
•
II
ABANICOS ALUVIALES
Ill
LLANURA
IV
PLAYA
@!liifil=il Perfil tipo d e dep ositos glaciares. Depositos de climas aridos y deserticos Los ambientes aridos tienen una serie de implicaciones ingenieriles y medioambientales, como Ia desecaci6n profunda, ]a acumulaci6n de sales y Ia alta movilidad de los sedimentos con el viento, que condicio nan las propiedades de estos suelos, entre las que destacan: -
-
-
Muy bajo contenido de humedad, dando Iugar a suelos no saturados, con succiones relativamente altas. Bajo conten ido en materia organica, por lo que los suelos aridos resul tan pobres para fines agrfcolas. Desarrollo de una costra rica en sales; Ia perdida de humedad por evaporacion en Ia superficie produce cementaciones por precipitacion de sales. Muchos suelos aridos ti enen un origen eolico, resultando un suelo mal graduado, con una estructura muy suelta.
Bajo el punto de vista de Ia ingenierfa geologica los principales problemas que presentan son los siguientes:
Q!liifil:rj Depositos morremicos (foto E. J. Tarbu ck).
PERFIL GEOMORFOL6GICO TIPO
-
Expansividad en arcillas. Colapsos por densificaci6 n de suelos. Erosionabilidad mu y alta. Ataques por sales, cloruros y sulfatos.
~oluviales con cantos muy gruesos, angulosos y heterometricos
PROBLEMAS GEOTECNICOS • lnestabilidades • Erosion
• Arenas gruesas y gravas mal clasificadas, ocasionalmente cementos de calcita y dunas
• Movilidad en dunas • Colapsos · Erosion
• Limos y arenas • Dunas
• Movilidad en dunas • Colapsos
• Arcillas limosas compactas y lentejones de evaporitas • Costras de sales
• Ataques por sales • Hinchamientos • Colapsos ::.
lii!llfrJ:UPrincipales caract eristicas de los depositos de clim as aridos y cteserticos. -
Cambios volumetricos en yesos. Desprendimientos y roturas en taludes de laderas con fuertes pendientes.
En la Figura 2.84 se muestran las principales caracterfsticas de estos suelos.
Depositos evaporfticos Es~os_
depositos estan fo rmados por Ia precipitac i6 n de sales, cloruros o sultatos, tfpicos de medws a_ndos o deserticos, lacustres, lagunares y litorales (F1gura 2.85). Las caracterfsticas comunes a estos depositos son las sigui entes: q~mu_c~
Producen reacciones qufmicas con los hormigones, que pueden ocasionar su deterioro y destruccion. Son Hlcilmente solubles, sobre todo los cloruros.
W!iiifrJ:&j Depositos de sal («salares») en Ia zona desertica d e La Puna. Noroeste de Argent ina (foto M. Fer rer ).
G
MEcANICA DELSUELO
102
INGENIERiA GEOL6GICA
103
.. Pueden sufrir cambios de volumen, al pasar las anhidritas a yeses. En superficie forman costt·as. Representa n un riesgo de hundinciento cuan~.o se producen fenomenos de d isolucion y carstth -
0-r~~~~~:.---~R~e~s~ is~te~n~c~ia~----------~ Laterita con cemento ferruginoso
m
cacion.
I
I
Arenas limosas rojas con n6dulos
Depositos de dimas tropicales Las condic iones climaticas en regiones tropicales con alta humedad y altas temperaturas determinan una ii:tensa meteorizacion quimica, originando suelos residuales muy desarroll ados. Su com posic ion_ m.ineralooica su fabrica y las condic iones geoqutmtcas del ~1 edlo contro lan el comportamiento geotecnico de estes sue lo s. Cuando se precipitan altos contenidos de hierro y aluminio se forman las lateritas. \Figut.a 2 .86) . Si las condiciones de drenaje son deftctentes . pueden formarse los denominados suelos negros, n cos en esmectitas. Si e l dre naje es alto se forma n las arcillas rojas, ricas en haloysitas. En Ia Figura 2.87 se muestra una columna tipo de estes sue los. En los suelos tropicales son frecuentes los encostramientos, con mejore s propiedades geotecnicas en superficie que en profundidad. Tienden a fm~.m ar. agreoaciones de p artfc ulas de arcJlla de tamano hmo : ~rena, dando resultados en lo s amllisis granulome tn cos y de plasticidad que no corresponden a su natu~a leza arcillosa; son a ltame nte sensib les a Ia desecacton. Los tipos de suelos mas representatives son los stguientes: Zonas de lade ra y de montana: formacion de suelos rojos. Suelos rices e n haloysitas en con-
10
Saprolito
Rocas basalticas alteradas Sin nivel freatico
Uf!!lifi.ii:Q Perfil tipo de depositos de climas tropicales. diciones de buen drenaje. Cambios de propied ades geotecnicas con Ia desecacion y Ia agregac i6 n de particulas. En zonas bajas y llanuras: formac ion de suelos negros. Pre dominio de las esme~titas. P roblemas de expansividad y mal drenaJe. Suelos encostrados. Presentan un buen comportamiento geotecnico . E n fu ncion d~l tipo de mineral predom ina nte se forman latentas (AI), ferric ritas (Fe), silcritas (S i) o calcritas (Ca).
Depositos de origen volctmico
(@olll(lj' Yi·!J suelos tropicales (latosoles volcimicos) afectados . . por un deslizamiento. Isla de Haman. Chtna (cortesia de A. Perez Gonzalez).
Los sue los volcanicos pueden ser residuales por alteracion de los mate ri ales infrayacentes, resultando deposi tos Jimo-arenosos y a rc illas, y transportados como productos de las emisiones vo~canicas d~nclo acum.ulaciones de piroclastos, de ttpo lacustl e o aluvtal cua ndo son transportados por el agua. , . Los minerales procedentes de las rocas vol.can~~as son altamente ine stables frente a Ia meteonzacwn, tra nsfo rmandose rapidamente e n productos de a)teracion y arcill as, abundando las halo~sitas, las a\of~n~s (de estructura amorfa) y las esmect1tas. El predon~I~to de alguno de estes minerales depende ~e las condt~to nes de dre naje y geoquiillica del mecho. Las arc1llas
volcanicas tienden a fo rmar· fabricas oolfticas y agregaciones de arcill a (Figura 2.74), dando granulometrias y plasticidades correspond ie ntes a suelos de mayor tamafio. Los suelos esmectfticos son exp ansivos, con a ltas plasticidades . Los suelos residua les pue den ser muy susceptibles, comportandose de forma muy inestable frente a rapidos aumentos de Ia presion intersti cial, o cm·gas ciclicas por terremotos, e n cuyo caso se p ueden producir deslizamientos y flujos de tierras. Otro grupo importante de sue los volcanicos lo forman los depositos de piroclastos. Estan formados por partfculas de tamafios variables, desde ceni zas ( < 2 mm) hasta lapillis (2-64 mm), o fragme ntos de mayor tamafio. Se acumu lan, en capas estratiformes, segun sea Ia direccion del viento, o direccion de Ia nube de cenizas o colada de piroclastos. Forman estructuras esponjosas de muy baja densidad y alta porosidad. C uando las cenizas se consolidan o ceme ntan, forman tobas blandas, muy a lterables y colapsables frente a cm·gas relativamente bajas. Si los piroclastos e stan aun fundidos en el momenta de su sedimentacion, se aglomeran fo rmando una toba compacta. E n Canarias son frecuentes las capas de lap illis y cenizas, asoc iadas a conos de cinder, con buzamientos variables y de aparie ncia e stratiforme (Figura 2.88). Tienen muy baj a densidad y son potencialmente colapsables. Si durante la de posici6n y enftiamiento se desarroll an fuertes uniones entre sus particulas por
DESCRIPCI6N
E
R
m
Qm
SPT RQD
Arcillas limosas 0,5-2 rojizas 10-80 SPT o marrones 40-50 ::;·:.=..;·-=\ Limos arenosos 0-1 :: Y-; = marrones Gravas SPT basalticas 0-2 40-150 Re en matriz arcillosa Escorias basalticas Basaltos muy escoriaceos Basaltos masivos
GM
VI
v
RQD < 20
IV
RQD 200-500 20-40
II
0-1 60-500
1.000
Depositos piroclasticos. Tenerife (foto F. Gonzalez de Vallejo).
soldamiento o compactaci6n de los productos vftreos, su resistencia aumenta dando elevados angulos de rozamiento interne y cohesiones aparentes altas. Cuando una colada de lava, aun incandescente, cubre a uno de estos depositos piroclasticos, o bien a suelos residuales, se produce Ia rubefaccion de su supetf icie, origi nando un suelo rojo compacta, denominado almagre. En la Figura 2 .89 se muestran pelfiles de meteorizaci6n de suelos residuales voldinicos de Tenerife. En las regiones volcan icas se pueden formar depositos lacustres, e n cuya composicion abundan las es-
SUELOS RESIDUALES SOBRE PIROCLASTOS
SUELOS RESIDUALES SOBRE BASALTOS CL
Q!lii§f.il:l:l
CL
DESCRIPC16N
E
R
m
Qm
Arcillas limosas acres o rojizas 0-0,5 10-150 y lapillis meteorizados Lapillis amarillentos o rojizos muy .:: meteorizados
Escorias y piroclastos
-
SPT
GM
20 a 40
VI-V
100-200
40 a 50
100-700
Re
11-1
RQD > 70
CL: columna lilol6gica; E: espesor; R: resistividad aparente: SPT: GM: grado de meteorizaci6n; Re =rechazo.
numero golpes ensayo SPT; RQD: indice de fracturaci6n RQD;
Ql!l'lif.ii:Q! Columnas litol6gicas tipo de suelos residuales volcanicos. Tenerife (Gonzalez de Vallejo eta/, 1981 ).
G
MECANICA DEL SUELO
104
INGENI ERiA GEOLOGICA
105
mectitas, Ia materia organica y los restos biogenicos. Estas condiciones son representati vas de las arcillas del Valle de Mexico, donde Ia composicio n es alofanica, con altos conterudos en sales, materia organica y restos fosiles, lo que origina su elevada plasticidad
y compresibilidad. En el Valle de La Laguna, en Tenerife, tambie n se encuentran arcillas lacustres de alta pl asticidad, de composicion montmorillonfti ca, muy compresibles. Sin embargo, en Canari as los suelos predominantes son de tipo residual y coluvial.
P1 (CARGA T RANSMITIDA POR EL PILAR)
p
p F = COEF. DE SEG. =
Pt
I
Problemas planteados por los suelos en ingenieria
t
s
s
ESFUERZOS CORTANTES MOVILIZADOS EN EL TERRENO
H~ND
TERRE NO A FECTADO POR LA ZAPATA
Los suelos, en general, p ueden incluirse en uno de los siguientes grupos: Los que fo rman parte del medio natural sometido a Ia accion antropica, respondiendo a los problemas generales que esta accion plantea: excavaciones a cielo abierto, tuneles, construccion de cimentaciones, etc, constituyendo los problemas habituates en ingenierfa geologica. Los que plantean problemas especiales debido a su propia condicion y a Ia accion de Ia naturaleza, sin intervencio n humana. Estos problemas pueden afectar a Ia actividad ingenieril de por sf, o bien porque la accion antropica acenrue los problemas naturales existentes. Entre ellos se encuentra el fluj o de suelos arcillosos en casos de lluvias intensas, cuando se situan en pendientes inadecuadas, dando lugar a avalanchas de barro ode tierra, o Ia licuefacci6n (anul acion de las tensiones efecti vas) en suelos areno-limosos sometidos a ten·emotos. En ambos casos los procesos pueden producirse sin que afecten aJ hombre, pero pueden crear grandes problemas si, por ejemplo, se construye en un va lle a pie de una ladera con peligro de avalanchas (como en numerosas ocasiones ha sucedido en Peru, Colombia, Centroamerica, etc.) o cuando se instala una ciudad sobre depositos licuefactables (como en Niigata en Jap6n, Anchorage en Alaska, etc.). Estos suelos pueden denominarse como «conflictivos» y se les presta atencion mas adelante en este apartado. Respecto a los problemas generales, los mas habituales que pueden plantear los suelos en ingerueria geologica suelen ser los siguientes: De capacidad portante o resistencia, en cuan to que el terrene ha de ser capaz de soportar los
106
lNGEN!ERlA GEOLOGICA
incrementos (positi ves o negati ves) de tensiones que inducen en ellos las obras de ingenierfa, sin alcanzar los ni veles lfmi tes de seguridad previamente establecidos: la curva de resistencia intrfnseca o la relaci6 n carga-asiento para un cierto factor o coeficiente de seguridad (Figura 2.90). De deformabilidad, en cuanto que Ia estructura a cimentar ha de ser capaz de experimentar los movimientos de la cimentac io n sin repercusiones especiales. Esos movimientos son Ia consecuencia de las deformaciones inducidas en el terreno por las cargas que transmite el cimiento. Es habitual establecer un asien to maximo, S"'"" y una distorsion angular maxima (f'),.j L) ad misibles (en funci6n del tipo de estructura) que no deben de ser superados (Figura 2.91). De perennidad a lo largo del tiempo, en cuanto que las condiciones de resistencia y deformabilidad deben permanecer invati ables a lo largo del tiempo o, al menos, no disminuir por debajo de los valores admisibles establecidos. Por ejemplo, un a excavacion proxima a una cimentacion preexistente no solo puede producir nuevos movimientos, sino tambien vat·iar la capacidad portante de los cimientos antiguos (Figura 2.92).
Suelos con problematica especial Los problemas considerados como especiales se pueden poner de manifiesto porIa propia naturaleza, o bien a causa del hombre, que con sus obras puede interferir en el equilibria natural y alterarlo (una primera vez o varias veces, cfcUcamente), o puede hacer, con su intervenci6n, que las obras y el terreno circundante sufran de forma distinta Ia accion climatica, muchas veces periodica, pero no por ello menos intensa. En ese sentido cabe distinguir los problemas propios de:
Qi!ii!fif!tl
Problem as de seguridad por capacidad portante.
MOMENTOS FLECTORES EN EL P6RTICO, OR!GINADOS POR ASIENTOS DIFERENCIALES
CRITERIOS DE DEFORMABILIDAD:
(VALOR MAXIMO ADMITI DO POR RAZONES PRACTICAS)
s - s
1 "' 500
:::..z.___:::j ,::_ _
L
~~---~~~-0---.~~-~ ,·'.
(DISTORSION MAXIMA ADMITIDA EN LA PRACTICA)
~-
L
Qi!!i!ffJII
Problem as de deformabilidad.
Las at·cillas expansivas. Los suelos d ispersivos. Los suelos salinas y agresivos. Los suelos colapsables. El permafrost. Los fa ngos y suelos muy blandos y sensiti ves. Los suelos licuefactables. En el comportamiento de algunos de estos suelos, como los suelos expansivos, influyen, ademas de su constitucion, las variaciones climaticas (como en el caso tambien del permafrost) ; en otros, como los licuefactables, influyen los procesos geol6gicos como los ten·emotos.
Arcillas expansivas Bajo este nombre se incl uyen aquellos suelos arcillosos (es decir, con predominancia de partfculas de tamano inferior a 2 rillcras) cuya estructura mineralogica y fa brica les permi te absorber agua con un cam bia de vo lumen importante. Las moleculas de agua penetran en la red cristalina, entre las cadenas de silicates que estan unidas por enlaces debiles, disminuyendo o anulando los mismos, pasando Ia red cristalina a ocupar un mayor volumen aparente, sin que se produzcan reacciones quimicas. Si despues cambian las condiciones (por ejemplo, por desecacion continuada o por drenaj e), esas moleculas de agua pueclen salir de
G
MEcANICA DEL SUEUl
107
~I
~
..
Grados de expansividad y valores medios de parametros geotecnicos
.
• '
Grado
Expansividad
Finos ( %)
Limite liquido
Indice Lambe (kPa)
Presion de hiuchamiento (kPa)
Hinchamiento libre (%)
I
Baja Baja a media Media a alta Muy alta
< 30 30-60 60-95 > 95
< 35 35-50 50-65
< 80 80-150 150-230
> 65
> 230
< 25 25- 125 125-300 > 300
< I 1-4 4- 10 > lO
II ''
I
m ''
rv
..............
NUEVA FORMA DE ROTURA\ FORMA DE ROTURA DEL T ERRENO
F
NO SIMETRICA
--+ PHUNDIMIENTO
pHUND
--+ PHUND
expansividad o a Ia ret:racci6n, pudiendo ir una seguida de Ia otra (Ia retracci6n va ur1ida a perfodos de sequfa y Ia expansividad a los de lluvia).
P' HUND < pHUND
=COEF. DE SEG. = ---p;a) Situacion inicial.
b) Excavacion proxima.
QJ!!i!frJrJ Generacion de situaciones diferent es con el paso del t iem po. la red y producirse una disminuci6n de volumen o retracci6n. La capacidad de cambio de volumen de estos materiales viene condicionada, por lo tanto, por el contenido de arcilla y su mineralogfa, su estructura y fabrica. Expansividad es el aumento de volumen por absorci6n de agua, y retraccion Ia dismi nuci6n de volumen por elirrunaci6 n del agua. El cambio de volumen (expansividad y retracci6n) esta condicionado por los siguientes factores (ademas de los geol6gicos): Las variaciones climaticas, ya que de estas depende Ia presencia del agua necesaria para producir Ia expansion o Ia evaporaci6n del agua para inducir la retracci6n. Los cambios de volumen se reflejan en los edificios que estan construidos sobre arcillas expansivas y pueden producir agrietarruentos al someter a la estructura a movimientos que, si son inducidos por detenninados cambios de condiciones clirmiticas estacionales o plurianuales (como ocun·e en el sur de Espana), pueden ser ciclicos (Figura 2.93). La vegetacion, que puede cambiru· localmente el contenido de humedad del terreno y dar Iugar a los cambios de volumen consigui entes. Lavegetaci6 n y Ia acci6n de las rafces pueden ser agentes desencadenantes del fen6meno. Los cambios hidrologicos generales producidos tanto por las acciones climatol6gicas, como por las variaciones de nivel freatico debidas a explotaci6n de acufferos, construcci6n de embalses, etc.
Por esta causa, los suelos potencialmente expansivos y problematicos se situan en zonas de climas aridos y semiaridos, como Ia fra nja mediterranea (sur de Espana e Italia, Turqufa, Israel, Marruecos, Tunez, etc.), Sudafrica, sur de Norteamerica (Nuevo Mexico, Arizona, Texas, Norte de Mexico), norte de Sudamerica (Colombia, Ecuador, Peru), etc. A efectos practices, dado que Ia expansividad se relaciona con el contenido arcilloso, es habitual emplear parametres de caracterizaci6 n de arcillas para evaluar y graduar Ia posible expansividad de un suelo. Generalmente se consideran cuatro grados de expansividad (I a IV), tal como se indica en el Cuadro 2.1 2, en el que aparecen los intervalos de valores que definen estos cuatro grados en lo referente a contenido de finos y lfmite liquido. Ademas, se utiJjzan otros ensayos de laboratorio de mayor calidad y realizados a prop6sito para evaluar la expansividad: a)
W!i!fiJ8' Est acion
agrietada por Ia expansion de arcillas, Jaen (foto C. Oteo).
La expansividad, por tanto, tiene un caracter potencial: Por un lado debe existi..r una arci.lla con la mineralogfa y fabrica adecuadas. Los carbonates pueden cementar Ia estructura e impedir o disminuir la expans ividad, pero Ia destruccion de los enlaces diageneticos (por ejemplo, a! extraer el suelo para su utilizacio n como material para terraplenes) perrrute que Ia accion del cemento desaparezca y que los minerales puedan ser afectados por el agua. Debe producirse una variacion en Ia humedad del suelo, por cualquier causa, que induzca a Ia
b)
c)
El ensayo de Lambe, que proporciona Ia presion que ej erce el suelo (remoldeado) al humectarse en el interior de un molde y reaccionar contra un pist6n calibrado (Figura 2.94). Su descripcion puede consultarse en Jimenez Salas y Justo Alpanes (1975). El ensayo de presion de hinchamiento, que es Ia maxima presion que desarrolla una muestra de suelo inalterado (dentro de un molde edometrico) cuando, al humectarse, se im pide su hinchamiento. El ensayo de hinchamiento fibre, o maxima variacio n de espesor de una muestra inalterada en un molde edometrico, cuando se humecta y se permite Ia expansion.
Los valores fndice de estos tres ensayos que sirven para fijar el grado de expansividad potencial se incluyen tambien en el Cuadro 2. 12.
iil!iiifiJ§I Aparato de Lambe para caracterizar Ia expansividad de los suelos (foto C. Oteo).
En Espana existen este tipo de suelos en la Meseta Norte (Palencia, Valladolid), en el sur de Madrid yen todo el Valle del Guadalquivir. En el mapa de arcillas expansivas (Ayala et al., 1986) se senalan las zonas donde aparecen estos suelos, sin que ello evite realizar estudios de detalle sobre Ia expansividad concreta en cada zona, con criterios mas detallados, como los del Cuadro 2. 12 o el de Ia Figura 2.95, basados en Ia relacion entre el lfmite lfquido y el cociente entre Ia humedad y ese lfmite lfquido, incluyendo datos de presion de hincharniento e hinchamiento libre probable.
G
MEcANICA DELSUELO
108
INGENIERiA GEOL6GICA
109
Suelos dispersivos I EXPANSIVIDAD NULA A BAJA II EXPANSIVIDAD BAJA A MEDIA Ill EXPANSIVIDAD MEDIA A ALTA IV EXPANSIVIDAD ALTA A MUY ALTA
I
0
0,8
.,.'
g
::::>
a
//
·:::; UJ
r-
/
0,6
/
~
/
·:::; 0
<(
/ 0,4
I i/ / II / , 1/ II I I I
0 UJ
:2
::::> I
0,2
0
30
/
/
/
....
/
/
,.·
---
_ I!L .
IV
//
60
...-
-
,... .... II
90
120
LIMITE LIOUIDO
Q!il!fiJ}01 Criteria de peligrosidad a partir de Ia expansividad (Oteo, 1986).
En zonas vold\ nicas suelen existir arcillas expansivas versicolores, que constituyen, a veces, depositos coluviales y, otras, lagunares, aunque e n ocasiones aparecen como episodios volcanicos incluidos e ntre masas de fo nolitas, como las que han dado problemas de empujes en los tuneles de Trasvasur (Gran Canaria) a lo l argo de mas de 25 anos. Existen otros suelos que tambien dan problemas de expansividad, como los derivados de la congelacio n de agua e n el terreno , y los problemas de hinc hamiento que se producen en escorias de horno LD por existencia de cal libre (se han obtenido hinchamientos libres de hasta el 5 % en zonas con 3,5 % de esta cal) o de oxido de magnesio (hinchamientos del 4-6% para contenidos del 14% de MgO) al absorber agua. 0 los feno menos de hinchamiento por hidrataci6n de anhidrita (sulfato calcico deshidratado) al pasar a dihidrato (yeso comCm) por absorcion de agua (en Espana se ha producido un importante fenomeno de este tipo al excavar grandes volCnnenes de tierra para instalar una central de energfa). En ocasiones, l a expansividad de una arcilla puede incrementarse por el paso de agua a traves del ten·eno con iones sodio, que aumentan Ia separac i6n de la red cristalina de los mine rales. Asf ha ocurrido en la depuradora sur de Madrid, al abrirse las fisuras de una arci lla margosa con yeso al eliminar 20 m de ten·eno e iniciarse un flujo de agua que Jlegaba a esas arcillas tras pasar por capas de glauberita (yeso con sulfato sodico); en este caso se registraron Jevantam ie ntos de mas de 50 e m en un decantador de aguas residuales, como con secuencia de Ia expansion generali zada.
Los suelos dispersivos son aquellos cuya constitucion rnineralogica y fc'ibrica es tal, que las fuerzas repulsivas entre las partfculas finas (ru·cillas) exceden a las fue rzas de atraccion de esas partfculas. Debido a ello, en presencia de agua, los suelos floculan, es decir, se separan los agregados de partfculas y quedan partfculas de menor tamano que son mas facilmente an·astradas por el agua con cierta velocidad , produciendose la erosion interna de estos suelos. Los agregados de partfculas o floculos estan constituidos por partfc ulas arcillosas, y ademas suele n tener una proporcion elevada de sales disueltas (por encima del 12% en el agua que esta ocluida en los poros del suelo ). Se e mplean dos criterios para reconocer el riesgo de dispersion, que en terraplenes y presas con agua puede dar Iugar a erosiones internas, creando canales de seccion circ ular: uno de tipo ffsico (ensayo dobl e granul ometrico por sedimentacion, con o sin di spersante de partfculas), y otro de tipo qufrnico, determinando el contenido de iones de Na, Ca, Mg y K y comparandolos relativamente (Figura 2.96). En el caso de e mplear el doble granulometrico, se define el Iodice de dispersion, lct;, como Ia relacion entre el porcentaje de partfculas menores de 0,005 mm en el ensayo con agua desmineralizada y el mismo parametro obtenido en el ensayo normal, con di spersante. S i ese fndice es superior a 50% se considera que el suelo tiene gran estabilidad frente a la dispersion, si esta entre 50 y 30-35 Ia estabilidad es intennedia o marginal, si es inferior a 30-35, el material es dispersable.
Suelos salinos y agresivos Suelen contener mas del 15% de Sll capacidad ionica de cambio saturada de iones de sodio, ademas de contener cantidades apreciables de sales solubles. Su pH en solucion saturada es del orden de 8,5 o menor. En suelos salinos asociados a altos grados de evaporacion y, por lo tanto, de concentracion de sales, como los que existe n en lran e Irak, se pueden dar tambien caracterfsticas de expansion, pero pequenos cambios en Ia constitucion salina pueden cambiar el riesgo de expansividad al riesgo de colapso, en fu ncion de Ia densidad inicial de las arcillas que contienen. Un caso extremo de suelos salinos son los de Ia depresion del Mar Mue rto (Jimenez Salas y Oteo, 1999), donde se proyecto la Presa de Karamehan (lordania), sobre limos calcareos con finas lam inas de aragonito. El conjunto esta muy consolidado, por lo que Ia estabilidad actual del aragonito esta asegurada por Ia composicio n del agua intersticial, fuertemente sali na. Pero el embalse esta destinado a contener agua
100
~
90
\ '\
80
sz + ro
70
+
60
z
'
1\
ZONf. A.- D SPI R VO
1\ ZONA C.- MARGINAL
Ol
~
+ ro
S2-
50
1\
40
ro
z
30 ZONA B.- NO DISPERSIVO
20 10 0
10
0,1
100
meq/litro (Ca + Mg + Na + K)
WiiifrJrj Potencial de dispersividad en funci6n del cont enido quimico. segun los criteria de Sherard y otros, 1976.
dulce, lo que puede producir un cambio de salinidad en esa agua intersticial, a largo plazo, con consecuencias aun desconocidas. Muchos de estos suelos salinos son agresivos al hormigon de las cime ntaciones, sobre todo si hay agua de circulacion en el subsuelo, que se lleva el producto del ataque del suelo al cimiento y permite que este siga progresando. Norm almente se considera que por debajo de un 0,02 o/o de sulfatos (medido e n contenido de S0 3) no existen problemas de este tipo. E n el Cuadro 2 .1 3 se indican valores de refere ncia para suelos y aguas en relacion al grado de ataque al hormigon.
Suelos colapsables Estos suelos, caracterizados por tener una estructura muy abierta y floj a, ma ntienen su estabilidad por el
Grados de ataque a{ hormig6n de suelos y agua en funci6n de su contenido en 504 Grado de ataque
Agua mg so; !I
Suelo mg so4=/kg suelo seco
Debil
200-600
2.000-3.000
Moderado
600-3.000
3.000-12.000
Fuerte
> 3.000
> 12.000
lns1rucci6n I-lormig6n Estruclural ( 1998). Minislerio de Fomenlo, Madrid.
estado de sequedad de Ia atmosfera. Inicial mente, al ser depositados (por vfa acuosa o eolica, Jo que ayuda a formar dicha estructu ra) no tienen ninguna cohesion, pero acaban cementandose ligeramente por cristales de sulfatos o por relle narse sus huecos con prutfc ul as mas finas, lo que les da, en seco , una resistencia apreciable. Estos suelos, geotecnicamente metaestables, tienen un comportamiento que varfa segun el contenido de humedad. AI aumentar esta, Ia estructura inicial puede ser destruida, produciendose una importante dis minucion de vo lumen apare nte (colapso) y el consiguiente asie nto (ademas de un posible an astre de partfculas por agua con cier'ta velocidad). En el Va lle Central de California se han medido subside ncias de mas de 4 m, al poner en riego suelos de este tipo, e infiltrarse .el agua poco a poco. A veces, si las zonas superficiales se han encostrado (por depositos de carbonatos, por ejemplo, o por colapsos antiguos), el colapso y arrastre, y disoluc ion de los iones sul fatos se dan por debajo de Ia superficie, formandose cueva~ o simas que acaban cediendo al romperse las costras superficiales. Esto ocurre, por eje mplo, en las zonas endorreicas e n que se encuentran los limos yesfferos del Valle del Ebro; estos limos se han depositado eolicamente en los fondos de los «vales», con potencias de hasta IS m, con partfculas limosas sujetas por e nl aces de sulfatos. E l suelo seco presenta una cohesion aparente a cmto plazo que permite excavar zanjas con retroexcavadores, quedando paredes verticales con las huellas de Ia pala. Pero bajo Ia accion del agua,
G
MEcANICA DEL SUELO
110
INGEN IERiA GEOLOG ICA
111
Grado de colapso
Peso especifico seco (kN/m3)
Potencial de colapso (%) (*)
Bajo Bajo a medio Medio a alto Alto a muy alto
> 14,0 12,0-14,0 10,0-1 2,0 < 10,0
< 0,25 0,25- 1,0 1,0-5,0 > 5,0
(*) Asiento inducido por colapso baJO mundac16n refendo a
Ia altura inicial de Ia muestra.
se producen disoluciones e n los sulfates, co~1 grandes reducciones de volumen y arrastre de las partlculas, pa3 sando de su bajo peso especffico (de I 0 a 13 kN/ m ) a estados en que se produce una di sminucion de vatumen de basta el 10 % (Faraco, 1972). Para caracterizar Ia peligrosidad de estos sue los se utili za el peso especffico seco apare nte y los ens~yos de colapso (Cuadra 2.14). E stos ensayos se realizan e n el edometro sometiendo a las muestras a una carga determinada y midiendo el asiento tras Ia inundacion de dicha muestra. En Espana se ha n producido fenome nos de colapso, ademas de en los limos yesfferos citados, en Ia costa mediterranea, en limos arenosos de abanicos aluviales proximos a Alicante que, dado e_l _clim~ seco de Ia zona, tienen un grado de saturac1on baJO _(20-30 %_ y, ocasionalmente, 60-75 %). Como en los bmos yesJferos, Ia parte suped or esta e ncostrada y dura, pero ~or debajo los suelos no estan cementados y estan f!OJOS 3 (densidades secas del a rden de 14- 15 kN/m ), por lo que las infiltraciones pueden dar Iugar a colapsos muy altos, basta del 15 %. Otros posibles casas de suelos colapsables en Espana son los siguientes: En Canarias, las tobas blandas y los aglomerados piroclasticos, con estructuras 1~uy abiertas y debiles contactos entre las part•culas, y con densidades muy bajas, pu~den co~~p sar bajo em·gas moderadas y jo por mundacwn, (Urie l y Senano, 197 1). b) Los rellenos antropicos no compactados, e n los que se origina una estruc tura floj a en I_a que e l agua queda en los co ntactos e ntre pa_r~J culas (fonnando men..iscos, gracias a Ia succ1on que se crea por Ia diferencia de presion _entre. el aire y el agua de los poros). Estos memscos 111troducen fuerzas intergranul ares que co mpnme n las partfculas y dan una resistencia considerable en condiciones nm·males de humedad. La saturacion en agua elimina los me niscos, disminuye las fuerzas intergranulares y provo-
a)
ca fuertes colapsos o disminuciones de volumen (del 2 al 7 %, en el caso de los rell~nos con «arenas de mi ga» del centro de Ia Penmsula Iberica), fe nomeno que ha inducido grandes p roblemas e n di versos rellenos _(~omo en el.caso de Ia Avenida de Ia llustracwn de Madud). En este tipo de suelos, e l ensayo de pen_et~·a cion continua (ver Capitulo 6), puede dJ stlnguir claramente lo que es suelo natural
predonuni o de materia organica (co mo las turbas de Padul, Granada, con humedad del 400 % y C,. del a rde n de I ,200) . Esta gran deformabilidad (que equivale a modul es de deformacion medias de 1.000-3 .000 kPa) supone, ademas, que Ia resistencia al esfuerzo cortante sin drenaje sea muy baj a, del a rde n de 15 a 50 kPa; aunque en supetficie (por deposicion de sales, efectos cfclicos de variacio n de mareas, etc.), pueden estar alga encostradas (los 3-4 metros superficiales), con lo que Ia resistencia al corte puede dupl icarse. A veces tienen humedades por encima dellfmite lfquiclo (estado fluido), por lo que Ia estructura puede estar determinada por Ia naturaleza qufmica del lfquido inte rsticial. En los casas de las marismas del sur de Espana las humedades so n del a rden del 45-60 %, alga por debajo del lfmite lfquido, y se muestran algo cementaclas, como ya se ha indicado, en los 2-3 m superiores. En elias preclominan las m·cillas li mosas (con 6- 10 m de espesor), aunque se intercalan con capas de arenas finas (2-4 m de espesor). La identificacio n de estas capas se hace muy bien con piezoconos, y Ja eval uacion de su cleformabilidad puede estu diarse adecuadamente con terraplenes experime nta les. En Ia Figura 2.97 se muestran los asie ntos re latives medidos bajo terraple-
ratura e n el te rrene (por ejemplo, al construi.r un edificio con calefaccion) se lic ua el hielo de los poros y e1 terreno, flojo, se convierte en un bano poco resistente, con los consigui entes problemas de apoyo para el edificio (lo que en estas zonas lleva a cimentm· sabre pilotes profundos).
Fangos blandos y sensitivos La desembocadura de los rfos y algunas zonas costeras con rocas blandas est<1n cubi ertas por depositos finos (limosos y arci llosos), saturados y mu y blandos, que suelen contener materi a org<1nica (4-5 %); se denom inall como fangos. En las costas anda luzas de Cad iz y Huelva, alcanzan espesores max imos de 25 m y constituyen verdaderas zonas «amarismadas» . En estos materiales el contenido de agua es muy e levado (60- 140 %) y Ia estruc tura es muy fl oja (peso especffico seco de 7,0- 14,0 kN/ m3 ), en funci6n del tipo de sedimentacion, contenido de materia organica, granulometrfa, etc., lo que lleva a que sean muy deformables (muy blandos, con Indices de compresion Cc de 0 ,400 a mayor de 1,0). En Espana se conocen casos con val ores de C,. de 0,600 (Rfa de Bil bao) y 0,800 (Puerto de Santa Marfa), consiclerando aparte los materi ales con
el original. %
La acci6n del hielo y el «permafrost» La penetracion de Ia helada en el terrene va acompai\ada de diversos fen6me nos fisicos, entre los que destaca el aume nto de volumen del agua del suelo al congelarse, que puede destrui.r Ia estructura del suelo o de Ia roca. El efecto m as significative suele ser la acumulacion de lentejones de hielo, que da Iugar a expansiones en invierno y a reblandecimientos en verano. Se considera que a medida que aumenta Ia propercion de suelo con una granulometria por de baJO de 0 02 mm lo hace ta mbie n Ia susceptibilidad a Ia accion del i1ielo. Si esta fracci6n es superior al 3 % Y el coeficiente de uniformidad del suelo (D60/Dio) es del arden de 15 , el suelo es susceptible a los efectos de l_a he! ada. y cuando esa fracci6 n excede al I 0 %, el coefJciente de uniformidad debe oscilar alrededor del 5 para que el suelo sea susceptible frente a_ese fen6men?. .· En areas muy grandes de Canada, Alaska y S1beu a existen suelos permanentemente congelados («permaFrost») que alcanzan profundidades que ~ependen de la conductividad termica del ten·eno y del clima. Por debajo de Ia superficie, generalmente muy dura, el suelo puede tener una estructura floja, ya que el agua congelada, al aumentar de volumen, destmye Ia union y ceme~1ta cion entre partfcul as. Mientras exista el luelo, e l conJunto es resistente; pero si por algun motivo sube Ia tempe-
40
30
I
~
ME DIN ACEL~i
H
SEVILLA (JC-1)
D e
B/h-0,7-1 ,0
SEVILLA (JC-1)
o ~~~~~~~~~~~~~L_--~--~--~ 0
2
3
4
5
6
7
8
9
H(m)
IN!fiJQ Asientos relativos en suelos blandos sin tratamientos de refuerzo (Jimenez Salas y Oteo, 1999).
2
MEcANICA DEL SUELO
11 Z
INGENIERiA GEOL6GICA
113
nes sobre diversos suelos blandos sin ningun tratamiento de refuerzo. Estos fangos, ademas, pueden tener susceptibilidad ti xotropica, llegando a perder su resistencia in icial por remoldeos (por ejemplo, al producirse deslizamientos, hinca de pilotes proximos, etc.). En Noruega se han producido grandes movimientos en arc illas marinas susceptibles (arcillas rapidas), a veces provocadas por un pequeno desli zamiento de 2-3 m de profundidad; el remoldeo sobre el ten eno proximo se hace progresivo, Jl egando a mover el terrene superficial de un fiordo en mas de 6 km de longitud.
Suelos licuefactables Se denominan asf aquellos suelos que con un contenido predominante are no-limoso, en estado saturado, al experime ntar esfuerzos cortantes anomalos y rapidos, permiten un aumento de las presiones intersticiales (por falta de drenaje), hasta valores del arden de Ia presion total existente. En este caso la presion efectiva se anula practicame nte, con lo que los granos dejan
Bibliografia recomendada Fookes, P. G. ( 1997). Geology for engineers: T he geological model, predic tion and performance. Quarterly Journal of Engineering Geology , vol. 3, part 4, pp. 293-425. Jime nez Salas, J. A. y Ju sto Alpanes, J. L. (J 975). Geotecni a y cimientos I. Ed. Rueda. Madrid. Lambe, T. W. and Whitman, R. V. ( 198 1). Mecanica de suelos. Ed. Limusa. Mex ico. M itchell, J. K. ( 1976). Fundamentals of soil behaviour. John W iley & Sons. N.Y.
Referencias bibliograficas Ayala, F., Ferrer, M., Oteo, C. y Salinas, J. L. ( 1986). Mapa previsor de riesgos por expansividad de arcillas en Espana a escala J :J .000.000. IGME-CEDEX. Serie: Geologia Ambi ental. Bennet, R. H. and Hulbert, M. H. (1986). Clay microstructure. Ed. Int. Human Resources Dep. Co. Burland, J. B. (1988). Behavior and design of foundations. MSc Course on Soil Mechanics. Imperial College, London. Capper, P. L., Cassie, W. F and Geddes, J.D. ( 1974). Proble ms in engineering soils. E.F.N . Spon. Londres.
de estar en c ontacto, Ia resistenc ia al corte desaparece y el material se comporta como un lfquido, dando Iugar a movimie ntos verticales y horizontales de su masa, que se traducen e n deslizamientos (en caso de ta ludes), o en grandes asientos. Este fenome no de suelos are no-limosos flojos y c on baja permeabilidad ha dado Iugar, durante terremotos (que con l a repetic ion dclica y rapida de esfuerzos tangenciales llegan a anular las presiones efectivas), a grandes desastres: en N iigata (Japon), e n el terremoto de 1964, se produjo el hundimiento de docenas de e dific ios bien preparados para Ia respuesta estructural (caj ones rfgidos), pero apoyados en depositos flojos licuables, lo que Jlevo a asientos de metros y a l v uelco y giro de los edific ios. Tambien e se ano se produjeron, por el mi smo motivo, grandes deslizamientos en las proximidades de Anchorage (A laska); los edificios afectados ex perimentaron recorridos del orden de 200 m desde su posic ion inicial. El estudio de Ia licuefaccio n se trata e n detalle en el Apartado 15.6, Capftulo 15.
Lan~be,
T. W. a~d Whitman, R. V. ( 1979). Soil mechamcs. John W iley & Sons. N . Y. Lancellotta, R. ( 1991). Geotecnia. Zanichelli Ed B · o logna. Lupini, J. _F ., Ski i~ner, A. E. y Vaughan, P. R. (198 1). T he d_ramed residual strength of cohesive soils. Geotechmque 3 1, n.0 2, pp. 18 1-213. Mayi_le, ~- w . & Ku lhawy, F. H. (1982). Ko-relations ~l i ps IIl _soil. Journal of the Geothecnical Enoineenng Div ision. ASCE, vol. 108, GT6. o Oteo, C. (1986). Cimentaciones sobre arcillas exp ansivas. Curs~s de Mecanica del Sue lo para Ingenieros Iberoamen canos. CEDEX. Madrid. Powers, J. P. ( 1992j. <;onstruction dewatering. New methods _and a~p h ca tion s. Wiley series of practical construction guides. John Wiley & Sons, N.Y. Schmertmann, J. M. (1955). T he undisturbed conso lidation of clay. T rans. ASCE, vol. 120.
Sherard, J. L., D unnigan, L. P. Decker R S y St I · · · ee e E F (1 ' . . . 976). P inhole test for identifying dispersiv~ smls. Jouma1 of the Geotechnical Eng D. . . AS CE, e nero. . IV ISion, Terzaghi_, K. ( 1936). The shearing resistencie of saturaT ~~d smls. Proc. I I~SM_F~, vo l. I._ pp. 54-56. SI<:'e, M . ( 1999). Mtcrofabnca y mmeralogfa de las arc i_Il a~ azules del c_Juadalquivir y su influenc ia en sus prop!~d~d~s geot~cnic~s . Tesis Doctoral. Dpto. de Geodmai11Jca. Umversidad Compl utense de Madrid ~onograffa M -66 Cedex. Ministerio de Fomento . Un~l, S. y SeiTano, A._A. (1971). Geotechnical pro~er ties ?f two collapsible volcanic soils of low bul k den: Ity at the site of two dams in Canary Islands Spam. Proc. 8th . Int. Conf. S. M. and F E Mo -' vol. 1 (257-264). · · scu, Uriel, A. (1982). Fallos induc idos en c imentaciones. Escuela de Ia Edi ficaci6n. Madrid.
Casagrande, A. (1932). The structure of clay and its importance in foundation engineering, Journal of Boston Society of Civil Engineers, 19, 4, pp. 169209. Day, R. W. ( 1999). Geotechnical and foundation engineering. McGraw-Hill. Faraco, C. ( 1972). El colapso de los limos yesfferos. Tesis Doctoral. Univers idad Politecnica de Madrid. Inedito. Gonzalez de Vallej o, L. l., Jimenez Salas, J. A. y Leguey Jime nez, S. ( 198 1). Engineering geology of the tropical volcanic soils of La Laguna, Tenerife, Engineering Geology, 11. 0 17 , pp. 1- 17. Elsevier. Grim, R. E. ( 1962). Applied clay mineralogy . McGrawHill. Hough, B. K. (1957). Basic soils engineering. T he Ronald P ress Company. New York. 1<\ky, J. (1944). T he coefficient of earth pressure at rest. Journa l for Society of Hungri an Architects and Engineers, pp. 355-358 . Budapest. Jime nez Salas, J. A., Justo Alpanes, J. L. y Serrano Gonz{tlez, A. A. (1976). Geotecnia y cimientos II. Ed. R ueda. Madrid. Jimenez Salas, J. A. y Oteo, C. (1999). Efectos geotecnicos del clima. R evista de l a Real Academia de C ienc ias Exactas, Flsicas y Naturales de Espana, vol. 93, n." l , pp. 85-97.
G
MECANICA DEL SUELO
114
INGENIERiA GEOL6GICA
115
1.
lntroducci6n
2.
Propiedades ffsicas y mecanicas de los materiales rocosos
3.
Tensiones y deformaciones en las rocas
4.
Resistencia y deformabilidad de Ia matriz rocosa
5.
Discontinuidades
6.
Resistencia y deformabilidad de macizos rocosos
7.
Las tensiones naturales
8.
Clasificaciones geomecanicas
J.1
•
Origen geologico Sedimentario [gneo Metamorfico
•
Historia geologica Diagenesis Tectonica (esfuerzos) Condiciones ambientales (agua, presion y temperatura) Erosion
Introducci6n
· Definicion, finalidad y ambitos de estudio La mecanica de rocas se ocupa del estudio te6rico Y practice de las propiedades y comportarniento mecanico de los materiales rocosos, y de su respuesta ante Ia accion de fuerzas aplicadas en su entorno ffsico. El desarrollo de la mecanica de rocas se inicio como consecuencia de Ia utilizacion del roedio geologico para obras superficiales y subt~r~aneas _Y e~plota cion de recursos mineros. Los dtstmtos ambttos de aplicacion de Ia mecanica de rocas se pued.en agrupar en aquellos en que el matetial rocoso constttuye Ia estructura (excavacion de tuneles, galerias, taludes, etc.), aquellos en que Ia roca es el soporte de otras estructuras (cimentaciones de edificios, presas, etc) y aquellos en los que las rocas se emplean como matenal de cons., truccion (escolleras, pedraplenes, rellenos, etc.). La mecanica de rocas guarda una estrecha relac10n con otras disciplinas como Ia geologia estructur~l, .para el estudio de los procesos y estructuras tectomcas que afectan a las rocas, y Ia mecanica de suelo~, para abordar el estudio de rocas alteradas y meteonzadas , en superficie. Las masas rocosas aparecen en Ia mayon a de los casos afectadas por discontinuidades o superficies de debilidad que separan bloques de ~atriz rocos.a o «roca intacta>> constituyendo en conJunto los mac1zos rocosos (Figura 3.1). Ambos ambitos son ob)et? de estudio de Ia mecanica de rocas, pero son pnnctpa~ mente los pianos de discontinuidad los que detenrunan el caracter diferencial de esta discipli na con respecto al estudio de los suelos, y los que hac:n que .la mecanica del medio rocoso presente un caracter dtscontinuo y anisotropo. . La caracterizacion de las rocas y de los mactzos rocosos y el estudio de su comportarniento mecanic~ Y defonnacional son complejos debido a la gran vartabilidad de caracteristicas y propiedades que presentan y al elevado numero de factores que los condicionan. La finalidad de la mecanica de rocas es conocer Y predecir el comportamiento de los. materiales rocosos ante Ia actuacion de las fuerzas mternas y extern~s que se ejercen sobre ellos. Cuando se excava un maclzo rocoso o se construyen estructuras sobre las rocas se modifican las condiciones iniciales del medio rocoso el cual responde a estos cambios deformandose y/~ rompiendose. A nivel microscopico, las particulas
•
Procesos de alteracion y meteorizacion
com posicion mineralogica y en las propiedades
Zonas alteradas y meteorizadas. Variacion de las propiedades
Wilifftj Control geologico de las propiedades de Ia matriz rocosa y del macizo rocoso.
Bloques de. arenisca. del Buntsan~ stein independizados par d1scontmwdades (cortes1a de Prospecci6n y Geotecnia) .
W!i!ffll Macizo rocoso.
minerales sufren desplazamientos y se pueden generar pianos de fractura como respuesta al nuevo estado .de tensiones. A nivel de macizo rocoso las deformactones y roturas se suelen producir a favor de los pianos de discontinuidad. El conocimiento de las tensiones y las deformaciones que puede llegar a soportar el material rocoso ante unas determinadas condiciones perrmte evaluar su comportamiento mecanico y abordar el disefio de estructuras y obras de ingenieria. La rel.acion entre ambos parametres describe el comportarmento de los diferentes tipos de rocas y macizos rocosos, que depende de las propiedades de los materiales y de las condiciones a que estan sometidos en la naturaleza., Las propiedades fisicas controlan las cru:actensticas resistentes y defonnacionales de la matnz rocosa (composici6n m.ineralogica, densidad, .e~tructura Y fabrica, porosidad, permeabilidad, alter~bihdad.' ~ure za, etc.), y son el resultado de la genesis, condiciOnes y procesos geologicos y tect6 nicos sufridos por las rocas a lo largo de su historia (Figura 3.2). En el
comportamiento mecanico de los macizos rocosos influyen ademas las caracteristicas geol6gicas: litologias y estratigraffa, estructura geologica, discontinuidades tectonicas o diageneticas, estados de esfuerzos in situ, etc. A ambas escalas la respuesta mecanica es tambien funcion de otros factores como las condiciones hidrogeol6gicas y las condiciones ambientales, el clima y los fen6menos meteorol6gicos, que actuan sobre el medio geologico y dan lugar a los procesos de alteraci6n y meteorizacion, modificando las propiedades iniciales de las rocas y macizos rocosos. El estado y comportamiento mecanico de los macizos rocosos son resultado de la combinaci6n de todos ellos, con diferente grado de importancia para cada situaci6n. Asf, en medios superficiales las discontinuidades y los procesos de meteorizacion juegan un papel muy importante en el comportamiento mecanico de los macizos, m.ientras que en profundidad sera el estado tensional preexistente el mayor condicionante de la respuesta mecanica. El estudio de la estruct'ura geologica y las discontinuidades es un aspecto fundamentaJ en mecanica de rocas: los planos de debilidad preexistentes controlan los procesos de deformacion y rotura en los macizos a cotas supediciales, donde se realizan la gran maymia de las obras de ingenie1ia. La mayor o menor influencia de los bloques de matriz rocosa en el comportamiento global del macizo dependera de las propiedades relativas de ambos componentes, del numero, naturaJeza y caracterfsticas de las discontin uidades y de la escala de trabajo 0 am-
bito considerado. Por ejemplo, en macizos rocosos formados por bloques de rocas duras, con propiedades resistentes elevadas, seran las discontinuidades las que controlen los procesos de rotura y deformaci6n, mientras que en macizos diaclasados con matriz rocosa blanda las diferencias en el comportarniento de ambos no sera tan relevante. Para evaluar estos aspectos con vistas a! disefio de una obra o estructura, habra que considerar las dimensiones de Ia mi sma con respecto a Ia estructura del macizo rocoso y a Ia separaci6n entre discontinuidades (Figura 3.3). Las obras de ingenietia modifican el estado tensional a que estan sometidos los macizos rocosos en un tiempo muy cotto en relaci6n a los procesos geol6gicos, y pueden tener Iugar interacciones mutuas entre Ia liberaci6n o redisttibucion de los esfuerzos naturales y las estructuras. Por ello, es importante conocer el estado de tensiones previo y evaluar su influencia sobre las obras. El agua presente en los macizos rocosos reduce su resistencia, genera presiones en el interior de los mismos y altera sus propiedades, dificultando las excavaciones superficiales y subterraneas. Para evaluar Ia influencia del agua deben estudiarse las caracterfsticas de Ia permeabilidad y el flujo en los macizos rocosos. Las propiedades del medio rocoso deben evaluarse teniendo en cuenta las condiciones del agua subterranea. Como se ha apuntado en el primer capitulo, las diferencias entre el tiempo geologico y el tiempo a escala humana son un aspecto importante a considerar
J
MEcANICA DE ROCAS
118
INGENIERiA GEOLOGICA
119
correcta interpretacion y valoracion de los diferentes aspectos. Los ensayos de laboratorio penniten c uantificar las propiedades ffsicas y mecanicas de Ia matriz rocosa que definen su comportamiento mecanico: -
La naturaleza de Ia roca. La resistencia ante la rotura. La deformacion a corto y largo p lazo. La influe ncia del agua en el comportamiento. El comportainiento ante Ia meteorizacion. El comportamie nto e n funcion del tiempo.
Existen ensayos de laboratorio, como los de corte o rozamiento sobre discontinuidades, que permiten extrapolar al comportamiento del conj unto matriz-discontinuidades. Los ensayos in situ miden las propiedades de los macizos rocosos en su estado y condiciones naturales Y a escalas representativas, ademas de permitir simular sobre el terreno situaciones a las que se puede ver sometido el macizo al construir una obra o estructura.
Wii!fffl Dimensiones de las obras de ingenieria con respecto
a la estructura del macizo y a Ia separaci6n entre
Rocas y suelos
discontinuidades.
con respecto a las consecuencias que las obras de ingenierfa ti enen sobre el comportamiento de l terreno. Las obras «aceleran» determinados procesos que de una forma natural tardarfan cientos o miles de af\os en producirse: Ia meteorizacion de superficies rocosas excavadas, Ia liberacion de tensiones naturales y apertura de discontinuidades, Ia rnodificacion de flujos de agua, etc. Todo ello da Iugar a Ia disminucion de Ia resistencia de los macizos rocosos en periodos de tiempo muy cortos (meses o unos pocos aiios). Para evaluar estas influencias debe estudi arse Ia evolucio n de determinadas propiedades de los materiales rocosos con e l tiempo y de las condiciones geologicas, ambientales y mecanicas a que estan sornetidos. La meteorizaci6n, causante de Ia desintegracion y Ia descomposicion del material rocoso, es el mas importan te de los procesos tiempo-dependientes, afectando principalmente a las rocas arcillosas. Tambien pueden darse procesos de «hincham ientm> o «expansion» en algunos tipos de rocas por liberaci6n de tensiones o por reacciones quimicas, como el paso de a nhidrita a yeso por hidratacion. Determinados materiales rocosos blandos o intensamente fracturados pueden presentar un comportamiento reol6gico, sufriendo procesos de fluencia o creep, en los que Ia perdida de resistencia, un a vez alcanzado un detenninado nivel de deformaciones bajo una carga aplicada, es solo cuesti6n de tiempo. Estos factores citados son los campos de estudio de Ia mecanica de rocas aplicada a Ia ingenierfa geologi-
Wiiiffll Alternancia de m ateriales rocosos con diferente com-
posicion y estr uctura en un talud de un macizo volcanico en La Gomera, que se manifiesta en distintos grados de alteraci6n. resistencia y com portamiento mecanico (foto M. Ferrer).
ca, y se desarroUan e n los diferentes apartados de este capitul o. Para predecir Ia respuesta de lo s macizos rocosos ante una determinada actuac ion que suponga un cambia de las condi ciones iniciales, cleben estucliarse sus propieclacles globales y su comportmniento mediante los metodos de investigaci6n y estudio habituales en ingenierfa geologica y en geotecnia. El conociiniento geologico y las observaciones de cam po son aspectos fundamentales para Ia evaluacion de las condiciones mecanicas de las rocas. Los resultados de l os ensayos in situ y de laboratorio son, junto con los analisis, Ia aplicacion de los criterios de resistencia empfricos y las modelizaciones, las herra mie ntas de que di spone Ia mecanica de rocas para determinar las propiedades geomecanicas necesarias para el estudio y Ia prediccion del comportamiento de las rocas y macizos rocosos. En todos los casos, y ante Ia complejidad de los elementos que componen e l medio geologico, Ia experiencia es un factor de gran importancia para Ia
Las ro~as son a.gregados naturales duros y compactos de partJculas mmerales con fuertes uniones cohesivas permanentes que habitualmente se consideran un sistema continuo. La proporcion de diferentes minerales, I~ estructura granular, Ia textura y el ori gen de Ia roca s1rven para su clasificacio n geologica. . Los suelos, seglin su acepcion en ingenierfa geologJ~a, son agregados naturales de granos minerales urudos por fuerzas de contacto normales y tangenciales a las superficies de las partfculas adyacentes, separa~Jes. ~or medios mecanicos de poca energfa o por agitacion en agua. , ~ difere ncia de los suelos, Ia composicion, caracter~sticas y propieclades de las rocas son altamente va" nables, confiriendo a los materiales naturales un caractei: heterogeneo y anisotropo, lo que hace que e l estudw y Ia mode li zacion de su comportamiento e n el laboratorio sea una labor diffci l, debido, entre otros factores, a los problemas asociadas a Ia obtencion de m~estras represe~tativas Y, a Ia escala de trabajo. Ademas la.s rocas estan afectadas por procesos geologicos Y. ~mbientales que dan Iugar a su fracturacion, alteraCIOn Y meteori zacion. En c uanto a las propiedades ffsicas y meca nicas, algunas de las principales caracterfsticas diferenciales de las rocas son: -
Generac ion de mecanismos y superficies de fractura e n los procesos de deformacion. M6dulos de deformaci6n altos e n comparacion con los suelos.
W!l!fffj
Material arcilloso muy alterado con caracterfsticas comunes de las rocas y los suelos.
Baja permeabilidad en comparacion con los suelos. Con respecto a sus condic iones y caracterfsticas in situ, a diferencia de los suelos, los macizos rocosos esta·n· afectados por juntas tectonicas y otros pianos de deb1hdad, y estan sometidos a tensiones naturales relacionadas con esfuerzos tecto ni cos, mientras que los suelos estan sujetos a estados de esfuerzos in situ relativamente bajos debidos a las fuerzas litostaticas. UI~ ~riterio ampliamente extenclido e n ingenierfa geologica para el establecimiento de los limites entre s~telo y roca es el valor de Ia resistencia a compresion simple, o maximo esfuerzo que soporta una probeta antes de romper al ser cm·gada axialmente en laboratorio. En Ia zona de transicion se encontrarfan los denominados sue los duros y rocas blandas. Los lfmites ~ugeridos por diferentes clasificaciones y autores han Ido rebaJandose hasta 1 o 1,25 MPa debido a que algunas rocas muy blandas presentan resistencias de este orden, valor que actualme nte se consiclera adecuado (Cuadros 3.7 y 3.10). . ~e un<;J forma simplificada las rocas se pueden clasi:Jcar, en base a su composicion, relaciones geometncas de sus partfculas (textura) y caracterfsticas gem!ticas, en los siguien tes grupos: -
Rocas sedimentarias: cletrfticas y no detrfticas. Rocas fgneas: plutonicas y volcanicas. Rocas metamorficas.
Macizos rocosos Como se ha definido al principia de este capitulo, las masas rocosas se presentan en Ia naturaleza afectadas por una serie de pianos de discontinuidad o debilidacl
J
MECANICA DE ROCAS
120
INGENIERiA GEOLOGICA
121
Matriz rocosa, discontinuidades y macizo rocoso Transici6n roca-suelo Los suelos se originan por los procesos de alteraci6n y disgregaci6n de las rocas sedimentarias, fgneas o metam6rficas a que dan Iugar los procesos geol6gicos externos y los fen6menos climaticos. Se forman suelos residuales cuando el producto de descomposici6n de Ia roca permanece en ellugar de origen, o suelos transportados cuando no permanece en su Lugar de origen. Estos procesos ffsicos comienzan en el momento en que una roca situada en Ia superficie terrestre sufre fragmentaci6n mecanica por fen6menos ffsicos o qufmicos y, en el caso de los suelos transportados, comprenden las siguientes etapas: Disgregaci6n y removilizaci6n de las partfculas por alteraci6n y meteorizaci6n de La roca madre. Transporte del material por agentes con ciertos niveles de energfa. Acumulaci6n del material en zonas de bajo nivel energetico, iniciandose los procesos de sedimenta-
ci6n controlados por las caracterfsticas mecanicas, ffsico-qufmicas y biol6gicas del ambiente. Transformaci6n mediante diagenesis en un nuevo material coherente y compacto, con disminuci6n de Ia porosidad, aportes de nuevas sustancias y cambios mineral6gicos. El ciclo del proceso sedimentario se ciena cuando se produce la transfonnaci6n de los suelos en rocas sedimentarias (litificaci6n). En ocasiones el limite entre suelo y roca es diffcil de definir. En el ejemplo de Ia foto a) se observa un lfmite neto entre el suelo transportado y la roca, mientras que en el caso b) existe una gradaci6n entre el suelo residual, formado por Ia alteraci6n in situ, y la roca madre, no siendo posible establecer un lfrnite neto entre ambos materiales.
Matriz rocosa es el material rocoso exento de cliscontinuidades, o los bloques de «roca intacta» que quedan entre eUas. La mat:riz rocosa, a pesar de considerarse continua, presenta un comportamiento heterogeneo y anis6tropo ligaclo a su fabrica y a su microestructura mineral . Mecanicamente queda caracterizada por su peso especifico, resistencia y deforrnabilidad. Una discontinuidad es cualquier plano de origen mecanico 0 sedimentario que independiza 0 separa los bloques de matriz rocosa en un macizo rocoso. Generalmente la resistencia a la tracci6n de los pianos de discontinuidad es muy baja o nula. Su comportamiento mecanico queda caracterizado por su resistencia al corte o, en su caso, por Ia del material de relleno. Macizo rocoso es el conjunto de los bloques de matriz rocosa y de las discontinuidades de diverso tipo que afectan al media rocoso. Mecanicamente los macizos rocosos son medias discontinuos, anis6tropos y heterogeneos. Practicamente puede considerarse que presentan una resistencia a Ia tracci6n nula. • Anisotropia: la presencia de pianos de debilidad de orientaciones preferentes (estratificaci6n, laminacion, fa milias de diaclasas tect6nicas) implica diferentes propiedades y comportamiento mecanico en funci6n de Ia direcci6n considerada. Tambien Ia orientaci6n de los esfuerzos que se ejercen sabre el material rocoso puede implicar una anisotropfa asociada al estado tensional. • Discontinuidad: Ia presencia de discontinuidades (superficies de estratificaci6n, juntas, fallas, diques, etc.) rompe Ia continuidad de las propiedades mecanicas de los bloques rocosos, confiriendo al macizo
a)
un comportamiento geomecanico e hidraulico discontinuo, condicionado por Ia naturaleza, frecuencia y orientaci6n de los pianos de discontinuidad. • Heterogeneidad: las zonas con diferente litologfa, grado de alteraci6n o meteorizaci6n, conteniclo en agua, etc., pueden presentar propiedades muy diferentes. Las discontinuidades y los bloques de matriz constituyen en conjunto Ia estructura rocosa, y gobiernan el comportamiento global del macizo rocoso, predominando uno u otro componente en funci6n de sus propiedades relativas y de Ia escala o ambito de estudio en el macizo. Ademas de las propiedades intrfnsecas del macizo rocoso asociadas a las caracterfsticas de Ia matriz rocosa y de las discontinuidades, que definen en gran parte su resistencia, existen otros factores que afectan a su comportamiento mecanico, como son : Estructuras tect6nicas y sedimentarias no discontinuas en el macizo rocoso (por ejemplo los pliegues). Las tensiones naturales a que esta sometido (estado tensional in situ). Las condiciones hidrogeo16gicas y los factores geoambientales.
b)
a) Limite neto entre suelo y roca (foto cortesia de R. Mateos). b) Transici6n continua entre roca y suelo de alteraci6n que no ha sufrido t ransporte (foto M. Ferrer).
que separan bloques de matriz rocosa, formando los macizos rocosos. Para el estudio del comportamiento mecanico del macizo rocoso deben estudiarse las propiedades tanto de Ia matriz como de las discontinuidades. Esta est.ructura «en bloques» confiere una naturaleza discontinua a los conjuntos rocosos en cuanto a sus propiedades y a su comportamiento. Ademas Ia presencia de discontinuidades sistematicas con determinada orientaci6n, como los pianos de estratificaci6n o super-
ficies de 1aminaci6n, implica un comportamiento anis6tropo, es decir, las propiedades mecanicas cambian segun Ia direcci6n considerada: por ejemplo Ia resistencia de un macizo rocoso estratificado puede variar drasticamente para las direcciones paralela y perpendicular a Ia orientaci6n de los pianos de estratificaci6n. Otra caracterlstica de los macizos rocosos es su heterogeneidad o variabilidacl de propiedades ffsicas y mecanicas en distintas zonas del macizo rocoso (Recuadro 3.2).
J~
'-
Ma:riz rocosa intacta is6tropa y homog{mea a escala macrosc6pJca. Toba volcanica.
Macizo rocoso fracturado con varias familias de discontinuidades y zonas con diferente grade de alteraci6n. Areniscas. (fotos M. Ferrer)
J
MECANICA DE RDCAS
122
INGENIERiA GEOLOGICA
~~
123
La roca o matriz rocosa a escala microsc6pica, e incluso de probeta de laboratorio, tambien presenta un canicter discontinuo, anis6tropo y heterogeneo debido a la presencia de pianos de laminaci6n, microfisuras, orientaci6n preferente de minerales, etc. No obstante, bajo el punta de vista geotecnico, en muchas de Las aplicaciones de Ia mecanica de rocas Ia matri z rocosa se considera continua e isotropa en relacion con eL macizo rocoso en su conjunto. Las supedicies de discontinuidad constituyen pianos de debilidad que gobiernan, en Ia mayoria de los casas, el comportamiento geomecanico de los macizos rocosos, al condicionar la resistencia del conjunto y los mecanismos y zonas de deformacion y rotura. Este control por parte de las discontinuidades es definitivo en macizos de rocas duras y resistentes (como granitos o cuarcitas), donde Ia resistencia de los bloques de matriz es muy superior a la de los pianos que los separan. En macizos rocosos blandos (lutiticos, pizarrosos, margosos) Ia diferencia entre Ia resistencia de ambos componentes puede no ser muy importante, e incluso llegar a gobernar el comportamiento del macizo Ia matriz rocosa. La presencia de discontinuidades singulares en los macizos rocosos, de mayor escala que Las familias sistematicas, como pianos de falla, diques o supedicies de separacio n litologica, puede controlar su comportamiento mecanico, por encima de las familias sistematicas (Figura 3.6). Al realizar obras sobre el terreno, como excavaciones o cimentaciones, se modifican las condiciones iniciales y las fuerzas que actuan sobre los macizos rocosos, tanto las internas, debidas al propio peso o a las propiedades intrinsecas de los materiales, como las fuerzas externas: aparecen presiones intersticiales por modificacion del flujo y de los niveles f~·eatic?s, se aplican cargas adicionales, etc. Estas modJficacJones en el estado tensional, junto con las caracteristicas y propiedades resistentes y deformacionales ,d~ los materiales rocosos, controlan la respuesta mecamca Y los modelos de deformacion y rotura. Los factores geologicos que dominan el comportamiento y las propiedades mecanicas de los macizos rocosos son: -
-
La litologfa y propiedades de Ia matriz rocosa. La estructura geologica y las discontinuidades. El estado de esfuerzos a que esta sometido el materi al. El grado de alteracion o meteorizacion. Las condiciones hidrogeologicas.
El tipo de roca y su grado de alteracio n determinan las propiedades resistentes de Ia matriz rocosa. La es-
lj!il'ffQ Las caracteristicas litol6gicas y estructurales y las condiciones ambientales determinan Ia gran variabilidad de las propiedades fisicas y mec<'micas de los macizos rocosos. La fotografia de Ia izquierda corresponde a un macizo rocoso blanda y alterable con litologias de diferente com petencia y estructura en capas horizontales. con pocas discontinuidades tect6nicas. El macizo rocoso de Ia derecha esta for mado par roca dura compet ente. con finos estratos replegados y afectado par fracturaci6n intensa (fotos M. Ferrer.)
i@!i!ffl;j Falla atravesan~? un macizo _rocoso calcarea (cortesia de Prospeccton y Geotecma).
tructura geologica del macizo rocoso define zonas y pianos de debilidad, concentracion de tensiones, zonas proclives a Ia meteorizacion, caminos de flujo de agua, etc. Los esfuerzos que actuan sabre las rocas determinan los modelos de deformaci6n y el comportam iento mecanico del conjunto del macizo; el estado de esfuerzos es consecuencia de Ia historia geologica, aunque el conocimiento de esta no es suficiente para su evaluacion cuantitati va. Un aspecto importante en el estudio de los macizos rocosos es Ja influencia de los procesos de alteracion o meteorizaci6 n sabre algunos tipos de rocas poco resistentes como las margas, lutitas, pizarras arcillosas, etc. , cuyas propiedades varian considerablemente con el paso del tiempo ante su exposicion a las con~icio nes atmosfeticas o a Ia acci6n del agua, o debtdo al cambia en el estado de esfuerzos, factores que suelen ir asociadas. En el caso de construcci6n de una obra de ingenierfa sabre o en este tipo de material~s, ?eb_e tenerse en cuenta que su resistencia puede d1smmmr despues de un tiempo hasta alcanzar el limite de estabilidad.
Propiedades fisicas y mecanicas de los materiales rocosos Caracterfsticas del media rocoso El estudio de Ia mecanica de solidos asume generalmente un comportamiento homogeneo, continuo, isotropo, elastica y lineal que los materiales rocosos no presentan. La gran variabilidad de las caracterfsticas y propiedades fisicas y meca nicas se refleja tanto a escala de matriz rocosa como de macizo rocoso fracturado. La diferente composicion qufmica de los agregados heterogeneos de cristales y partfculas amorfas que forman las rocas representa Ia escala mas pequefia en el estudio de la variabilidad de las propiedades; asf, una aren isca puede estar cementada por sfli ce o por calcita, un grani to puede contener cantidades variables de cuarzo, etc. La fab rica o petrof<"ibrica de las rocas, consecuencia de su genesis e historia geologica, presenta direcciones preferenciales de anisotropfa por orientacio n de cri stales y granos, o pianos de foliacion o esquistosidad; los poros, microfisuras, recristalizaciones, etc., imprimen un caracter discontinue y no lineal, y Ia desigual distri bucion de los minerales y componentes rocosos configura un med io
heterogeneo. Tambien Ia alteracion y meteorizacion por procesos ffsicos y qufmicos modifica Ia composici6n de las rocas, apareciendo nuevos minerales con propiedades diferentes. Aunque por lo general a escala de macizo Ia matriz rocosa suele considerase como un material isotropo y continuo, los aspectos anteriores son importantes en el estudio de determi nados tipos de materiales rocosos, como son las rocas que presentan laminaci6n o esquistosidad. A Ia hora de evaluar Ia influencia de estos «defectos» tambien debe tenerse en cuenta la escala o el ambito de trabajo. Por ejemplo, en estudios de caracterizacio n de la matri z rocosa a ni vel de probeta en laboratorio, para determi nadas aplicaciones de la ingenierfa geologica, como la selecci6n de emplazamientos para almacenar residuos radiactivos, deben ser investi gadas en detalle las propiedades de la matriz rocosa y las caracterfsticas previamente citadas; mientras que las mismas tendran menor importancia en el estudio de macizos rocosos resistentes fracturados, con comportamjento discontinue, donde los bloques de matri z rocosa pueden ser considerados homogeneos e isotropos.
J
MECANICA DEROCAS
124
INGENI ERiA GEOL6GICA
125
Propiedades fisicas y mecanicas de las rocas Las propiedades ffsicas de las roc~s son ~1 r~sultado_ d.e su composici6n minera16gica, fabnca e h1stona geologica defonnacional y ambie ntal, incluyendo los procesos de' alteraci6n y meteori zaci6 n. La gran variabilidad de estas propiedades se refleja en comportamient~s mecan icos diferentes frente a las fuerzas que se aphcan sabre las rocas, comportam ientos que quedan definidos po.r, Ia resistencia del material y por su modelo de deformacwn; as[ mientras un granito sana se comporta de forma elasti-
ca y fragil fre nte a elevadas cru·gas, una marga o una lutita pueden presentar un compmtamiento ductil ante esfuerzos moderados o bajos. Seran par tanto las propiedades ffsicas de las rocas las que determinen su comporta miento mecanico, com.o se ilustra e n las figuras de este recuadro. La cuantJ ficaci6 n de estas propiedades se lleva a cabo mediante tecnicas especfficas y ensayos de laboratorio (Cuadra 3.1).
En las pro piedades y e n el comporta mie nto mecanico de los macizos rocosos competentes infl uye el grado de fracturaci6n y de meteorizaci6n, Ia presencia de ag ua , Ia orientaci6n y tipo de discontinuidades, e l tamafio de los bloques, etc . La importancia de las discontinuidades, como son los pianos de estratificac i6 n, diaclasas, fallas, etc., sera tambien relativa en funci6n de Ia escala de trabajo: si e l efecto de las discontinui dades sabre el comportamiento del macizo no e s importante, o si es peque fio con respecto a Ia escala de Ia obra o estruc tura considerada, el media puede ser considerado contin uo , pero si las d imensiones de los pianos o zonas de de bilidad afectan al comportamie nto del macizo en el ambito conside rado, s u estudio debe ser abordado par separaclo.
Propiedades fisicas de Ia m atriz rocosa Exis te n una serie de parame tres que se emplean para Ia identific ac i6 n y descripc i6n cuantitati va de las propiedades basicas de las rocas y perrniten, asf mismo, establecer una prime ra clasificaci6 n con fines geotec-
nic os. Estas propiedades, deno minadas propiedades fndice, senln las q ue determinen e n prime ra instancia, junto con Ia composicion mineralogica y Ia fabrica, las prop iedades y e l comportamiento mecanico de Ia matriz rocosa. E n el C uadra 3.1 se incluye una lista de todas e li as y los metodos para s u evaluaci6n. La clescripci6n geolo gic a de Ia roca incluye su no mbre , mineralogfa, textura, tipo de cementaci6 n y grado de a lteraci6 n. L a descripci6 n pe trografica se reali za mediante la observaci6n macrosc6pica de las muestras y el analisis mic rosc6pic o, necesa rio para conocer Ia composic i6 n, textura, fabrica, g rado de alteraci6 n, microfrac turaci6 n, porosidad, etc. Este ulti mo se 1Ieva a cabo mediante el analisis de laminas cle lgadas, microscopfa 6ptica y electr6 nica y el emplea de tecnicas de d ifracc i6 n de rayos X . E l estudio petrofisico de Ia matri z rocosa permite inte rpretar sus propiedades f fsica s e n func i6n de sus componentes y ca racterfsti cas petrograficas (poros y fislll·as, uni ones inte rgra nu a lres, anisotropfas, minerates, composic i6n qufmica, etc .) , medi ante Ia clescripc i6 n de parametres petrograficos y procedimi entos especfficos para su evaluaci6 n (Montoto y Esbert,
1999).
Propiedades de Ia matriz rocosa y metodos para su determinacion Fotograffa 8 (m icroscopic electr6nico).
Fotograffa A (microscopic 6ptico).
Roca fgnea acida intrusiva -
Crista les de grano grueso interconectados s in orientaci6n textural Composici6n: cuarzo, feldespato, micas y minerales maticos
Composici6n mineral6gica. Fabrica y textura. Tamafio de grano. Color.
A)
Granito (Fotograffa A)
ro
!::! Q)
Peso especffico (y).
Deformaci6n Penneabilidad (coeficiente de penneabilidad, k).
Comportamiento fragil
-
126
Gra no fino con bandeado y orientaci6n parale la de minerales Composici6n: minerales a rcillosos (illita, caolinita, etc.), cuarzo y otros mine ra les
.
B)
Ensayo de compresi6n simple
Tecnicas de laboratorio.
Conten ido en humedad.
Fuerza
Durabilidad. Alterabilidad (fndice de alterabilidad).
Roca sedimenta ria elastica arcillosa
Descripci6n visual. Microscopfa 6ptica y electr6nica. Difracci6n de rayos X.
Porosidad (n).
Propiedades de identificaci6n y clasificaci6n
::l
LL
Lutita (Fotograffa B)
Metodos de determinacion
Propiedades
ro !::! Q)
Propiedades mecanicas
::l
LL
Deformaci6n Comportamiento ductil
.
Ensayo de permeabi lidad. Ensayos de alterabi Iidad.
Resistencia a compresi6n simple (o) .
Ensayo de compresi6n uniaxial. Ensayo de carga puntual. Martillo Schm idt.
Resistencia a tracci6n ((J1).
Ensayo de tracci6n directa. Ensayo de tracci6n indirecta.
Yelocidad de ondas s6nicas (V11 , V,).
Medida de velocidad de ondas eh1sticas en laboratorio.
Resistencia (parametres c y ¢).
Ensayo de compresi6n triaxial.
Deformabilidad (m6dulos de defonnaci6n elastica estaticos o dinamicos: £ , v).
Ensayo de compresi6n uniax ial. Ensayo de velocidad s6nica.
J
MECANICA DE ROCAS
INGENIERiA GEOLOG ICA
127
Aspectos como Ia orie ntaci6n preferente de minerales la dureza o Ia estructura cristalina pueden de termi;1ar la reacc i6n o respuesta mecanica de Ia roca frente a [1.1erzas externas. Muchas de las propiedades ingenieriles de las rocas depend~n de Ia estru~tura de Jas partfculas minerales y de Ia fo rma en que estas esta n uni das. Las propiedades ffsicas o propiedades ind.ice de las rocas se determinan en Ja boratorio; las mas tmportantes a ni vel de influencia en el comportamiento mecanico son Ia porosidad, el peso especffico, Ia pet.·meabilidad, Ia alterabilidad, Ia resistencia y Ia veloctdacl de propagaci6n de las onclas s6nicas. Alguna~ de estas propieclades, ademas de servir para su clastflcaci6n, estan directamente re lacionaclas con las caracterfsticas resistentes y deformacionales de las rocas. La porosidad es Ia re laci6n entre el volume n ocupaclo por los huecos o poros e n Ia roca, Vv, y el volumen total V (pattfcul as s61iclas + huecos): n(%) V,!V. Es ]a propiedad que m ~\s afecta a las caracten stt cas resistentes y mecani cas, sienclo inversamente proporcional a Ia resistencia y a la clensidad y d i rectamen~e proporcional a Ia cleformabiliclad, ya que Ia. ex tste nc ta de huecos puede dar Iugar a zonas de clebtltclacl. Los poros, en e l caso de rocas c ristalinas, ~gneas o metam6rficas, pueclen ser mi crofisuras o gn etas en Ia matriz rocosa. La porosidad, en general, decrece con la profundidad y con la edacl de las rocas. El valor de n puede variar entre e l 0 % Y el 90 %, con valores norrnales entre 15% y 30 %. Las rocas sedimentarias carbonatadas bioclasticas y las rocas volcanicas puede n presentar val ore s muy. e levados de porosidad, a l igual que las rocas meteonzadas o al t~ radas. En el C uadro 3.2 se inclu yen datos de porosidad de alounas rocas. La po;osidad eficaz es Ia relac i6n entre el volumen de poros interconectados y el volume n de la muestra. Puede obtenerse a partir de los pesos seco Y saturado de Ia rnuestra:
=:
11 e
= (Ws,u - Wseco)/ (y,..V)
En las rocas e s frec uente que los poros no esten interconectados, por lo que ]a porosidad real sera mayor que la eficaz. El indice de poros se defme como la relaci6n entre el volumen oc upaclo por los huecos, Vv, y el volume n ocupado por las partfculas solietas, V,0 1: e = V.,/Vsot· El peso espedfico o peso unita~~o de Ia roca depe ncle de sus componentes, y se clef111e como e l peso por unidad de volumen. Sus unidades son las d e fuerza (ki Iopondio, newton , tone lacla-fuerza, etc.) por volume n . E n ge neral se considera el mism~ valor para e l peso especffico, y, y para la d.enstdad, p (p = masafvo lume n), por lo que e n ocas10~es . en la bibliograffa geotecnica se e mplea e l termm o
Valores tipicos del peso especifico y porosidad de las rocas Roca Andesita Anfibo lita Arenisca Basalto Caliza Carb6n Cuarcita Creta Diabasa Diorita Dolomfa Esqui sto Gabro Gneiss Granito Grauvaca M anno I Lutita Pizarra Riolita Sal Toba Yeso
Enu·e parentcsis algunos va1ores medios de poros1dad ehcaz. Datos seleccionados a partir de Goodman ( 1989), Rahn ( 1986), Wallhan ( 1999), Farmer (1968).
«densidad» aunque se este hacie ndo referencia al peso especffico (al t rabajar con e l peso debe quedar claro que se trabaja con umd ades de fuerza Y no 2 3 ., a' sf "r = p oo = I· omas.t a . fcm · 980 c m/s = 980 de !nasa c: S 3 cli nasfc m3 = L grucrzafcm3 6 y =3 1.000 kgf m· . 9 ' m/s2 = 9.800 N / m 3 = 1.000 kp/ m ). Las rocas a diferencia de los sue lo s, presentan una gran variaci,6n de valores de peso esp~cffico. E n e l C uaclro 3.2 se incluyen los valores med1os de algunas rocas. .. La permeabilidad es Ia capac idad de transm1tu· agua de una roca. La mayorfa cl~ las ro:as P':~sentan permeabilidades bajas o muy baJaS. La fJltrac ton Y e l flujo del agua a traves de l a matriz r~cosa se produce a favo r de los poros y f islll·as, de pendt endo Ia perrn.eabiliclad de la interconexi6n e ntre ellos y de. otros ~ac tores como el grado de meteori zacion, la am sotropt~ o el estado de esfuer zos a que esta someticlo el maten a~ . La permeabil iclad de una roca se mi?~ por el c~ef~ c iente de permeabilidad o de conducttvtdacl hJdraulica, k, que se expresa en m/s, cm/s 6 m/ dfa:
k
unicamente de las caracterfsticas del med io ffsico), ')',. es el peso especffico del agua y ILes Ja viscosidad del agua (ver Apartado 5.2 del Capitulo 5). Para flujo laminar, Ia ley de Darcy relac iona la cantidad de flujo Q con el gracliente hidraulico de presion durante el flujo, i (dife rencia de presion por uuidad de longitud):
= K(y,./{L)
doncle K es [a penneabilidad intrfnseca (clependi ente
Puede considerarse que en la mayorfa de las rocas, a nivel de matriz roco sa, el flujo sigue la ley de Darcy:
q., = k(dhf dx)A siendo q., el caudal en Ia direcci6n x (volumen/ ti empo), h la a ltura hidrau lica, A Ia secci6n normal a Ia direcci6n x, k la conducti vidad hidraulica. El Cuadro 3.3 inc luye valores del coeficiente de permeabiliclad de algunas rocas . Ante la dificultad en la estimaci6n y valorac i6n de este pan'imetro, sus valores se indican en 6rdenes de magni tud. La durabilidad es Ia resistencia que la roca presenta ante los procesos de alteraci6n y desintegrac i6n, propiedad a Ia que tambien se alude como a lterabilidad, definie ndose en este caso como la tendenc ia a Ia rotura de los componentes o de las estructuras de Ia roca. Diversos procesos como la hidratac i6 n, disoluc i6n, oxidaci6n, etc., cambian las propiedades del material rocoso. En determ.inados tipos de rocas, como las vol canicas, lutfticas o pizarrosas, con contenidos importantes de minerales arcillosos, Ia exposici6n al aire o la presencia de agua degradan de una forma muy importante las propiedades resistentes, de tal forma que estas puede n ser sobrevaloradas para usos ingenie riles como excavaciones supe rficiales, rnneles, terraplenes, etc. , si no se considera su comportamiento a medio plazo, una vez se ponen en contacto con Ia atmosfera.
La durabilidad de la roca aumenta con Ia densidad y se reduce con el contenido en agua. La clurabilidad se evalua mediante el e nsayo de sequedad-humedad-desmoronamiento, o slake durability test (SDT), qu e consiste en someter al material, previamente fragmentado, a ciclos estandar de humedad-seq uedad-desmoronamiento de 10 minutos de duraci6n e n el laboratorio. En la F ig ura 3.8 se muestra el aparato de ensayo. Los frag mentos de roca deben ser pesados despues de secarlos en e l horno, e introduciclos e n un tambor con una malla exterior de 2 mm que se llena con agua hasta un nivel por debajo del ej e del tambor. Se rota entonces el tambor un numero determinado de veces. Las muestras que permanecen en el tambor se extraen, se secan al horno y se pesan, y se vuelve a repetir el ciclo. El indice de durabilidad, ID, representa el porcentaje de roca, en peso seco, que queda retenido en el tambor despues de uno o dos ciclos de desmoronanliento (IDl , I m), y puede variar entre 0 % y 100 %: Peso seco_ despues o __ dos ciclos //)(%) = _ __ ___::..,____de _ uno __ __ Peso inicial de Ja muestra La clasificaci6n estandar se establece en base a l valor de I D2 (Cuadro 3.4). En el caso de rocas arcillosas muy debiles en las que se obtienen valores de Im menores del 10 % despues del segundo ciclo, se recomi e nda emplear el fndice correspondiente al primer ciclo, /Dl (Cuadro 3 .5). Existen otros ensayos de laboratorio para Ia evaluaci6n de Ia durabilidad, que igualmente consisten en simular los procesos de meteorizaci6n para debilitar, fracturar y clisgregar la roca medi ante ciclos humedad-sequedad, calentamiento-enfriamiento, hielo-deshielo, desmoronamiento, etc. Los resultados de los
Valores tipicos de permeabilidad de Ia matriz rocosa k (m/s)
Roca Arenisca Caliza y dolomia Esquisto Pizan·a Granito Lutita Rocas metam6rficas Rocas volcanic as Sal
Aparato para el ensayo de sequedad-humedad-desmoronamiento SDT. slake durability test (foto L. G. de Vallejo).
J
MEcANICA DEROCAS
1Z8
INGENIERiA GEOLOGICA
1Z9
Estim~cion _ap~oximada y clasificacion de Ia resistencia a com presion simple de suelos y rocas a partir de md1ces de campo
rocosa sana at indice I 02 % peso retenido despues de 2 ciclos
Durabilidad
> 98
Muy alta Alta Media-alta Media Baja Muy baja
95-98 85-95 60-85 30-60 < 30
al indice 101 % peso retenido despues de 1 ciclo (2) (1)
Durabilidad
-
Extremadamente alta Muy alta Alta Media-alta Med ia Baja Muy baja
> 99 98-99 95-98 85-95 60-85 <60
> 95 90-95 75-90
50-75 25-50 < 25
( I) Gamble. 197 1 (en Goodman, 1989). (2) Franlding and Chandra, 1972 (en Johnson and De Graff, 1988).
ensayos de resistencia tambien proporcionan informacion indirecta y cualitativa sabre Ia durabilidad de La roc a. La resistencia a compresion simple o resistencia uniaxial es el maximo esfuerzo que soporta la roca sometida a comp resion uni ax ial, determinada sabre un a probeta cilindrica sin confinar en el laboratori o, y viene dada por: F,. (j=-=
c
A
Fuerza compresiva aplicada Area de aplicacio n
El valor de Ia resistencia aporta informacio n sabre las propiedades ingenieri les de las rocas. En el Cuadro 3.6 se incluyen valores de resistencia a compresion simple para diferentes ti pos de roca. Tambien se puede estimar de forma aproximada a partir de Indices obteni dos en sencillos ensayos de campo, como el ensayo de cm·ga pu ntual, PL T, o el m artillo Sch midt (descritos en el Apartado 6.5 del Capitulo 6) . Con los valores obteniclos por cualquiera
Resistencia a compresi6n Resistencia a simple (kp/cm2) Ia tracci6n Rango de (kp/cm2 ) Valores val ores medios
Se necesita una pequefia presion para hincar el dedo.
0,05-0, I
s4
Arcilla rigida
Se necesita una fuerte presion para hincar el dedo.
O, l -0,25
Ss
Arcilla muy rfgida
Con cierta presion puede marcarse con Ia ufia.
0,25-0,5
s6
Arcilla dura
Se marca con dificultad al presionar con Ia ufia.
Ro
Roca extremadamente blanda
Se puede marcar con Ia una.
Rl
Roca muy blanda
La roca se desmenuza al go! pear con Ia punta del martillo. Con una navaja se talla fac ilmente.
1,0 5,0
Se talla con dificultad con una navaja. AI golpear con Ia punta del martillo se producen pequeiias marcas.
5,0-25
No puede tallarse con Ia navaja. Puede fracturarse con un golpe fuerte del marti llo.
25-50
Se requiere mas de un golpe con el martillo pru·a frac tu rarla.
50- 100
Se requieren muchos golpes con el mru'lillo para fracturarla.
100-250
AI goJpearlo con el martillo s61o saltan esquirlas.
> 250
R2
R3 R4
10-40 10-25
R6
Fuerza de tracc ion aplicada
= --'- = -,.,.---------~-Area-seccion de Ia probeta
suele vari ar entre El valor de 0'I de Ia matriz rocosa • • . , el 5 y el 10 % del valor de su res1stencw a cornpreswn simple, aunque para algunas rocas sedimentarias es del 14 a\ 16 % (Duncan, 1999).
Aproximaci6n al rango de resistencia a compresi6n simple (MPa)
lden tificaci6n de campo
Arcilla muy blanda
Rs
de estos dos metodos se puede clasificar Ia roca por su resistencia (Cuadra 3.7). Los indices de campo permiten una aproximacio n inicial al valor de Ia resistencia de Ia roca. Los criterios para su identificacio n aparecen clescri tos en el Cuadra 3.7, asf como el valor de resistencia que se corresponde con cada uno de ellos. La r esistencia a traccion es el max imo esfuerzo que soporta el materi al ante la rotura por traccion. Se obtiene aplicando fuerzas traccionales o distensivas a una probeta ciHndrica de roca en laboratorio (el ensayo se describe en el Apartado 3.4):
Descripci6n
sl
65-200 70-200
(*) A favo r de superficies de laminaci6 n. Datos seleccionados a partir de Rahn (1986), Walthan (199 9), Obert y Duvall ( 1967), Fanner ( 1968).
La velocidad d e propagation d e las ondas elasticas al atravesar Ia roca depende de Ia densidad y de las propiedades elasticas del material, y su medi da aporta informacion sobre algunas caracterfsticas como Ia porosidad. E l ensayo para Ia determi nacion de la velocidad en laboratori o se describe en el Apartado 3.4. La velocidad de las ondas longitudinales o de compresio n, V,,, se utiliza como fndice de clasificacio n, y su valor es indicativa de Ia calidacl de Ia roca correlaciomi ndose linealmente con Ia resistencia ~ compresio n simple O'c. Para las 'rocas esta velocidad varfa e.ntre 1.000 y 6.000 mjs . Para rocas alteradas y meteon z~das. se obtienen valores por debajo de 900 mjs . As1, m1entras que un granito sana puede presentar valores hasta de 6.000 mjs, si este se presenta a\terado Ia velocidad se reduce proporcionalmente al grado de meteorizacio n, basta Ia mitad o un tercio, y si aparece mu y descompuesto, los valores seran menores de 700800 mjs. El Cuadro 3.8 presenta algunos valores de Ia ve locidad de propagacion de las ondas elasticas de com presion.
Velocidad de propagacion de las ondas longitudinales en rocas Velocidad de propagaci6n de las ondas vp (mls)
Clasificaci6n de las rocas con fines geotecnicos Las clasificaciones geologicas o litologicas (Cuadro 3.9) son fu ndamentales en ingenierfa ge?l_o,gica,_ ya que aportan informacion sobre Ia composlcwn_ mmeralogica, la textura y Ia fabrica de las rocas, as1 como sobre Ia isotropfa o anisotropfa estructural en rocas de determinado origen, como es el caso de las rocas masivas frente a rocas laminadas o foliadas. Asf, el ternuno de roca fgnea o metamorfica indica una determinada estructura, textura, composicion, tamano de grano, etc. Estos fact01~es,_ que se em~l~an para su_bclasificar los grupos pnnctpales, cond1c10nan las piOpiedades ffsicas y resistentes de las r_ocas. , Tambien Ia relacion de algunas litologws con deternunados procesos geologicos es important~ a Ia hor a de plantearse el estudio del comport~~ento d~l material rocoso, como es el caso de Ia facthdad de dt solucion de las rocas carbonatadas o yesfferas, Ia alterabilidad y la capacidad de expandirse de las rocas arcillosas, los procesos de fluencia en ~as ~a~es, etc. Sin embargo, las clasificaciones litologtcas no so_n suficientes en ingenierfa geologica, en cuanto q:•e _htologfas similares pueden presentar ~r~ndes vanac1o-. nes en sus propiedades ffsicas y mecamcas, com_o pot ejemplo en Ia resistencia. Ademas_ no aportan mformacion cuantitativa sobre sus prop1edades.. . . La clasificacion de las rocas para usos mgemenles es una tarea compleja, ya que deben cuantificarse sus propiedades con el fin de emple~rl~s en los_calcul~s de diseno. Asf, los terminos cuahtat1vos de 1 oca _dura resistente, blanda o debit deben acotarse med1an;e 0 determinados valores de su resistencia a compres10n simple: 500 a 1.000 kp/cm2 para una r?~a dura Y 50 a 250 kpfcm2 para una roca blanda. La dd1cultad para la cJasificacion geotecnica estriba tanto en el hecho de Ia alta vari abilidad de las propiedades rocosas como en las limitaciones de los metodos y procedin"Uentos para su determinacion.
La resistencia a compresi6n simple es Ia propiedad mas frecuentemente medida en las rocas, Y en ,b~ se a su valor se establecen clasificaciones en _mecamca de rocas. En el Cuadro 3.l0 se incluyen d1ferentes clasificaciones basadas en este parametro. . Otro valor empleado para la clasificacion mecan_1~a de la matriz rocosa es el modulo relativo, o relacw n entre su modulo de elasticidad E (descrito en el Apartado 3.3) y su resistencia a compres~on sit~ple, a •.•. relacion que varia en funcion de Ia htol~gw. La F~gu ra 3.9 muestra esta relacion para los d1ferentes _tJpos de rocas. La mayorfa presentan un valor del modulo relativo entre 200 y 500. El grado de meteorizacion o alteracion de _la ~1atriz rocosa pernute clasificar las rocas ~u~htattva mente, y aporta una idea sobre sus_ car~~ten st1cas mecanicas o geotecrucas. La meteonza:wn a~t~enta Ia porosidad, la permeabilidad y Ia def~rmab~hdad del material rocoso, y disnunuye su res1stenc•~·. En.:' Cuadro 4.4 del Capitulo 4 se incluye Ia clasJfJcacwn en base cuatro grados, desde roca «fresc_a» ~- roca «descompuesta)). Los procesos de meteonzacton de Ia matriz rocosa se tratan mas adelante en este apar-
Clasificaci6n de las rocas a partir de su resistencia a compresi6n simple Resistencia a Ia compresi6n simple (MPa)
-
Ejemplos
Blanda > 1,25
Muy blanda
1-5
Muy baja
Moderadamente blanda
5- 12,5
Sal, lutita, limolita, marga, toba, carb6n.
Blanda 12,5-25 25-50
Moderadamente dura
50-100
Dura
Moderadamente dura
Baja
Dura
Media
Muy dura
Alta
Ex!Temadamente dura
Muy alta
100-200 Muy dura
> 200 Extremadamente dura
> 250
Clasificaci6n de los macizos rocosos
Propiedades de la matriz ro_cosa. . . Frecuencia y tipo de las dJscontmllldades, que definen el grado de fracturacion, el tamano_ Y Ia forma de los bloques del macizo, sus prop tedades hidrogeologicas, etc. . Grado de meteorizacion o alterac1on. Estado de tensiones in. situ. Presencia de agua.
Bieniawski (1973) Sue los
< I
tado.
Las clasificaci.ones de los macizos rocosos estan b_asadas en alguno o varios de los fac tores que detenmnan SU comportamiento mecanico:
Geological Society of London (1970)
I SRM (1981)
16
"'0
16 ROCAS METAM6RFICAS
"'0
Cua rcitas ~
'.!2E
I
"" u:r
4
,j
"'
2
"0 "(3
ti
"' "'
a;
1
"0
/ \ ~~ \ ,
Gneisses
8
N
f:)<::)
');
Esquistos
0
"5 0.5 ·O
:::E
""u:r ,j "' ~
Resistencia a compresi6n simple, a c (kg/cm2)
Granito
4
"0
0
"'
');
/
2
~
a;
f:)<:::,
1
'-..._ Lutitas
/
1
"'
'
!;)<::) ~ f:)<:::,
"0
');
0
Basaltoy otras rocas volcanicas
"5 0,5 "0
·O
:::E
:::E
500 1.000 2.000
'E .!2
"'
·0
250
-
Oia b a s a -
8
X
"0 "(3
~<::)<:::,
0,25
0,25 75 125
ROCAS IGNEAS
,j
"0
0,25
"'0
""u:r
2
"(3
"' "'
Cuarcita, gabro, basalto.
Ol
Amol\ \
4
"5 0,5
/
"0
Ol
a;
;
""'"~ y doloml~
.!2
"0
Rocas fgneas y metam6rficas duras, arenisca muy cementada, caliza, dolomfa.
16 ROCAS SEDIMENTARIAS
E
Ol
Rocas metam6rficas esquistosas, marmol, granito, gneiss, arenisca, cal iza porosa.
~
X
8
X
Esqui sto, pizarra.
75 125
250
500 1.000 2.000
Resistencia a compresi6n simple, ac (kglcm2)
75 125
250
500 1.000 2.000
Resistencia a compresi6n simple, oc (kg/cm2)
W!!li(ffl Clasificacion de las rocas basada en el m odulo relativo Elac Se establecen tres categorfas en funcion del modulo relativo: elevado. m edia (entre 200 y SOO) y bajo (modificado de Deere y Miller. 1966; en Attewell y Farmer. 1976).
Clasificaci6n geologica general de las rocas Clasificaci6n de las t·ocas por su origen Rocas sedimentarias
La gran variabilidad de estos factores y el caracter discontinue y anisotropo de los macizos rocosos implica la difi.cultad para establecer clasificaciones geotecnicas 0 geomecanicas generales validas para los diferentes tipos de macizos. Las clasificaciones mas utiles en mecanica de rocas son las denom inadas clasificaciones geomecanicas, de las cuales Ia RMR de Bieniawski y la Q de Barton son las mas utilizadas (ver Apartado 3.8). Establecen
diferentes grados de calidad del macizo en funcion de las propiedades de Ia matri z rocosa y de las discontinuidacles, y proporcionan valores estimativos de sus propiedacles resistentes globales. Existen otras clasificaciones basadas en diferentes parametros mas 0 menos representativos de las propiedades del conj unto del macizo rocoso. La que se presenta en el Cuadro 3.11 considera el grado de fracturacion, medido mediante el fndice RQD, y cla-
J
MECANICA DE RDCAS
132
1NGEN1ERiA GEOLOGICA
133
1,0
Clasificaci6n de Ia calidad del macizo rocoso segun el indice RQD RQD % < 25 25-50 50-75 75-90 90- 100
Calidad
Muy mala Mala Media Buena Muy buena
0,8 N
;:. ~
0,6
!ll
.:2:
"' ~
""CJ
!ll
0,4
""CJ
·;:; 0
"iii
>
0,2
o,o, .f. al macizo en diferentes grados de calidad (el fnst tea . d fi el dice RQD, rock quality designatwn , se e ne en Apartado 6.3 del Capitulo 6). . . . T ambien el numero de familias de dtscontt~:u~ades, el tamaiio y Ia forma de los bloques de matnz to-. co sa son pan\metros que s~ emplea~, para ~stab Ieee~ clasificaciones que aportan mformac!On sobt e su con . . ' n y grado de fracturaci6n (ver Cuadros 4. 10 , ' f tguracto 4.11 y 4. 12 del Capitulo 4). . .. . , Otro parametro que se emplea para Ia clasthcac~o n de los macizos es el indice de velo~idad relatlva V )z , (V / V ?. Este fndice relacwna Ia veloct( v s itu I hh O F l. d"d . "( en e) dad de ·las ondas longitudinales me ~ . a m si L~ .. macizo rocoso con Ia velocidad medt~~ en pt obet~s de matriz rocosa en laboratorio, y se uttltza cm~lo cu .· d calidad (Cuadro 3. 12). Para un mactzo de tetto e . · 'dades cerra'.tdad con pocas dtscontmut muy buena Cal ' , . d esta relaci6 n deberfa ser cercana a 1,0 , d~crect.end~s~l valor al aumentar el grado de fractl~ra~t6n e trse reduciendo Ia calidad del macizo. ~ste mdtce se correlaciona con el parametro RQD (Ftgm:~ 3.10). El rado de meteorizacion o a~ter_acton se emple_a tambi~n para Ia clasificaci6n cuahta~tva d~ los ~1act zos rocosos, ya que influye en su reststencta ~ ptOptedades mecanicas. En el Cuadro 4.1 3 del ~apt~~lo 4 se incluyen los diferentes grados de meteonzac!On para
indice de velocidad relativa y calidad del macizo rocoso indice de velocidad relativa (VFI V,l < 0,2 0,2-0,4 0,4-0,6 0,6-0,8 > 0,8
Calidad del macizo rocoso
Muy mala Mala Media Buena Muy buena
Coon and Merrit, 1970; en Bieniawski, 1984.
0
20
40
60
80
100
Indica de fracturaci6n ROD (%)
Ut!ll!fffl•l Correlaci~n te6rica entre el RQD y Ia velocidad relat1va.
la clasificacion de los macizos, segun seis ~ra~os desde «fresco» (grado I), si no aparece mngun sJgno de meteori zaci6 n, a «suelo residual» (grado VI), cuando el macizo rocoso se ha transformado en un suelo y se ha destrui do su estructura.
. Meteorizaci6n de los materiales rocosos Procesos de meteorizaci6n : . , es la des integraci6n yfo descompoLa meteou zacJOn · · El sici6 n de los materiales geol6gicos e~ superftcte ..tennino incluye todas aquellas alteracJOnes de -~a~ acter ffsico o qufmico que modifican las caracten sttcas ropied ades de los materiales. Los procesos de mey p . . , de las t·ocas dan Iugar finalmente a los teon zacJOn ' · suelos, que pueden pennanecer en su Iugar de on gen_ sobre Ia roca madre (suelos residualesJ ~ pueden set tnnsportados como sedimentos; estos ultunos pueden_ ' t rocas 0 permanece1 litificarse fo rmando nuevamen e . , . o suelos (suelos transportados: aluvtales, eoh~~~ glaciares, etc.). El contacto entre el suelo y ~a ~·o ca ~uede ser neto o gradual, este ultimo caract~nsttc~ de suelos residuales (ver Recuadro 3. 1). El giado d meteorizaci6 n del material rocos_o.Juega un P?P~l muy im[)OJtante en sus propied ades ftstcas y mecantcas. . : zados pueden ser Los materiales rocosos me teon · · ' como aquellos que definidos, en una ampha acepcton, ' .se encuentran en la transicion entre roca y suel_o, ~te sentando un amplio rango de propiedades geotecmcas s eJos y de las rocas . . d y caracterfstJcas m1 xtas e 1os L1
segun el grado de meteori zaci6 n. En ocasiones se emplean los terminos de rocas blandas o debiles para hacer referencia generica a los materiales meteori zados, aunque no todas las rocas blandas (lutitas, limolitas, margas, etc.) son unicamente producto de Ia meteorizaci6n. En cuanto a Ia clasificaci6n segun el comportamiento mecanico de los materiales rocosos cuando presentan un grado importante de alteraci6 n, surge el problema de considerarlos suelos o rocas; en el primer caso se infravaloran sus propiedades, mientras que en el segundo se supravaloran. La dife rencia entre suelo y roca, segun algunos autores, se establece por el grado de compactaci6n o cementaci6 n y por Ia d urabilidad. Los procesos de meteorizacion estan contro lados por las condiciones climaticas y sus vari ables de temperatura, humedad, precipitaciones, regi men de vientos, etc., que detenn inan el tipo y Ia intensidad de las transformaciones ffsicas y qufmicas que afectan a los materiales rocosos en superficie. Las acc iones de origen Fisico producen la fracturacion mecan.ica de las rocas. Las mas importantes controladas por el clima, en especial por Ia temperatura y Ia humedad, son:
Formaci6n de hielo: el agua que rellena poros y grietas aumenta de volumen al bajar Ia temperatura y fonnarse hielo, pudiendo producir Ia fractura de las rocas. lnsolacion: en cl imas arid os las acusadas diferencias termicas en perioclos cortos de tiempo producen tensiones en las rocas por di lataci6n y contracci6 n sucesivas, que dan Iugar a la fracturacion de las mismas. Formacion de sales: Ia cristalizaci6n de sales en poros o grietas de las rocas produce Ia rotura y disgregaci6n por expansion de los cristales. Hidratacion: detenninados tipos de materiales (arcillas, sulfates) aumentan su volumen al sufrir hidrataci6 n, produciendose deformaciones importantes que pueden llevar a la fracturaci6n de Ia roca. Capilaridad: los minerales con estructuras hoj osas (micas, yesos) o con fisuracio n permiten Ia penetraci6 n de agua, que, frente a cambios de temperatura, puede producir roturas estructurales, al ser el coeficiente de dilatacion del agua mayor q ue el de Ia roca o mineral. Los procesos qu fmicos se dan en presencia de agua y estan controlados por Ia temperatura, siendo mas intenses y rapidos en regiones climaticas humedas que en zonas de clima seco. Estas acciones dan Iugar a Ia formaci6n de nuevos minerales o compuestos a parti r de los existentes. Las mas importantes son:
Disolucion: descomposici6n de m.inerales por acc i6n del agua, teniendo como ultima consecuencia la desintegracio n del material. Aunque se considera una accion ffsica, Ia d isolucion suele ir acompafiada de procesos o reacciones qu fmicas. La disoluci6n del carbonate calcico causa Ia apertura de fisuras y lmecos en las rocas carbonatadas. Hidratacion: formacion de minerales o compuestos gufmicos nuevos por incorporaci6n de agua. Hidrolisis: descomposicion de un mi neral o compuesto qufmico por accion del agua. El grado de hidrolisis depende de Ia atraccion que los iones del elemento ejerzan sobre las moleculas de agua. Oxidacion y reduccion: formaci6n de nuevos minerales por combinac io n de un mineral con oxfgeno , perdiendo sus atomos o iones uno o mas electrones y fijando oxfgeno, 0 por perdida de oxfgeno, fijando electrones. Dependiendo de las caracterfsticas clirnaticas de una zona predomi naran unas acciones u otras; asf, en climas frfos o de alta montana, con p recipitaciones medias, predominara Ia meteorizaci6 n ffsica controlada basicamente por el hielo, mientras que en climas tropicales calidos, con precipitaciones abundantes, las acciones quunicas seran las dominantes. En Ia Figura 3. 11 se incluyen los diferentes ti pos de alteraci6 n predomi nantes y su intensidad en funcion de Ia temperatura y precipitacio n de un a region. Los procesos de meteorizaci6n o alteracio n afectan tanto a Ia matriz rocosa como al macizo rocoso en su conjun to.
Meteorizaci6n de Ia matriz rocosa La meteorizaci6n ffsica de Ia matriz rocosa cia Iugar a exfoliac ion por pianos de direcciones preferentes, apertura de microdisconti nuidades por hielo o por crecimiento de sales, cambios de volumen por cambios de humedad o temperatura, etc. La meteorizacion qufmica produce Ia disolucion de minerales solu bles y Ia formacion de nuevos mi nerales por procesos de oxidaci6 n, reducci6 n, hidratacio n, etc. Los resultados de Ia alteracio n q ufmica van clesde Ia decoloraci6n de Ia matriz rocosa a Ia descomposici6n de los silicatos y otros minerales, aunque algunos de ellos, como el cuarzo, son resistentes a estas acciones. Los procesos de disolucion juegan un papel mu y im portante en Ia alteracio n qufmica de las rocas, especialmente en materi ales carbonatados y salinos. La accion y los efectos de la meteorizacion seran disti ntos dependiendo del tipo de roca, estando di.rec-
J
MEcANICA DEROCAS
134
lNGENIERiA GEOlOGICA
135
Meteorizaci6n de macizos rocosos 0
0
:::>
""iii -6" :::> c
"'"' o· 6"
'6 Q) E
""iii -6"
""iii - 6" :::>
c
o· '6 "'"' 6"
'6 Q) E
2"'
1§ 18" Q)
c
Q)
E
~
Q)
E-12"
E-12"
E-12"
~
12"
:::>
18"
"'"' o· 6"
12"
c. E
18"
{E
{E
Alteraci6n quimica
12"
Q)
c. E
c. E
{E
~
~
Alteraci6n fisica
A\teraci6n ffsico-quimica
QI!!i!fflll Relaci6n entre el clima y los pr ocesos de meteorizaci6n (Emblenton y Thurner . 1979) . tamente relacionados con su composicion mineralogica y propiedades estructurales. . . , , . . Aunque en las rocas Ia meteonzac10 n qumu~~ _suele ser mas intensa y produce SU descompOSJClO n Y cambios mineralogicos, Ia ffsica rompe y disgrega Ia roca, debilitando Ja estructura rocosa al romperse los minerales y los contactos entre partfculas, aun~e_ntan do Ia superficie expuesta a Ia atmosfera y permtttendo Ia entrada del agua. Determinados tipos de minerales son mas proclives a Ia meteorizacio n qufmica. Por orden de menor a mayor estabilidad: -
-
Olivino Feldespato Ca Piroxeno Anfibolita Feldespato Na B iotita Feldespato K Moscovita Cuarzo
Cuanto mayor sea Ia diferencia entre las condiciones de presion y temperatura a las que se formaron las rocas y las condiciones ambientales actuales, may~r sera su facilidad de meteorizacion. El cuarzo es el mtneral que se forma a temperaturas mas cercanas a las ambientales ( ~ 300°). En general, Ia mayorfa de los silicatos (feldespat~s y micas en particular) se meteori~a.n a minera~es arctllosos . Bajo determinadas condtcwnes ambtentales, como climas tropicales o humedos, se descompone.n en oxiclos e hiclroxidos de aluminio y hierro. Los mtnerales arci llosos finales producto de la meteorizacion dependeran de los minerales originales, del contenido en agua y del pH. Las rocas arcillosas son las mas afectadas por los procesos de meteorizacion fisica, y las que m as sufren
su intluencia en las propiedades ffsicas y meciinicas. Sin embargo es frecuente que estas roc~s permanezcan mineralogicamente estables, no sufnendo meteorizacion qufmica, al haberse formado a cotas supetiiciales y a temperatura y pr~sion cercanas a la superficie, aunque hay rocas arctllosas que, pueden contener minerales meteorizados. Las rocas 1gneas o metam6r ticas son qufmicamente inestables en superficie a1 haberse fonnado en condiciones de presion Y temperatura muy diferent~s, suf.ri end~ i~1tensa ~neteo rizacion qufmica y cambtos mmeralogJ.cos .. ,sm _e~n bargo, son mas resistentes a Ia meteonzacwn fiSlca que las rocas sedimentarias. , . La reduccion de Ia resistencia es el efecto mas tmportante causado por Ia descompo~ici?n de Ia roca por meteorizacion qufmica. Un pequeno mcremento en el contenido en humedad o en Ia porosidad de la roca puede causar una reduccion importante de la resist~n cia y del modulo de deformacion. Asf, un g.ramt~ puede pasar de mas 250 MPa si esta s~no a la mttad_ st esta alterado y a me nos de 100 MPa Sl pre.senta a!t~Ia cion intensa. Tambien decrece Ia veloctdad somca, desde mas de 5.000 m/s en granitos sanos a menos ~e la mitad si esta moderadamente alterado y por debaJO de 800 m/s si esta alteraclo a suelo residual. Para la evaluac io n de la alterabilidad de las rocas frente a la meteorizacion se realizan los ensayos de durabilidad o alterabilidad en laboratorio (como el slake durability test). Los ensayos de resistencia, como el PLT y el ensayo de compresion simple, ~port~n tambien informacion cualitati va sobre la reststencta de Ia roca ante Ia meteorizacion. Los analisis mineralogicos permiten determinar el gr~do de meteori.zacion de los componentes de Ia matnz rocosa. Cuahtativamente, Ia clasificacion de la matriz rocosa en ~ase a su grado de meteorizaci6n se !leva a cabo medtante descripciones visuales e Indices estandar (Cuadro 4.4 del Capitulo 4).
Los procesos de meteorizacion que actuan sobre el macizo rocoso afectan tanto a los bloques de matriz rocosa como a los pianos de debilidad o discontinuidad existentes. Como consecuencia de Ia meteorizacion mecanica o ffsica de los macizos rocosos se pueden abrir las discontinuidades existentes o crearse otras nuevas por fractura de Ia roca, al romperse los contactos entre granos o producirse Ia rotura de los minerales de Ia matriz rocosa. Las discontinuidades son carninos preferentes para el agua, contribuyendo a incrementar la meteori zacion ffsica y qufmica. El producto final de la meteorizacion in situ de los macizos son los suelos residuales. En ocasiones se denomina saprolito o regolito al macizo rocoso meteorizado que conserva Ia estructura rocosa, au nque la composici6n de Ia roca matriz se haya alterado y tenga menos resistencia que Ia roca sana, pudiendo presentar, ademas de las discontinuidades originales del macizo, otros pianos de debilidad por alteracion preferenda!. Segun el grado de meteorizacion pueden conservar los bloques de matriz rocosa o presentar un comportamiento de suelos. Las diferentes litologfas son afectadas desigualmente por los procesos de meteorizacio n, siendo estos mas intensos cuanto mayor es el tiempo de exposicion a los agentes atmosfericos. La Figura 3. 12 ilustra la variaci6n del grado de meteorizacion con la profundi-
Rocas sedimentarias
Rocas fgneas fracturadas
dad en macizos rocosos de diferente origen geologico. La profundidad de Ia meteorizacion depende del tipo de roca, tipo de clima y del tiempo de actuacion de los procesos. Las rocas arcillosas, m-eniscas porosas y calizas blandas se meteorizan a mayor profundidad que los granitos o las rocas metamorficas. En climas humedos tropicales los suelos procedentes de Ia alteracion de los macizos rocosos pueden alcanzar los 20 o 30 m de potencia. Un aspecto importante en la meteorizacion de los macizos rocosos son los procesos de descarga por erosion. Como consecuencia de la di sminucion de la presion li tostatica, las masas rocosas se expanden a favor de pianos de fractura que se generan paralelos a Ia superficie del ten-eno, dando lugar a una estructura en capas. Este fenomeno es mas importante en determinados tipos de materiales que presentan pianos de debilidad preexistentes, como las lutitas o pizarras. Las rocas arcillosas o lutfticas se encuentran entre las mas frecuentes en Ia superficie. La disminuci6n por erosion de las sobrecargas que dan lugar a Ia formacion de las rocas arcillosas por consolidacion y litificacion, provoca Ia relajacion de los materiales y Ia apertura de las juntas tectonicas que normalmente los afectan, permitiendo Ia entrada de agua en las discontinuidades y en Ia propia matriz rocosa. Despues de algunas decenas de metros desde la superficie, las juntas aparecen cerradas y no se dan los procesos de meteorizacion. La Figura 3.13 muestra un macizo ro-
Rocas metam6rficas
mplfflfJ Perfiles tipicos de meteorizaci6n a suelos residuales en rocas sedimentarias. igneas y m etam6rficas.
J
MECANICA OEROCAS
136
INGENIERiA GEOLOGICA
137
Ul!iiiffiQ Alteraci6n a suelo de un macizo rocoso volcanico a Ql!!i!filfl Macizo
favor de los pianos de fractur a (cortesia de Prospecci6n y Geotecnia).
rocoso arcilloso meteorizado (foto M. Fe-
rrer).
coso arcilloso con elevado grado de alteraci6n por decompresio n y meteorizacio n ffsica. Los macizos calizos sufren los procesos de meteorizacion en superficie y en su interior a favor de !.as fracturas y pianos de estratificaccion, creandose gnetas y cavidades por disolucion. Estos pt:ocesos dan Iugar a relieves karsticos irregulares (Ftgura 3. 14) e~ los que coexisten rocas duras con. rellenos bl~ndos aJcillosos (suelos residuales), cavtdades, dolmas, etc. (Figura 3. 15) . Estos procesos y fonnas pueden darse tambien e n macizos yesfferos. . La exposicion de las rocas igneas como. ~ramtos Y dioritas, da Iugar a fracturas de decompre~10n. ~aral~ las a Ia superficie que permiten Ia meteonz~:10n qmrnica (Figura 3 .16), produciendose Ia alte rac10n .de los rninerales de Ia matriz rocosa, feldespatos y m1cas, a minerales arcillosos, rnientras que el cuarzo permanece como una arena. Las discontinuidades son zonas preferenciales de alteracion, y entre ellas los bloques de matriz se meteorizan esfericamente, en «capas de cebolla», quedando Ia prute central inalterada.
ijt!liiffll' Morfologia karstica. Ferrer).
138
INGENIERiA GEOLOGICA
Antequera. Malaga (foto M.
como se ha explicado anteriormente. La clasificacion cualitativa de los macizos rocosos segun su grado de meteori zacion se reali za e n base a descripciones visuales e Indices estandar (Apartado 4.5 del Capitulo 4).
Ql!!i!ff8(ij Fractur as de decompresi6n en un mac_izo rocoso
El agua subterrtmea
I_1Mi!Ji6111iiilil granitico paralelas a Ia superficie (cortesia de Prospecci6n y Geotecnia).
Las macizos basalticos se meteorizan prefere ntemente por los pianos de fractura, y los bloques de matriz rocosa eventualmente pueden presentar meteorizacion esferoidal; sus minerales pueden alterarse a arcilla y oxido de hierro (Figura 3 .17). . . En las rocas metamorficas, como gneisses y anftbolitas los feldespatos y piroxenos tienden a alterarse mas rdpidame nte que los anffboles, mientras. qu~ el curu·zo persiste. El bandeado tfpico de los gnet~es 1111plica que las bandas con minerales mas ?~eteon:a~les sean zonas preferenciales de altera~10n ~uumca, creandose zonas de debilidad en Ia reststencw de l os . . .. macizos rocosos. Los esquistos, pizarras y filitas presentan ftsibthdad marcada a ]o largo de Ia esquistosidad, creandose zonas debiles frente a Ia meteorizacio n. A pesru· de tener rninerales resistentes, Ia alteracion es mas faci l porIa penetracion del agua y el hielo. . El grado de meteorizacion del mactzo roc~~o puede estimru·se a partir de su grado de fracturac10n mediante el parametro RQD (descrito en el Aparta~o 6.3 del Capitulo 6), al ser indicati va el numero ?~ d iscontinuidades de Ia predisposicion a Ia alteracJO n. Tambien el valor de Ia velocidad sonica de las onda~, al atravesar el macizo indica su grado de alteracwn,
Permeabilidad y flujo de agua Las rocas, los suelos y el agua son los tres elementos naturales que constituyen el med io geologico. El agua flu ye a traves se suelos y rocas con mayor o menor velocidad. En funcion de que Ia roca tenga o no capacidad para transmitir agua, se denomina permeable o impermeable, dependiendo de su porosidad y de Ia interconexion entre los poros. La pe rmeabi lidad puede ser definida como Ia capacidad del medio rocoso para que el agua fluya a tntves de sus huecos 0 vacfos interconectados; se representa por el coeficiente de permeabilidad, que se expresa como una velocidad. Los valores normales para las rocas varfan de I m/d fa a 1 m/aii.o. La permeabilidad de Ia matriz rocosa es intergranular, y el agua se transmite' a traves de los poros y microfisuras interconectados de Ia roca, recibiendo el nombre de permeabilidad primaria. En los macizos rocosos el agua fluye a favor de las superficies de discontinuidad, y se define como permeabilidad secundaria. Por lo general, Ia permeabilidad de Ia matriz rocosa es despreciable con respecto a Ia del macizo rocoso frac turado. Una excepcion son las areniscas y otras rocas porosas, donde sf es posible el flujo de agua a traves de Ia matriz. Los macizos rocosos karstificados son los que presentan mayores valores de
permeabi lidad debido a Ia presencia de d iscontinuidades muy abiertas y cavidades producidas por la disolucion de los materiales carbonatados. En los macizos rocosos permeables se establece un nivel de agua bajo el cuallos poros y jo discontinuidades interconectados aparecen llenos de agua. La forma de esta superficie, el nivel freatico, suele adaptarse a Ia de la topograffa, aflorando e n puntos concretes condicionado por cambios litologicos o topograficos o por estructuras geologicas como las fallas. El nivel freatico puede fluctuar por lluvias intensas y continuadas, bombeos o extracciones y en periodos de sequfa. Una baja proporcion del agua de lluvia se infiltra en el terreno, y una pequeii.a prute de esta, si acaso, alcanza el nivel freatico. El agua subsupetficial aparece en condiciones de no confin amiento, pero a mayor profundidad Ia presencia de capas o estratos impermeables puede hacer de bruTera para el movimiento del agua hacia Ia superficie. En estos casos el agua apru·ece confinada, ejerciendo presion contra los matetiales impermeables. El flujo del agua en un macizo rocoso fractu rado depende de Ia abertura de las discontinuidades, que a su vez depende del esfuerzo normal ejercido sobre elias, y de su interconexi6n. Este esfuerzo aumenta con Ia profundidad, y a partir de un determinado nivel las disconti nuidades apru·ecen cetTadas, siendo Ia permeabilidad del macizo lade la matriz rocosa, o permeabilidad primaria. En el Aprutado 3.6 se incluyen algunos aspectos sobre Ia permeabilidad de los macizos rocosos. La Figura 3.18 presenta datos sobre la permeabilidad primaria y secundaria para diferentes tipos de rocas. La p ermeabilidad de Ia matriz rocosa se mide en ensayos de laboratorio, y Ia del macizo rocoso mediante Ia realizacion de ensayos in situ en sondeos (ver Capftulos 5 y 6).
Efectos sobre las propiedades de los macizos rocosos El agua, ·como «material» geologico, coexiste con las rocas e influye e n su comportami ento mecanico y en su respuesta ante las fuerzas aplicadas. Los efectos mas importantes son: -
-
Juega un papel importante en Ia resistencia de las rocas blandas y de los materi ales meteorizados. Reduce la resiste ncia de Ia matriz rocosa en rocas porosas. Rellena las di scontinuidades de los macizos rocosos e intluye en su resistencia. Las zonas alteradas y meteorizadas superficiales, las discontinuidades importantes y las fallas son caminos preferentes para el fl ujo del agua.
Ia estructura de los macizos. En materiales solubles como los carbonates o los yesos, se producen procesos de disoluci6n que dan Iugar· a Ia apertura de las discontinuidades y a Ia creacion de cavidades. En determinados tipos de rocas, como las blandas y ar·cillosas o arenoso-arcillosas, Ia presencia de agua
intersticial reduce sus propiedades resistentes, cohesivas y friccionales, y aumenta su deformabilidad. Tambien puede disrninuir las propiedades friccionales de las discontinuidades si estas aparecen alteradas o rellenas con materiales arcillosos.
Caliza y dolomia Granito Lutita Pizarra Esquisto
Tensiones y deformaciones en las rocas
Rocas metam6rficas Rocas volcfmicas Sai l ___----------------------------------~ Permeabilidad de
Arenisca Caliza y dolomia Granito alterado Lutitas
Alta
Wiiifill:l
Media
.
Valores de
perme~bilidad primaria y secundaria para rocas y maCJZos rocos
os (modificado de Isherwood, 1979;
en Hudson y Harnson, 2000)
_ -
Produce meteorizac!O n qufmica y ffsica en Ia matriz rocosa y en los macizos rocosos. Es un agente erosive. . Produce reacciones qufmicas que pueden dar Iugar a cambios en Ia composicion del agua.
La presencia de agua subtern"inea d_a Iugar a una tension o presion hidrostatica que se eJerc~ sob_re las - s con una magnitud igual en todas .las dtreccJOnes. toea. , . El agua puede afectar al comportmruento mec~mco · rocoso·. matnz rode los dos componentes deI mactzo , cosa y discontinuidades. El papel del _agua subterranea en las rocas es, en general, menos IO:portante q~e en los suelos a nivel intergranular, debtdo a Ia baJa ilidad de la matriz rocosa; pero en rocas popermeab . . . d l rosas como las areniscas se cumple el pnnctpto e a tension efectiva, y la presencia de agua reduce los es-
140
INGENIERIA GEOLOGICA
fuerzos nm·males actuando entre las partfcula~ minerates. La resistencia de la roca, por tanto, sera menor si esta se encuentra con los poros rellenos de ~gua. Con respecto a las discontinuidades, el agua eJerc~ una presion hidrostatica que reduce los esfuerzos nmmales entre las paredes de las mismas, reductendo su resistencia al corte. En ambos casos, el agua presente los poros o en las discontinuidades reduce Ia re~~stencia del macizo rocoso en su conjunto. Estos aspectos se tratan en los Apartados 3.4 y 3.5 correspondientes a Ia resistencia de Ia matriz rocosa y de las discontinuidades respectivamente. . Otro efecto del agua subterranea so~re los macJZos_ rocosos es Ia reduccion de resistencta causa~a pm erosion interna en materiales blandos y arctllosos, arrastrando los materiales finos y creando huecos en
La mecanica de solidos asume un comportamiento ideal de los materi ales: homogeneo, continuo, isotropo, lineal y el
-
La posicion de cada una de sus partes, definida por sus coordenadas. Las fuerzas que acruan entre y sobre las partes del sistema. La velocidad con que las partes cambian de posicion.
La diferencia entre dos estados mecanicos, por tanto, quedara definida por los desplazamientos, las deformaciones y los cambios en el estado tensional o de esfuerzos.
p"
=p + u
s
~ ~:~mpode
u
~\lmmi'"to
s
~~ W!!llffiQI Vector de desplazamiento y campo de desplazamientos.
El desplazamiento, u, es el cambio de posicion de una partfcula s, y queda definido por un vector u = p' - p. El campo de desplazamientos en un sistema sera homogeneo si los vectores de desplazamiento de cada partfcula son iguales en magnitud y direccion (Figura 3. 19). La deformacion, e, indica la variacion de longitud o espacio entre dos partfculas en dos estados mecanicos distintos, y se puede expresar como Ia relacion entre la variacion de longitud y Ia longitud inicial entre las partfculas: e = (I; - 9 /l; = l:!.l/1;. Este parametro es adimensional y compara situaciones en dos estados mecanicos diferentes. El estado tensional de un sistema es consecuencia de las fuerzas actuando sobre el. AI variar· las fuerzas, por tanto, varfa el estado de tensiones asociado a los pianos considerados. Las fuerzas son las responsables primeras del estado y comportarniento mecanico de un sistema. Sobre un cuerpo rocoso actuan dos tipos de fuerzas (Figura 3.20): la fuerza gravitatoria o volumetrica, F = mg (aunque g depende de la posicion del cuerpo en el campo gravitatorio tetTestre, se asume un valor constante g = 980 cm/s2 ) y las fuerzas superficiales, que son ejercidas sobre el cuerpo por los materiales que lo rodean, y actUan sobre las superficies de contacto en-
j
MEcANtCA DEROCAS
141
-
Fuerzas superficiales (presion atmosferica x area)
............ ~_
~-..
Fuerzas volumetricas resultantes del peso del material suprayacente
ja;
Y';
Plano
:
__.,.
:
Ox
...... ~:: -~-- -------~',
+
...........
',·Plano
Fuerzas superficiales
iji!lllfftjl Esfuerzos sobre un plano. Wii!fFf{•l
E n cada cara actua una componente normal y otra tangencial. Refiriendo el cuadrado a un sistema de ejes x, y, las compone ntes del esfuerzo sobre el plano x (perpendicular a l eje x) son cr, y 'xv• y sobre el plano y (perpendic ula r a! eje y) son crY y-'.v-•· Para el equili bria Ia res ultante de las fue rzas actuando en las direcciones x e y debe ser igual a cero. Ademas el equili bria rotaciona l requiere q ue los momentos sean ig ual a cero:
Fuerz.as actuando sabre un cuerpo rocoso.
(1)
'!
tre partes adyacentes del ~istet~a rocoso, s~ tran~mt ~ ten a c ualquier punta de l mten or del cuet, p~ , un eJem lo de estas ultimas son las fuerzas tecto mcas ~u~ se ~jercen sabre las rocas. Ambas f uerzas, _volumetnc~s y superfic iales, esu\n fntim at~~nte relac!Onada~ ~~1tt e sf, estando las segundas condtcton~das porIa dlstnbuc io n y variacio n espacial de l as pn_me ras. . . Las fuerzas superficiales se clast_ftcan e n com~r est vas (positivas) y distensivas o traccJOnales (negattvas), re presentadas respectivamente por vectores. apu~tando hacia dentro o hacia fuera del punta de apltcacton. La f uerza es una cantidad vector, re~res~J~tada por su , magnitud, direccion y sentido de apbcacwn. Si se considera un plano sabre e l qu~ act:ll a una fuerza, esta puede te ner cua~quier dire~ct6n ~01~ resecto al plano; si es per pend tcular al nusmo tectbe el ~ombre de fuerza normal, y si es par~lela fuerza tan-. gencial , de corte o de cizalla. La pnme ra puede set compresiva o distensiva, mientras que Ia_ segu ~da. no. p ·a las fuerzas ta ngenciales es necesan o defJrut un c~~wenio de signos: positivas si e l vector de fue~·za y su vector asociado sabre Ia otra cara del_plano tle_nen el sentido contrario a las aguj as del reloJ , y negatJvas , . en caso contrario (Fig ura 3.2 1). El efecto de una f ue rza depende del area total sobte Ia q ue se aplica, por lo que trabaj a_r con fue rzas no e~ adecuado para conocer su influenc Ja sabre e! co_J:1pot tamiento de Ia roca. Si Ia f ue rza total es IefeJtda al area A del plano sabre e l que ~ctu a, se ~xpresa c~t~o tension o esfuerzo, panlmetro mdependtente del area . . ' n· cr- F/A A mbos terminos se emplean · , d e ap Itcacto . 1 indistintamente en este capitulo . . La f uerza se mide en unidades de l_ stste ma SI o CGS, como newto n (N), dina, kilopo ndJO (kp), tonela; das fue rza (t); las unidades del esfuerzo son el kp/c m , ., . _ kN/ m2 0 kPa, MN/ m2 o M Pa, etc. El esfuerzo se define como Ia reaccwn m~etn a de un cue rpo a Ia aplicacio n de una fuerza o conJun~o d_e f ue rzas y es una cantidad q ue no se puede me~tr d trectam~nte, ya que el par·ametl:~ ffsico q ue se mtde es Ia fuerza. Si Ia fuerza actua untformeme~te en ~na su. . I esfuet·zo o te nsio n indica Ia mtensldad de pe r r1Cie, e ' En Ia terminologia geol6gica se utiliza esfuerzo como sin6nimo de tension.
@!i!ffl11
Convenio de signos para las fuerz.as tangenciales.
las fuerzas que act(J an sabre el plano .. Por tant~, a .f . de las flterzas carece de senttdo hablm de " • d 1 erencta esfuerzo actu ando sabre un punta. , . El esfuer zo no varia e n funcio n _d e l area cons_t?e_rada siempre que las fuerzas se dtstnbuyan umformemente sabre Ia supe rficie. Si las fuerz~s !10 s_e di stribuyen unifo rmemente , el esfue~·zo van a~~ pat a diferentes areas del plano. Si se constdera un mea 111fini tesimal M en e l interior de un cuerpo rocoso e_n ' l' b . l a JnaoJ1itud del esfuerzo resultante sa bre equt 1 no, '"' el area sera: '
cr
=
AF lim M - 0 M
'' '' ''' '' ''
dF
=-
dA
-
f',.F
C7--M
El esfuerzo sobt·e un plano queda completamente re presentado por el vector de esfuerzo, con magnitud ig ual a la relacio n entre Ia fuerza y e l area y direccio n paralela a Ia direccio n de Ia f uerza q ue actua sabre e l p lano (Fig ura 3.23). A I igual q ue las f uerzas, los esfuerzos compresivos son pos itivos, y los distensivos o traccio nales son negativos . El esfuerzo, como c ualqui er otro vector, puede ser desco mpuesto en sus componentes normal y tangencial, cr, y r, referidas a cualq ui er pla no, dependie ndo estas compone ntes de Ia o rientacio n del plano elegido . De igual modo e l esfuerzo puede ser desco mpuesto en dos componentes, cr_,. y cr", parale las a los ejes de un sistema de coordenadas ortogona les x, y.
Tensiones sobre un plano El estado de esfuerzos o tensio nes en un punto queda definido por las fue rzas por unidad de area re feridas a dos planos pe rpe ndic ul ares x, y, a traves de l punta. Si se asume un material continuo y homogeneo sometido a un c ampo de f uerzas uni fo rme y se considera un cuadrado de area infinitesimal en rep oso (Fig ura 3.24), los esfue rzos resultantes sobre las caras del cuadrado o, lo que es lo tnismo, las fuerzas por unidad de area ejercidas por e l materi al circundante sobre las caras de l cuadrado, debe n estar en eq uilibria.
jii!iiifflfJ
Y1 :
Como Ia f uerza es una cantidad vector, Ia_ ~xpresion anterior se puede escribir como Ia ecuacJOn de un vector:
AF dF 0:= lim - = M-·0
AA
dA
El esfuerzo es tambier~__una cantidad vector, al ser el producto de un vector, AF, por un escala~·, 1/M. La notaci6n 0: representa Ia magnitud y d treccton d_el vector. La notacion cr o !0:1 representa solo Ia magmtud, es el escalar de 0:. Los vectores de esfuerzo s~ puede n sumar vectorialmente si estan referidos al nusmo plano.
'xyo ''
: ryx
ax
Asf, e l estado de esfuerzos en dos dimensiones viene determin ado por tres componentes: cr_., crY, r ,y El estado de esfuerzos no depende de la orientacio n del sistema de ej es e legido, pero sus co mponentes sf. U na vez conocido e l estado de esfuerzos en un punto mediante sus compone ntes crx, cr,,, rn, pueden calcularse los esfuerzos sobre cua lq uier plano de o ri entac io n conocida que pase por e l punto. Si el estado de esfuerzos del plano se determina con refere nc ia a un sistema de ej es elegido arbi trariamente, los valores de las compone ntes normal y tangenc ial dependen'in de los ejes elegidos. La orientacion de c ualquier plano P de ntro del cuadrado puede especificarse mediante los cosenos de los a ng ul os que fo rma la normal al plano con los ejes x e y. Estos son los cosenos directores de Ia lfnea de lo ngitud uni taria normal a P, l = cos a y m = cos {J (Fig ura 3.25). D icho de otra for ma, los cosenos directores de c ualquier lfnea q ue pase por el origen de l sistema de ejes considerado son las coordenadas de un punta situado sobre Ia line a a una dista ncia uni taria del origen. Para la normal a un p lano parale lo a! ej e x, los cosenos directores sen1n l = 0 y m = 1. • CALCULO DE LAS COMPONENTES x E y DEL ESFUERZO SOBRE UN PLANO
Si se considera un plano AB cuya norm al OP esta inc linada Yn ang ulo () con respecto a l ej e Ox, las compo nentes P... y Py del vector p , pa rale lo a OP, pueden determinarse considerando e l equilibria del area triangular OA B, para el que Ia suma de las fuerzas actuando e n c ualquier direccio n debe ser cero. Las ec uaciones de equilibria de fuerzas son (Fig ura 3.26):
p,AB = cr_pB
--- ---------- --~
p ,AB
+ r-",OA
= cr_,AB cos 0 + ry_,AB sen ()
Px = cr_,cos ()
+ '.vx sen 0
De igual modo e n Ia direcci6n y:
lif@ift{l Componentes del estado de esfuerzos en dos dimensiones.
En c ualquier punto sometido a esfuerzos, se pueden encontrar tres pianos ortogonales entre sf en los que los esfuerzos tangenciales son nulos; estos pianos se denomina n pianos principales de esfuerzo, y los esfuerzos nmmales que actuan sobre ellos son las tensiones principales. La mayor de las tres te nsiones es r; 1, la intermed ia es r;2 y la menor es r; 3 : r; 1 > r; 2 > r;3 • S uponie ndo que solo existieran esfuerzos debidos a las fuerzas gravitatorias sabre un punto, el plano horizontal y todos los pianos verticales que pasan por ese punto serfa n pianos
princ ipales de esfuerzo. Si a, = a 2 = a 3 e l estado de tensiones se de no mina is6tropo o hidrostatico, como e l que presentan los fluidos. T odas las paredes de excavacio nes superficiales y subterni neas q ue se autosoporta n son pianos principales de tensiones, sobre las q ue no actuan esfue rzos tangenciales. Contrariamente a lo que ocurre con los esfuerzos tangenc ia les, no exis te ninguna orientaci6 n en el espacio para la que los esfuerzos normales sean nulos; d icho de otra forma, !a suma de las tensiones ptincipales siempre tiene e l mi smo valor: a 1 + a 2 + a 3 = constante .
• CALCULO DE LOS ESFUERZOS NORMAL VTANGENCIAL ACTUANDO SOBRE UN PLANO
Si se establecen las ecuaciones del equilibria pma La . . 3 26 en funci6n de los esfue rzos normal y _tanF tg ura · AB ·ttr de . I a y < actuando sobre el p1ano , a par genc ta , " ' . ( 1), (2) y (3), se tie ne :
(4) = ax cos2 8 + 2<.\)' sen 8 co s 8 + ay sen2 0 = (a + aY) + 12 (a ·'. - a). cos 28 + 1:.,), sen 2 8 an 12 x
all
(a y - a) sen 8 cos 8 + 1:_,)cos2 8 - sen2 8)
1:
=
1:
= Ha-" - a)
sen 28
+
L as . expresiones anteriores dan los valores de los esfuerzos normal y tangencial so_b;·e c ualqUJer pl~no . 0 (punta de aplicacJOn de los esfuetzos que pase pOI , J 8 ax, a,,, T,J''
Si los esfuerzos principales a' y a3 son paralelos _a los ejes x e y respectivam~n~e, a partir de las ecuacJOnes (2) y (3) se puede escnbtr:
p_,AB
= a 1AB cos 8
P./18
= a 3AB sen8
y
E n fun ci6n de los cosenos directo res l y m de ~a lfnea OP de Ia Figura 3 .2 6 las expresiones antenores que dan (para
Cl.
= 8y~=
90- 8):
y . . · Las componentes x Estas expres!Ones propmc JO_nan . n e y del e sfuerzo sobre cu alq mer plano, _s ten~? l y ' los cosenos directores y coincidiendo_la du·eccJOn de~~ y a 3 con las de los ejes x e y respecttvamente. Como.
f + m2 = 1
Com ponentes de tensiones referidas a un sistem a de ejes x. y , z y componentes de las tensiones principales.
(5)
p(!li!fif14 Esfuerzos sobre un plano. Plano
se obtiene Ia ecuac i6 n de una elipse:
p:fcli + P~fclj = I . ·1- 1y 1;;31respectivasiendo los radtos mayor y menm a' . do los eJ·es mayor y me nor paralelos a los mente y sten 1 1· ejes x e y (F igura 3 .27). C ualquier punt~ de a e tpse tie ne coordenadas x e y iguales en '?agmtud a Px y p-", y cualquie r vector radio desde el ongen al punto es un vector de esfuerzo p. . b.d. La elipse representa el e stado de esfuerzos_ t t me nsional en un punto para el plano que contte~e/ los esfuerzos princ ipales. Sobre cad~ uno de losem ~~ nitos pianos perpendic ulares a Ia ehpse que pa~ p el punto central, act(tan un par de esfuerzos pat ale los , ,. y r; oblicuame nte al plano, Y que y opuest O S val> bn' I y ueden ser descompuestos en compone ntes norma i angencial. U nicamente sobre los dos pianos perpen. · 1 r; y a (los pladic ul ares a los esfuerzos pnnc tpa es ' 3 d . . l de esfuerzos) no actuan esfuerzos e nos pnnc tpa es ' . s componente tan gencial. E l dibujo de todos estos pate de esfuerzos forma Ia elipse; de ellos, los dos que presentan mayor y menor magnitud son los esfuerzos principales a , Y a3.
liJ!IiifffD Elipse de esfuer zos. • CALCULO DE LAS COMPONENTES rJ n V 1: A PARTIR DE rJ 1 Y r;3
Conocida Ia magnitud y direcci6n de las tensiones principales r; 1 y r;, se pueden calcular los esfuerzos normal y tangenc ial paw cualquier plano dad a su orientaci6n. Para dos dimensiones, el equilibria de fuerzas para el plano de Ia Figura 3.28 se establece:
= = oA =
rJ,,A
(J I
e
cos A cos
3
sen 8 A sen 8
=
e + r; A sen 0 sen 8 A cos e - a cos 8 A sen e
r; 1A cos (J I
e+ a
2
2
• CiRCULO DE MOHR
3
3
Por relacio nes trigono metricas:
an
=
~ ( (J 1 +
(J 3)
+~(
(J 1
-
<13) COS
28
Las ecuaciones (6) y (7) propo rcionan una descripc i6n completa del estado de esfuerzos sabre un plano conocido el ang ulo 8 y los esfuerzos princ ipales. El maxi mo esfuerzo tangencial es (r; 1 - r;3)/ 2, y ocurre sobre secciones a 45° de los pianos princ ipales. Los maximos esfuerzos normales y los max imos esfuerzos tangenciales se ejercen sobre secciones a 45° una de otra.
(6) (7)
Las ecuaciones (6) y (7) co rresponden a un cfTc ulo . Esta representaci6 n grafica del estado de esfuerzos en un punto recibe el no mbre de cu:culo de MohT (Fig ura 3.29) . Las intersecciones de l cfrculo con el eje r;" son los esfuezos principales r; 1 y r;3 • El radio del drculo
J
MECANICA DE ROCAS
144
INGENIERiA GEOL6GICA
145
I
''
- +-
'
Plano de 1~rea A
' ---------------+: .:___/ f)
\
' ' ''
an== 'h (a1 + a3) + 'h (a1- a3) cos 2() t
==
y, (a1 - a3)
1
sen 2()
Com presion uniaxial 01 > 0 ; 03 0
Esfuerzo hidrostatico 01 = 03 > 0
;e
=
Esfuerzo de cizalla puro
Com presion general 01 > 03 > 0
Tracci6n uniaxial 03 < 0; 01 =0
01
= --<73
'
QJ!!i!fffll Circulos de Mohr para distintos estados de esfuerzos
jit!ii!ff'1\J Tensiones tangencial y normal actuando sobre un plano cualquier plano; igualmente a pcutir de a, y -r: puede · · ' d los esfuerzos obtenerse \a magn itud y dtrecciOn e principales (Figura 3.30). . . El circulo de Mohr permlte representat eli fe rentes estados de esfuerzos, como se indica en Ia Figura 3.3 1. • EFECTO DE LA PRESION INTERSTICIAL
E l agua ejerce un esfuerzo hidrost~tico, u, de}gl~al magn itud en todas \as direcciones. St el agua est<~ ptesente en Ia roca, este esfuerzo contrarresta Ia componente normal del esfuerzo pero no tiene efecto so~re Ia componente tangencial. Asi, el esfuerzo .~fectiv~ actuando perpenclicularmente a un plano seJa el e fuerzo total menos el esfuerzo u:
jit!iiiffkH Cfrculo de Mohr.
a;, = a,to ta\ representa el maximo valor del esfuerzo tangenc ial ·r. C ualquier pun to del cfrculo representa el estado ,d: esfuerzos sobre un plano cuya normal fo rma un an"'ulo con \a direcci6n del esfuerzo principal mayor a,. A partir del dibujo, dados los esfuerzos a' y a3 se pu~ den calcu\ar graficamente los val ores de a, y -r: pat a
(Jngun
= a, - Ll
En e\ cliagrama de Mohr este efecto se ref~eja en un desplazamiento hacia Ia izquierda de los ctrculo.s de esfuerzo, en una longitud igual al valor del esfuei zo o presion intersticial u (Recuadro 3.5).
e
Sus componentes normal y tangencial sobre el plano que contiene al punto quedan definidas por:
Tensiones en tres dimensiones Si en Iugar de un plano, en cuyo caso el esfuerzo quecia definido por un vector, se considera un punto situado en el interi or de un cuerpo rocoso, por el mismo pasan infinitos pianos de diferente orientaci6n. Si se detenninan los vectores esfuerzo para cada uno de los pianos quedara definido el estado de esfuerzos o estado tensional en el pu nto, que queda representado por un tensor de segundo arden. Dicho de otro modo, Ia cuantificaci6n del estado de esfuerzos en un punto se lleva a cabo definiendo su estado de esfuerzos, esto es, defini endo las fuerzas por unidad de area que actuan sobre tres pianos ortogonales a traves del punto. El estado de esfuerzos no se ve alterado por Ia elecci6 n del sistema de ejes de referencia, pero sf sus componentes. Si se considera un area infinitesimal M alrededor de un punto 0 en el interior de un macizo rocoso en equilibria, y !J.F es Ia fuerza resultante que actua sabre el plano (Figura 3.32), la magnitud del esfuerzo resultante sobre el punto 0 , o del vector de esfuerzo, aR se define:
(JR
= lim
M ~o
Ox
'~Q
y:
-o
't'
A A
L1.t1
= lilll
!J.T A A
M ~o L1.t1
aYY' 0 yx
y
0 )'Z
azz,
y
'ZJ'
t~,.
Oyy
' ' Ox
'
: 'zy
. () 'xy
ryx
M
!J.N
indicando el primer subindice la direcci6n de Ia normal al plano (o el plano sabre el que actua Ia componente), y el segundo la dil'ecci6n de actuaci6n de Ia componente de esfu erzo. Similarmente, para las otras dos direcciones, y, z, las componentes del esfuerzo actuando sobre los pianos normales a las mismas son:
A A L1.t1
/'a 3
= Jim
Si Ia norm al a la superficie M esta orientada paralela a uno de los ejes, por ejemplo al eje x, las componentes de esfuerzo que actuan sabre esta superficie pueden ser referidas a los ejes x, y, z. Mientras que el esfuerzo normal queda definido de una forma evidente, el esfuerzo tangencial no, al no coincidir por lo general con Ia direcci6n de ninguno de los ejes, siendo necesario referirlo a dos componentes. Asf, el esfuerzo sobre el plano considerado viene dado por tres componentes:
!J.F
Oy
ryx
a11
f!1'
''
z
:
'l'zx
'l'xz
,/----------- ---
' '
------X
/'Gzz
Oy
z
ll@lillQQ
Representaci6n graftca mediante el cir culo de Mohr de los esfuerzos actuando sabre el
... JMili.ill••iiliiiAiil
plano vertical de Ia ngura de Ia derecha.
mijiffftj Tensiones en tres dimensiones.
J
MEcANICA DE ROCAS
146
INGENIERiA GEOLOGICA
147
La matriz de esfuerzo con las nueve componentes queda definida por:
Metodos graficos y analiticos para el calculo de las tensiones tangencial
y normal sobre un plano a1
~
250 kg/cm
Ii
MCtodo a)
2
El estado de esfuerzos en un punto queda definido por nueve componentes de esfuerzo independientes, 3 normales y 6 tangenciales. Si se considera el equilibria del cubo de la Figura 3.32, debe cumplirse que: y
1
Plano
----
{} i
_;. ---(j
por lo que unicamente son necesarias seis componentes de esfuerzo para conocer el estado de esfuerzos en un punto:
..__ a3
~
Wll!fffi' Elipsoide de t ensiones. y como:
{} = 60°
t
se obtiene:
t A cos 60° a1
2
a 0 = a 3 sen {}+a 1 cos
El tensor de esfuerzos correspondiente a los esfuerzos principales es:
2 {} 2
a = 50 sen2 60 + 250 cos 60 n
~.,
an = 37,5 + 62,5 = 100 kg/cffi! r (a - a3 ) se n 6 cos 6 1 r = 250 sen 60 cos 60 - 50 sen 60 cos 60
7: ---- - -- - ----- - --------
=
r
a'l
=
(J 1 toli.ll -
Si existe presi6n de fluidos, u, el tensor queda modificado unicamente en sus componentes normales, ya que la presi6n hidrostatica no actua sobre las componentes tangenciales; los tensores de esfuerzos para los casos de existencia de componentes tangenciales 0 esfuerzos principales seran:
(J agua
Metodo b) Construcci6n grafica del d rculo de Mohr y medida di-
a;, =
recta: a = 100 kg/cm2
a,total -
O"agua
2
y
• = 86,6 kgjcm
S -1 a agUit
II
= 20 kpjcm2 : [a ] =
2
a'1 = 230 kpjcm
Metodo c)
a~
A partir de las expresiones:
a,= • =
Ha + a + Ha 3
1
Ha
~
=108,25-21,65 =86,6 kg/cm2
1
-
)
1
a )sen 28 = 3
a )cos28
-
= 100 kgjcm
3
2
a'II
["n-r>'·'
•.ry
U
'tz.,
= 30 kpjcm2
[a] = [ " ~~-
= 80 kp/cm2
'"
]
ayy - U '!.vz au - u -r,y 0
u a2- u 0
.,U
2
86,6 kg/cm
Si exjste presion de fluidos en los po~·os de la roca, este f!uido soporta parte del esfuerzo aplicado para conseguir Ia rotura. El esfuerzo «ef~cti v~» que . sopo~tan las partfculas s6lidas de Ia roca sera Ia d~ferencw entre el total aplicado y el soportado por el f!utdo:
Los tres pianos que aparecen cortados en el elipsoide de Ia Figura 3.33 son los pianos principales de esfuerzo. Si se consideran los pianos que contienen a los esfuerzos a 1 y a 2 y a los esfuerzos a 1 y a 3, respectivamente, se tienen las dos elipses que representan el estado de esfuerzos en cualquier plano perpendicular a Ia elipse considerada. Los diferentes estados de esfuerzos pueden definirse por Ia forma del elipsoide o por los valores relatives de los esfuerzos actuando sobre un punto en el centro del mismo: Forma del elipsoide
Valor relative de esfuerzos
Uniaxial: a 1 # 0; a 2 = a 3 = 0 Biaxial: a 1 ¥- 0; a 3 # 0; a 2 = 0 Triaxial: a 1 # 0; a 2 # 0; a 3 # 0
Axial: a 1 > a 2 = a 3 Poliaxial: a 1 ¥- a 2 ¥- a 3 Hidrostatico: a 1 = a 2 = a3 ¥- 0
El esfuerzo hidrostatico quedara representado por una esfera. La Figura 3.34 representa estos estados de esfuerzo. en probetas de laboratorio.
El estado tridimensional de tensiones en un punto queda representado por un elipsoide. De igual forma que se han deducido anteriormente las ecuaciones de Ia elipse de esfuerzos para dos dimensiones, si se consideran los esfuerzos principales a 1, a2 y a 3 paralelos a los ejes x, y, z, se puede escribir: l
=
pxfal, m
= Py!a2, n = P,fa3
Las tensiones o esfuerzos generados por Ia aplicaci6n de las fuerzas pueden producir deformaciones y roturas en las rocas dependiendo de Ia resistencia de las mismas y de otras condiciones extrfnsecas al propio material rocoso. La deformaci6n indica el cambia en Ia forma o configuraci6n de un cuerpo, correspondiendose con los desplazamientos que sufre Ia roca al soportar la
~ 148
INGENIERiA GEOL6GICA
MECANICA DE ROCAS
149
a1
a1
a1
0 0 a1
a1
Compresi6n triaxial
Compresi6n biaxial
Tracci6n uniaxial
Compresi6n uniaxial
Compresi6n poliaxial a1
a1
a3
0
a3
a3 a2
0 a1
(11
a3 a2 a3 a2
w
a2
a3
a1
QI!II'FffU Diferentes estados de t ensiones aplicados a probetas de laboratorio. carga. Ante Ia dificultad de medir desplazamientos muy pequenos, Ia deformaci6n se expres_a _c~mparan do el estado deformado con respecto al llliCial Y_. ~or tanto no tiene unidades. Anteriormente se ha defm1do Ia deformaci6n longitudinal o elongaci6n, e, como Ia variaci6n de longitud entre dos partfculas en dos estados mecanicos diferentes, expresada como:
La deformaci6n volumetrica o dilataci6n es Ia relacion entre el cambia de volumen de un cuerpo Y su volumen inicial:
Mientras que el esfuerzo indica una condicion d~ Ia roca en un instante y depende de las fuerzas apl~ca das Ia deformaci6n compara condiciones en dos Instan~es , y concierne unicamente a Ia configuraci6n de los cuerpos.
Wii!fff~j Curva completa tensi6n-deformaci~n con _los valores correspondientes a Ia res1stenc1a de p1co Y a Ia resistencia residual.
La resistencia se define como el esfuerzo que Ia roca puede soportar para unas ciertas condiciones de deformaci6n. La resistencia de pico, O",, es el esfuerzo maximo que se puede alcanzar (Figura 3.35) . Se pr~ duce para una cierta deformacio~ a Ia ~ue s~ denomlna deformaci6n de pico. La resJstencJa residual, rJ,., es el valor al que cae Ia resistencia de algunas 1:ocas para deformaciones elevadas. ~e produce despues de sobrepasar Ia resistencia de p1co. En los proble~as que se plantean en ingenierfa geologica,_ cono~er s1 l_a roca se va a deformar sin alcanzar la res1stenc1a de pico 0 se va a superar este umbra!, y por lo tanto se _v~ _a alcanzar Ja resistencia residual, es un aspecto d1f1C11 de analizar y de importantes consecuencias practicas. En condiciones naturales, la resistencia depende de las propiedades intrfnsecas de la roca, cohesion y angulo de friccion , y de otros factores ~xternos con:o Ia magnitud de los esfuerzos que se eJercen, los c1clos de carga y descarga o la presencia de ~g~a. ~or_ este motive, Ia resistencia no es un valor umco mtnnseco de Ja roca, y de aquf el interes en conocer su ~a~or y sus rangos de variaci6n para deterrninadas condiCIOnes de los materiales rocosos. La resistencia compresiva es la propiedad mas caracterfstica y frecuentemente medida en 1~ matriz rocosa, por la facilidad de obtenci6n ~e test1 gos Y d~ su ensayo en laboratorio. Por el contrano, en lo_s mac1zos rocosos su determinacion no es directa, deb1endo realizarse por medio de criterios empfricos. Para una determinada carga o fuerza, los esfuerzos generados superan Ia resist~ncia ~e.l materi~l rocoso: se alcanzan deformaciones madrms1bles y t1ene lugm Ia rotura del mismo. La rotura es un fenomeno que se produce cuando la roca no puede soportar las fuerzas aplicadas, _alcanzando el esfuerzo un valor maximo correspond1ente a la resistencia de pico del material. Aunq~te_ ~eneral mente se supone que Ia rotura ocurre o se m_1c1a ~~- alcanzarse Ia resistencia de pico, esto es una simphficacion que no siempre ocurre. Tamp_o~o. Ia rotura de la roca tiene por que coincidir con el llllCIO de Ia genera-
cion de los pianos de fractura. La fractura es Ia formacion de pianos de separacion en Ia roca, rompiendose los enlaces de las partfculas para crear nuevas superficies. Se pierden las fuerzas cohesivas y permanecen unicamente las friccionales. En funci6n de la resistencia de la roca y de las relaciones entre los esfuerzos aplicados y las deformaciones producidas, la rotura puede responder a diferentes modelos: rotura fnigil (instant<\nea y violenta) o rotura ductil (progresiva). Estos conceptos se desanollan mas adelante en este apartado. El fenomeno de la rotura va acompanado de la generaci6n de pianos de fractura a traves de la roca, cuya direccio n depende de:
n01·males variables, rompiendose por la zona donde se acumulan las tracciones. Esta situacion se produce, por ejemplo, en los dinteles de las galerfas subtem\neas, o en el techo de una cavidad carstica (Figura 3.36b)).
La direccion de aplicacion de las fuerzas. Las anisotropfas presentes en el material rocoso a nivel microscopico (orientacion preferente de minerales, presencia de microfisuras orientadas) o macrosc6pico (superficies de esquistosidad o laminacion). A escala de macizo rocoso fracturado, la rotura puede ocurrir a traves de la matriz rocosa o a favor de discontinuidades preexistentes, siendo tambien posible la creacion de pianos de rotura mixtos.
Mecanismos de rotura El proceso de rotura de las rocas es muy variado y complejo, englobando varios tipos de fenomenos de manera conjunta e intervinienclo multiples factores. El analisis de Ia rotura en rocas es mas complejo que en suelos. A continuacion se desc1iben los distintos mecanismos de rotura en el medio rocoso, ilustrandolos con algunos ejemplos a nivel de macizo rocoso (Figura 3.36):
Arenisca b) Rotura par flexion de Ia clave de una galerfa.
Rotura por esfuerzo cortante. Se produce cuando una determinacla superficie de Ia roca esta sometida a esfuerzos de corte suficientemente altos como para que una cara de Ia superficie deslice con respecto a la otra. Son ejemplos las roturas a favor de discontinuidades en taludes de macizos rocosos o en los techos de galerias sobre hastiales rfgidos (Figura 3.36a)). Es el caso mas habitual de rotura y el mas importante. Rotura por cornpresi6il. Tiene Iugar cuando Ia roca sufre esfuerzos a compresi6n. Microscopicamente se producen grietas de traccion y pianos de c01te que progresan en el intelior de la roca. La situacion de compresion simple no es frecuente en la naturaleza o en las obras de ingenielia. Son ejemplos pr6ximos los pilares de soporte en una excavacion minera o los pilares de sostenimiento de desmontes en voladizo (Figura 3.37). Rotura por flexion. Se produce cuando una seccion de Ia roca esta sometida a momentos flectores. En realidad Ia seccion esta sometida a unas tensiones
c) Tramos de las superficies de discontinuidad sometidos a traccion simple.
Qt!lllfff@l Mecanismos de r otura.
J
MECANICA DE ROCAS
150
INGENIERIA GEOL6GICA
151
-
"j
El comportamiento antes de Jlegar a La rotura. La forma en que se produce Ia rotura. El comportamiento despues de Ia rotura.
ap
Su estudio se lleva a cabo a partir de ensayos de aplicacio n de fue rzas compresivas, en donde se registran las cm·vas esfuerzo-deformacion a lo largo de las diferentes etapas del proceso. Las rocas presentan relaciones no lineales entre las fuerzas aplicadas y las deformaciones producidas a partir de un determinado nivel de esfuerzos, obteniendose diferentes modelos de curvas rr-s para los distintos tipos de rocas. Si debido a La aplicacion de una carga sobre un cuerpo rocoso se supera su resistencia de pico (es decir, si La deformacion aumenta mas alia de Ia deformacion de pico) puede ocurrir:
Ul!liifffA Rotura a compresi6n de un pilar e~ ~na iglesia paleocristiana excavada en tobas volcamcas. Capadoccia, Turquia (foto M. Ferrer).
Rotura por traccion. Este tipo de rotura se produce cuando la disposicion y jo estructura del macizo rocoso hace que una cierta seccion de Ia roca este sometida a una traccion pura o casi pura. En la realidad son situaciones diffciles de producirse. Un ejemplo puede ser el estado traccional que se genera en algunos tramos de Ia supetficie de rotura de un talud (Figura 3.36c)). Rotura por colapso. Una rotura por colapso mecanico se produce bajo condiciones de compresion isotropica, es decir, cuando el material recibe compresiones en todas las direcciones del espacio. La estructura de Ia roca se rompe, transformandose en un material pulvurulento, tipo suelo. Es un caso particular de Ia rotura por compresion. Se produce en rocas muy porosas, tal.e s como rocas volcanicas de baja densidad o areniscas cementadas tipo creta. Las rocas densas bajo compresion isotropica pueden colapsar tambien bajo compresiones muy elevadas por cambios en su estructura interna.
Relaciones tensi6n-deformaci6n en las rocas El comportamiento tension-deformacion, o esfuerzo-deformacion, de un cuerpo viene definido por la relacion entre los esfuerzos aplicados y las deformaciones producidas, y hace refe rencia a como s.e va deformando y como va variando e l comportamtento del material rocoso a lo largo de La aplicacion de Ia carga, o dicho de otro modo, como varfa La resistencia del materi al para determinados ni veles de deformacio nes:
-
La resistencia de Ia roca disminuye dn\sticamente incluso hasta alcanzar un valor proximo a cera. Es el caso de un comportamiento fn1gil (curva 1 de Ia Figura 3.38) como el que presenta, por ejemplo, el vidrio. Este compor~a miento es tfpico de rocas duras con alta reststencia. La fractura fragil implica una perdida casi instantanea de La resistencia de Ia roca a traves de un plano sin ninguna o muy poca deformacion plastica. La resistencia de Ia roca decrece hasta un cierto valor despues de haberse alcanzado defonnaciones importantes. Es e] caso de un comportamiento fragil-diictil o parcialmente fragil (curva 2, Figura 3.38), como el que presentan las discontinuidades rocosas o materiales arcillosos sobreconsolidados. - La deformacion sigue aumentando sin que se pierda Ia resistencia (esto es, la resistencia se mantiene constante despues de grandes deformaciones). Es el caso de un comportamiento ductil (curva 3, Figura 3.38), que presentan detenninados tipos de materi ales blandos como las sales.
En el comportamiento ductil Ia resistencia de pico y Ia residual son iguales. La deformacion q~e se P.r ?duce, sin perdida de resistencia, se llama deformacwn ductil. El comportamiento fragil se caracteriza por presentar diferencias importantes et:tre La res~stenc~a de pi co y Ia residual, y, al ser la catda de reststen~;a brusca, apenas existe diferencia entre La deformacton de pico y La deformacion correspondiente a Ia resistencia residual. Si se ensaya en el laboratorio una probeta de roca sin confinar mediante Ia ap\.icacion gradual de una fuerza axial, se va produciendo un deformacion axial que puede ser medida mediante Ia instalacion de comparadores en Ia probeta. El registro de los esf~erz~s Y de las deformaciones correspondientes penrute dtbu-
r---------,,\
a, .·------- -------- -
........-.,===-
2. Comportamiento fragil-ductil.
1. Comportamiento fragil.
- - - Modelo te6rico Curvas reales
aP
3. Comportamiento ductil.
=resistencia de pico
a,= resistencia residual
iilf!i!fff!:l Modelos de comportamiento tensi6n-deformaci6n. jar Ia curva esfuerzo-deformacion del ensayo (Fig ura 3.39). La rama ascendente de Ia curva, antes de alcanzar Ia resistencia de pico, presenta un comportamiento lineal o elastica para Ia mayor parte de las rocas. En el campo elastica, Ia deformacion es proporctOnal al esfuerzo y se cumple Ia relacion:
donde E es Ia constante de proporcionalidad conocida como modulo de Young o modulo de elasticidad, rr es el esfuerzo y s,x es Ia deformacion axi al (en Ia misma direccion que Ia fuerza aplicada).
ap -- --- - -~ ---- ·
~u
''' '' ''
!
liax
ro
~
Q)
> (j) c
Deformaci6n axial, eax
g c
e
·o '13 ro
~I
ax
=-
I;
§ .EQ)
a
l!!@ifijl Curvas tensi6n-deformaci6n obtenidas del ensayo de compresi6n uniaxial.
Existe otra constante que define, junto con el valor de E, el comportamiento eh'istico del material rocoso ' llamada coeficiente de Poisson:
donde e, es la deformacion transversal de Ia probeta de roca ensayada. El metodo para obtener ambas constantes el<'isticas a partir del ensayo de resistencia uniaxial se describe en el Apartado 3.4. En el campo de deformaciones elasticas si se retira Ia fuerza ap licada se recuperan las deformaciones, volviendo Ia probeta a su configuracio n inicial (Figura 3.40). A partir de un determinado ni vel de deformaciones, Ia roca no puede mantener el comportamiento elastica, llegandose a un punto en el que comienzan a produciJse deformaciones d(tctiles o plasticas, donde se abandona Ia relacion lineal entre el esfuerzo y Ia deformacion. Este punto, que se refleja en una .inflex ion de Ia curva esfuerzo-deformacion, recibe el nombre de limite de elasticidad (yield point), y Ia resistencia correspondi ente se denota como rr)' (no confundtr con Ia componente normal del esfuerzo segun el eje y, rr.vy). A partir de este punto, Ia roca puede todavfa mantener def ormaciones importantes antes de llegar al limite de su resistencia. En rocas fragiles, los valores de rrY y rr1, estan muy proximos o coinciden, lo que no ocune en el caso de rocas con comportamiento ductil (Figura 3.40). La diferencia entre ambos valores es muy importante en el estudio del comportamiento de algunos tipos de rocas, ya que indica Ia capacidad de Ia roca para seguir soportando cargas una vez superado su lfmite elastica y antes de alcanzar deformaciones inadmisibles.
J
MECANICA DE RDCAS
1SZ
INGENIERiA GEOL6GICA
153
b) Plastico.
a
a) Elastica.
a
Modelos de comportamiento tensi6n-deformaci6n en las rocas ap
Gy
- - - - -- - ------ ----- •
--- - -- - --- •
El comportamiento de las rocas puede clasificarse de una forma general y simplificada, en: '
''
'' '
'
jl
:
:
:
'
'
-
/// /,/
-
__
,'
e =0
,''
Deformaci6n e
Deformaci6n e
-
e permanente
Fragil, con deformaciones elasticas; tfpico de rocas duras y resistentes. ~ragil-ductil, con deformaciones elasticas Y plastlc~s no recuperables; tfpico de rocas blandas poco res1stentes. Ductil, con deformaciones plasticas predominantes (permanentes); un ejemplo son las sales. Las rocas no presentan comportamientos ductiles puros.
Ul!!i'Ffl"l Modelo de cornportam iento elastica. con deformaciones recuperables una vez r etirada Ia carga. y plastico . con deformaciones permanentes al superarse el limit e de elasticidad. Una vez superado el limite de elasticidad, las deformaciones de Ia roca no se recuperan aunque se retire totalmente Ia carga aplicada. Conocer el valor de (JY y de las deformaciones asociadas a este esfuerzo es irnportante tambien para el disef\o de obras y estructuras en rocas blandas, en las que, para esfuerzos inferiores a la resistencia de pico, el material sufre deformaciones plasticas irrecuperables. A partir de este punto, un pequef\o incremento de Ia carga puede dar Iugar a Ia rotura progresiva definitiva del material. lncluso si la carga permanece constante, el paso del tiempo y los procesos de meteorizacion pueden ocasionar Ia perdida definitiva de Ia resistencia. El comportamiento elastico o plastico depende de las propiedades resistentes intrfnsecas de Ia roca y de las condiciones en las que se estan aplicando los esfuerzos (valor de las tensiones confinantes, temperatura, presencia de agua intersticial, etc.). El efecto de Ia presion confinante (J 3 sobre Ia roca puede hacer que su comportamiento varfe de fragil a ductil. E l valor de (J 3 para el que se produce esta variacion recibe el nombre de presion de transicion fnigil-ductil y a partir de ella roca se comporta plasticamente, deformandose sin que se incremente el esfuerzo. Esta presion de t:ransicion resulta muy elevacla para los rangos de esfuerzo que ti enen Iugar a las cotas habituates donde se realizan las obras de ingenierfa. Sin embargo, para algunas rocas como las arcillosas o las evaporiticas, esta presion es considerablemente baja ( < 20 MPa a temperatura ambiente; Goodman, 1989). Lo expuesto hasta aquf hace referencia a modelos de comportam.iento que se pueden reproducir en laboratorio, donde se estudia Ia respuesta deforrnacional de Ia roca de una forma «instantanea», es decir, Ia respuesta inmediata a unas condiciones de esfuerzo aplicadas.
+++
No se tiene en cuenta la influencia del factor tiempo en el comportam.iento de Ia roca bajo unas determinadas condiciones de esfuerzo o deformacion mantenidas a largo plazo. Sin embargo, determinados tipos de matetiales rocosos pueden presentar un compmtamiento reologico, sufriendo procesos tiempo-dependientes de fluencia o creep (aumento de las deformaciones bajo esfuerzos constantes) y de relajacion (disminucion de Ia resistencia bajo deformaciones constantes). Este aspecto es importante porque el material puede evolucionar, y llegar incluso a Ia rotura, a partir de unas condiciones constantes de carga o deformacion manten.idas a lo largo del tiempo. El ejemplo mas ilustrati vo de fluencia son las sales. En los procesos de creep el material se comporta de forma viscosa, es decir, con defonnaciones lentas y continuas tiempo dependientes, intluyendo tambien el contenido en humedad. Muchas rocas presentan un comportamiento viscoelastico al ser sometidas a esfuerzos, con deformaciones instantaneas (elasticas) y reologicas. En Ia Figura 3.41 se presenta un modelo teorico de
0
ttt
~sto~ _modelos de comportamiento se reflejan en ladefot macwn que sufren las probetas de matJ-iz rocosa al ser ~argada~ ~ en los mecan.ismos de rotura. Mientras que las wcas_ fragiles rompen a ~avor de pianos de rotura netos y' geneialmente, de forma mstantanea, los materiales ductiles lo h~cen _de fo rma progresiva y con mayores rangos de defm macJ6n, generandose numerosos pianos de fractura.
+++
+++
~ ttt
~ ttt
"1
_ __ _ _ __ _.e
e Comportamiento fragil. Deformaci6n elastica.
Comportamiento ductil. Deformaciones plasticas.
Curvas tension-deformacion de comportarn.iento fnigil ductil obt . con maquina rigida en lutitas carbonffera~ (F . . Gemda~ en ensayos de comprension simple euer Y onzalez de Vallejo, 199 1).
-ro
4
a.
e.c
3
·u; c
2
·O
\_
4 3
2
~
0
5
10
15
0
~ 5
10
15
Deformaci6n (10-3) Rotura
It
4
4
3
3
2
~~
2
Tiempo
1@!1\fflll Curva t iempo-deformaci6n correspondiente al proceso de
0
0 5
10
15
~ 5
10
15
creep o fluencia.
J
MECANICA DE ROCAS
154
INGENIERIA GEOL6GICA
155
curva de fluencia, donde se observan las distintas fases de la deformacion en funcion del tiempo. Al aplicar inicialmente Ia carga, se produce una deformacion elastica inmediata seguida por un creep primario (1), en el que la deformacion se desacelera con el tiempo (transient creep) si las condiciones permanecen constantes. En algunas rocas, la curva de creep primario puede evolucionar al llamado creep secundario (II), donde las deformaciones van aumentando y su rango llega a ser constante (steady state creep) . Si los esfuerzos actuantes son cercanos al de pico, el creep secundario puede pasar a creep terciatio (III), donde el rango de deformaciones se incrementa con el tiempo basta alcanzarse la rotura (accelerating creep). La fluencia se puede producir por mecanismos de microfisuracion o por flujo. Ademas de las sales, otros materiales tambien pueden presentar este tipo de comportamiento reologico y sufrir fluencia bajo condiciones de presion y jo temperatura elevadas mantenidas a lo largo de un tiempo dilatado, como ocune en minas y tuneles profundos. Las lutitas sobreconsolidadas o las pizarras metamorficas pueden sufrir deformaciones por creep a favor de los planos de debilidad, debido a consolidacion yfo deterioro al ser expuestas a condiciones ambientales diferentes. Las sales o las lutitas compactadas sufren procesos de creep sometidas a esfuerzos relativamente bajos, mientras otras rocas presentan viscosidad a altas temperaturas. Algunas rocas duras de baja porosidad y poco cementadas pueden igualmente presentar procesos de creep primario por microfisuracion.
Criterios de resistencia Como se ha indicado en parrafos anteriores, el comportamiento mecanico de los materiales rocosos depende principalmente de su resistencia y de las fuerzas aplicadas, que dan lugar a un deterrninado estado de esfuerzos. Este estado de esfuerzos queda definido por las tensiones principales que actuan: cr" 0'2 y a 3 . Dependiendo principalmente de Ia magnitud de estas tensiones, y tambien de su direcci6n, se produciran las deformaciones en las rocas y, en su caso, Ia rotura. Las rocas rompen en condiciones de esfuerzo diferencial, y a una detenninada relaci6n entre las tensiones principales conesponde un determinado nivel de deformaciones. Si se conocen estas relaciones se podra predecir el comportamiento del material para un estado de esfuerzos deterrninado. En realidad, esta predicci6n del compmtamiento solo se podrfa realizar si las rocas y los macizos rocosos fueran isotropos y homogeneos. Pero incluso las rocas que parecen mas homogeneas e is6tropas, como
156
INGENIERIA GEOLOGICA
de~iniclo~
los granites, presentan vruiabilidad en sus propiedades fisicas y mecanicas. La ley de comportamiento de un material se define como la relacion entre los componentes del esfuerzo que indica el estado de deformaciones que sufre el material. Es un concepto mas amplio que el de criterio de rotura o de resistencia, ya que hace referenda a las relaciones entre esfuerzos a lo largo de todo el proceso de deformacion del material rocoso. En teorfa, una ley de comportamiento deberfa ser-
Estado de tensiones "imposible"
Estado de tensiones posible
vir para predecir: -
El valor de la resistencia de pico del material. La resistencia residual. La resistencia del lfmite de elasticidad. El inicio de Ia generaci6n de Ia fractura. Las deformaciones sufridas por el material. La energfa del proceso de rotura y deformaci6n.
Ante Ia practica imposibilidad de obtener las !eyes que rigen el comportarniento, Ia resistencia y Ia rotura de los materiales rocosos especificos (tanto de Ia matriz rocosa como de los macizos rocosos), se emplean una serie de criterios de rotura o de resistencia, obtenidos empfricamente a partir de experiencias y ensayos de laboratorio. Estos criterios son expresiones matematicas que representan modelos simples que permiten estimar Ia resistencia del material en base a los esfuerzos aplicados y a sus propiedades resistentes, y predecir cuando ocurre Ia rotura:
Qi!ii!ffltJ Representaci6n grafica de un criteria de rotura general en dos dimensiones.
.Ad.emas de referirse a los esfuerzos principales, los cntenos de resistencia pueden ser desarrollados en terminos de los esfuerzos normal y tangencial actuando sobre un plano (Figura 3.42): 0
• =
f(a,, K,)
~I hecho. de que el esfuerzo intermedio a 2 tenga poca mfluencw con respecto al esfuerzo mfnirno a en la . . • 3 res.tstencJa de ptco de los materiales, hace que los critenos en general se expresen en Ia forma:
al
= f(a3)
~ado
donde a , a2, a 3 son los esfuerzos principales en las 1 tres direcciones de espacio y K 1 es un conjunto de parametres representatives de las rocas. Asf, un criterio de resistencia de pico es una expresi6n que proporciona Ia combinaci6n entre los componentes del esfuerzo para la que se alcanza la resistencia de pico del material, y un criterio de plastiddad o de Hmite de elasticidad es Ia relaci6n entre los componentes de esfuerzo que se satisface al inicio de las deformaciones permanentes. Los criterios de rotura se establecen en funci6n de los esfuerzos 0 tensiones porque estos son mas faciles e inmediatos de medir que otros parametres, como Ia deformacion o Ia cantidad de energfa de deformaci6n que se va liberando a lo largo del proceso de carga; pero si estas cantidades pueden medirse, los criterios podrlan tambien establecerse en funci6n de ellas:
que el esfuerzo efectivo controla el comporde las rocas porosas, los ~ntenos de resistencia o rotura deberfan ser establecidos en terrninos de esfuerzos efectivos. . De los criterios que consideran Ia resistencia de plCO del material, el mas extendido en mecanica de rocas es ~I criterio de rotura lineal propuesto por Coulomb a fmales del siglo xvm (Figura 3.43): tamte~to. esfuerzo-deformaci6n
t =
c
+a
11
tag ¢
?onde c es Ia cohesion y ¢ el angulo de resistencia mterna del material, pru·ametros del material rocoso
'
en el Apartado 3.4. Este criterio expresa la al corte a lo largo de un plano en un estado tnaxtal de tensiones, obteniendose Ia relacion lineal entre los esfuerzos normal y tangencial actuantes en el memento de Ia rotura. Las roca~, a diferencia de los suelos, presentan un co.mp.ortamJento mecanico no lineal, por lo que los c~·Iter~o~ de rotura lineales, a pesar de la ventaja de su Simplictdad, no. son muy adecuados en cuanto que pueden proporcwnar datos enoneos a la bora de evaJuru· el estado de deformaciones de Ia roca, sobre todo para estados tensionales bajos. El criterio de MohrCoulomb no se ajusta al comportamiento real de los materiales rocosos, tanto de Ia matriz rocosa como de los macizos rocosos y de las discontinuidades. Se ha com~robado experimentalmente que Ia resistencia del n:~d10 rocoso crece menos con el aumento de la preSIOn normal de confinarniento que Ia obtenida al aplicar una ley lineal. Por ello, en mecanica de rocas son mas adecuados los criterios de rotura no lineales. En estos casos en Iugar de una lfnea recta, Ia representacion grafic~ de Ia rotura es una curva, de tipo concave. Un uso incoJTecto del modelo lineal puede dru· Iugar a errores importantes, ~o~revalorando o infravalorando las capacidades mecamcas del material rocoso. En Ia Figura 3.44 se representan las envolventes corr~spondientes a un criterio de rotura lineal y otro no !meal. Para el punto 1, el estado tensional corresp~ndi.ente i.mplica Ia estabilidad (no rotura) en ambos cntenos; s1 se supone que existe presion intersticial el estado. ~e .esfuerzos se desplazara a Ia posicion que se~mra stendo estable si el criterio adoptado es lineal; sm embargo, para Ia envolvente no lineal, el estado de esfuerzos del punto 2 no es admisible, indicando que se ha superado Ia resistencia a rotura de Ia roca. Entre los criterios de lfmite de elasticidad o criterios de plasticidad, empleados en mecanica' de rocas se encuentran los de Drucker-Prager, Von-Misses y Tr~sca, q'!e establecen diferentes expresiones que relacwnan los esfuerzos actuantes en el memento de alcanzarse las deformaciones permanentes, o plasticas, re.si s~e ncJa
Estado de tensiones "imposible" -1-
t "' c
On\~
2:
c\J
Estado de tensiones posible Actualmente el uso de maquinas de ensayo servocontroladas permite realizar ensayos de resistencia en donde Ia variable de control puede ser otra que el esfuerzo (como se describe en el Apartado 3.4).
IZ!udiiCI Cn·teno· 1·meal de rotura de Mohr-Coulomb. •-•-111-ililiiil
~
MECANICA DE ROCAS
157
..
~
ROTURA /~ ~ ~ /' /~ NO ROTU RA
Relaci6n lineal .-
Relaci6n \ /~ no lineal
Cohesion aparente
~ ::...___
.
~ -;, •.-........ Area de resistenc1a
~
/
1
aparente
en el material. Los criterios de plasticidad suelen expresarse en terminos de invariantes de esfuet:z? o .e,sfuerzos desviadores, al ser el proceso de plastt~tcacton en materiales is6tropos independiente de los eJeS con-
Valores tipicos de c y ¢ para roca sana Roca
siderados. Los criterios de resistencia o rotura pu~~en ser e_xpresados para matriz rocosa, para superftc~es de dt~ continuidad o para macizos rocosos. Los m~s extendtdos y utiles en mecanica de rocas se descnben en los
A ndesita Arenisca Basal to Caliza Caliza margosa Cuarcita Diabasa Di01·ita Dolomfa Esquisto
siguientes apartados.
i@!i!ffJG' Representaci6n grafica de criter ios de rot ura li~eal y no lineal. Para estados de tenslones ~aJas el cnterio lineal pr opor ciona una zona de res1stenc1a apar ente y un valor d e cohesion aparente.
Gabro Gneiss Granito Grauvaca Marmo I Lutita
Resistencia y parametros resistentes El comportamiento med.nico de las r?~as esta defit:ido por su resistencia y su deform~bthdad. La reslstencia como se ha definido antenormente, es el esfuerzo' que soporta una roca para detet:minadas deformaciones. Cuando Ia resistencia se trude en probetas de roca sin confinar se denomina resistencia a ~~m presion simple, y su valor se emplea para Ia clastft~a ci6n geotecnica de las rocas; en el Cuadra 3.6 se 11~ cluyen los valores t(picos de ~ste para~netro par a diferentes tipos de rocas. Se obttene medt~~te ~~ ensayo de resistencia uniaxial o de compreston stmple (descrito mas adelante). En general, l~s ensayos de laboratorio sobre rocas fragiles proporcwnan valores de resistencia superiores a los reales. Las rocas rompen a favor de supetiicies. de frac~ura que se generan al superarse su resistencta de ptc_o. Asi, de una forma indirecta los ensayos de compr:si6n miden Ia resistencia al corte de las rocas. Podn a pensarse que los pianos de fractura tiend~n a_ desarrollarse con direcci6n paralela a la de apl~cact6n d~ la carga; sin embargo, la minima resistencta se obttene para la direcci6n en Ia que se ejerce el TI_~ayor esfue~·zo tangencial, fo rmando un a~gul~ determma~o con respecto a Ia direcci6n de aphcact6n de la carga. En rocas is6tropas, segun el d rculo de Mohr, la r~tura s: producira en una direcci6n tal _que 2G = 90 +.¢ o = 45o + ¢/2 (Figura 3.43); sm embargo, no stem-
e
158
INGENIER(A GEOLOGICA
pre se cumple esta predicci6n en los ensayos de lab~ ratorio. Te6ricamente, en caso de matnz rocosa ts.otropa, la resistencia compresiva sera siempre _Ia mtsma para un mismo estado de e~:uerzos apltcado y unas mismas condiciones de prestOn de agua, temperatura, etc. . La resistencia es funci6n de las fuerzas cohestvas y friccionales del material (ademas de otros fac tores extrinsecos al material rocoso). La cohesion, c, es la fuerza de union entre las partfculas minerales que forman la roca. El angulo de friccion interna, ¢, ~s el angulo de rozamiento entre dos planos de Ia tmsm_a roca; para la mayorfa de las rocas este angulo va~·t a entre 25° y 4SO. La fuerza friccional de pen de del angulo de fricci6 n y del esfuerzo normal, a,, actuando , . sobre el plano considerado. La resistencia de Ia roca no es un valor umco, ya que ademas de los valores de c y ¢, depende de otras condiciones, como la magnitud de los esfuerzos c~nft nantes Ia presencia de agua en los poros o la veloctdad de apticaci6n de la carga de rotura. Tam~ien, incluso en rocas aparentemente is6tropas y homogeneas, los valores de c y ¢ pueden variar seg~n. ~~ gr~do de c~menta ci6n o variaciones en la compostcton mmeral6gtca. , . E n el Cuadra 3.13 se incluyen valores caractensttcos de Ia cohesi6n y fricci6 n de la matriz rocosa. Ambos parametros se determinan a partir del ensayo de compresion triaxial de laboratorio, descrito en este apartado.