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• José Peralta

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PEARSON ~

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Hall

Coordinador:

luis 1. González de Vallejo

,

,

INGENIERIA GEOLOGICA

Luis l. González de Vallejo Universidad Complutense de Madrid

Mercedes Ferrer Instituto Geológico y Minero de EspaFío

Luis Ortuño Uriel y Asociados, S.A.

Carlos Oteo Uni ve rsidad PoUtécnica de Madrid

PEARSON

.Prentice Hall

Mad rid. Méx ico. SaT1lafé de Bogotá . Buenos Aires. Caracas. Lima . Montev ideo • San Juan . Sa n José. Santiago. Sao Paulo. Whi le Plains

/

Da tos de catalogación bibliográfica

Luis I. González de Vallejo, Mercedes Ferrer. Luis Ortuño, Carlos Oteo ING ENIERíA GEOLÓG ICA PEARSON EDUCACIÓN, Mad,id , 2002 ISBN: 84-205-3104-9

"

Materia: Geología, 55 Formato 215 x 270

Pá ginas: 744

Todos los derechos reservados. Queda proh ibida, salvo excepció n prevista en la Ley, cualquier fo rm a de reproducción, distribución, comunicació n pública y transformación de esta obra sin contar con autori zació n de los titulares de propiedad intelectual. La infracció n de los derechos mencionados puede ser constitutiva de deli to contra la propiedad intelectual (arls. 270 y sgfS. Código Penal). DERECHOS RESERVADOS © 2004 po r PEARSON EDUCACIÓN, S.A . Ribera del Loira, 28 28042 MADRID Luis I. González de Val1ejo, Mercedes Ferrer, Luis Ortuño, Carlos Oteo INGENIERÍA GEOLÓGICA ISBN: 84-205-3 104-9 Depósito legal: M-39286-2003 PRENTICE HALL es un sello ed itori al autor izado de PEARSON EDUCACIÓN, S. A. Editora: Isa bel Capella Técnico editorial : Sonia Ayerra Equipo de producción: Director: José Antonio Ciares Técnico: Isabel Muñoz Diseño de cubierta: Mario Guindel, Lía Sáenz y Begoña Pérez Composición: COPIBOOK, S. L. Impreso por: ORYMU, SA IMPRESO EN ESPAÑA - PRINTED IN SPAIN Es t ~ libro ha sido impreso con pflpcl y tin tas ecológicos

SOBRE LOS AUTORES Luis 1. González de Vallejo

Luis Ortuño Abad

Es Catedráti co de Ingenjería Geológica de la Universidad Complutense de Madrid (UCM ) desde 1989. Se doctoró en di cha Uni versidad en 1979 con una tesis sobre las propi edad es geotécni cas de los suelos volcáni cos de Tenerife, por la que obtu vo el Premio Extraordinario de Doctorado. Se especiali zó en Ingen iería Geológica en el Imperial College de la Universidad de Londres, con el grado de Master o}' Science, y amplió es tud ios de Mecáni ca de Rocas en la Un iversidad de Pennsyl vania de EE.UU. Entre 1975 y 1985 perteneció a la Empresa Nacional Adaro de Inves ti gaciones Mineras, donde fue Jefe del Departamento de Geo tec nia. Desde 1990 es Direc tor del Master de Inge ni ería Geológica en la Facultad de Ciencias Geológicas de la UCM. Es Vicepresidente de la Sociedad Espai'íola de Mecáni ca de Rocas, y miembro de la Asociación de Ingenieros Geólogos de Améri ca (A EG), entre otras sociedades nacionales e intern ac ionales.

Es Ingeniero de Cantinas, Canales y Pue¡tos por la Universidad Politécni ca de Madrid (UPM ). Su carrera profesional se inició en el Departamento de Ingeni ería Geotécni ca de Agromán, del qu e fu e Director ent re 1988 y 1990. En 1988 obtuvo el grado de Master of Science en Mecáni ca del Suelo en el Imperial College de Londres con menció n hon orífi ca, siendo galardonado con el Premio Soil Mechanics Ltd. Prize. En 1990 se incorporó a Uriel y Asociados S.A. de Ingeni ería Geotéc ni ca, siendo actualmente su Director. Es Profesor Asociado de la Cátedra de Geatec nia de la Escuela Superior de Ingenieros de Caminos Canales y Puertos de la UPM . Desde 1990 es profesor de Mecáni ca del Suelo y Cimentaciones del Master en Ingeni ería Geológica de la UCM.

Mercedes Ferrer Gijón Es Doctora en Ciencias Geo lógicas por la UCM ( 1990); su tcsis sobre el an áli sis del proceso de deformac ión y del meca nismo de rotura en rocas blandas obtu vo un Premi o de la Real Academia de Doctores . Pertenece a la Escala de In ves ti gadores Tilulares de Organi smos Autónomos del Ministerio de Ciencia y Tec nología, siendo actualmente Jefa de Proyectos del Área de Ri esgos Geológicos del Instituto Geológico y Minero de España. Desde 1996 es Profesora Asociada de Ingeni ería Geológica en la UCM , y profesora del Master de la UCM en esta es pec ialidad desde 1990. Sus principales campos de in ves ti gación son los ri esgos geológicos, la mecáni ca de rocas y los desli zamientos. Ha parti cipado en proyectos intern ac ionales sobre mitigación y prevención de ri esgos geológicos en Centroaméri ca, Argentina e Italia.

Car los Oteo Mazo Es Doctor Ingeni ero de Caminos, Canales y Puertos por la UPM (1972) . Desde 1976 es Profesor Titular de Geotecni a en la Escuela Téc ni ca Superior de Ingeni eros de Caminos, Canales y Puertos de Madrid. Entre 1987 y' 1996 fu e Director del Laboratorio de Geotec nia del CEDEX. Ha d irig ido numerosos es tudios geo téc nicos de cimentaciones de puentes, presas, edifi cios e instal ac iones de energía, tún eles urbanos e interurbanos, carreteras y ferrocarriles, problemas geoambientales y de mejora y refu erzo del terreno. Es Asesor de la Comunidad de Madrid para la Ampliación del Metro ( 1995-2003) . Pertenece a las Juntas Directi vas de las Sociedades Españolas de Mecáni ca del Suelo y de las Rocas, y es President e del Comité Téc nico Nacional CTN- 103 «Geotec nia» de AENOR .

v

Autores Luis I. González de Vallejo Cap. 1 (Introducción a la ingeni ería geológica), Ca p. 6 (hwesti gaciones ;11 silu), Cap. 10 (Tü neles), Cap. 11 (presas) y Cap. 15 (Riesgo sísmi co). Participació n en los Cap. 2, 3, 8 Y 13.

Mercedes Ferrer Cap. 3 (Mecánica de rocas), Cap. 4 (Descripción de macizos rocosos), Cap. 7 (Mapas geotéc ni cos), Cap. 9 (Taludes), Cap. 13 (Preve nción de ri esgos geo lógicos) y Cap. 14 (Desli zamientos) .

Luis Orluño Cap. 2 (Mecá ni ca del suelo) y Cap. 8 (Cimentaciones).

Carlos Oleo Cap. l 2 (Estructuras de tierras). Participación en los Cap. 2, 8, 9 Y 10.

Colaboradores Alfredo Iglesias, l/lstituto Geológico y Min ero de Esparia

Hidrogeología (Cap. 5).

Ricardo Oliveira, COBA Y Unive rsidad Nova de Lisboa Reconocimientos geológicos ele presas; co ndicionantes geológicos y geotécnicos; neo tectón ica y sismi cidad natural e inducida en presas (e n Cap. 11 ).

Andrés Carbó, Universidad Complutense de Madrid Geofísica (en Cap. 6). Ramón Capote, Universidad COlllpllftellse de Madrid Fallas y terremotos (e n Cap. 15).

Claudio Olalla, CEDEX y Ulli versidad Politécllica de Madrid Co ntri bución a los apartados de resistencia de la matri z y del mac izo rocoso (en Cap. 3) y cimentaciones en roca (e n Cap. 8).

Mcaza Tsigé, Universidad Complutense de Madrid Mineralogía y fábrica de arcillas (en Cap. 2) . José Ángel Rodríguez Franco, Prospección y Geoteen ia , S.L. Contribución en varios apartados de in vesti gac iones in sitlt (en Cap. 6) y excavabilidad de taludes (en Cap. 9).

Carmen Antón-Pacheco, /n stilu lO Geológico y Minero de Espaila Teledetece ión (en Cap. 6).

Michacl Rosenbaum, University of NOllillghal1/. Co ntribución al apartado de propiedades geotécni cas de los sedim entos (en Cap. 2).

vi

CONTENIDO RESUMIDO PRÓLOGO

xxi

PARTE I FUNDAMENTOS YMÉTODOS Capítulo 1.

INTRODUCCIÓN A LA INGENIERÍA GEOLÓGICA

Capítulo 2.

MECÁNICA DEL SUELO

Capítulo 3.

MECÁNICA DE ROCAS

11 7

Capítulo 4.

DESCRIPCIÓN DE MACIZOS ROCOSOS

237

Capítulo 5.

HIDROGEOLOGÍA

263

Capítulo 6.

INVESTIGACIONES IN SITU

303

Capítulo 7.

MAPAS GEOTÉCNICOS

375

17

PARTE 11 APLICACIONES Capítulo 8.

CIMENTACIONES

393

Capítulo 9.

TALUDES

429

Capítulo 10. TÚNELES

487

Capítulo 11. PRESAS

54 1

Capítulo 12. ESTRUCTURAS DE TIERRAS

579

RECAPITULACIÓN DE' LA PARTE"

599

PARTE 111 RIESGOS GEOLÓGICOS Capítulo 13. PREVENCIÓN DE RIESGOS GEOLÓGI COS

607

Capítulo 14. DESLIZAMIENTOS Y OT ROS MOVIMIENTOS DEL TERRENO

62 1

Capítulo 15. RIESGO SÍSMICO

665

CONTENIDO

PRÓLOGO

XXI

2.2.

PARTE I FUNDAMENTOS YMÉTODOS ,

1

2.3.

INTRODUCCION A LA INGENIERÍA GEOLÓGICA

1.1.

1.2.

1.3.

1.4.

DEFINICIÓN E IMPORTANCIA DE LA INGENIERÍA GEOLÓGICA

2

EL MEDIO GEOLÓGICO Y SU RELACiÓN 5 CON LA INGENIERÍA FACTORES GEOLÓGICOS y PROBLEMAS GEOTÉCNICOS MÉTODOS Y APLICACIONES EN INGENIERÍA GEOLÓGICA

1.6.

Ley de Darcy Flujo estacionario en medio isótropo Flujo estacionario en medio anisótropo Permeahilidad y flujo eu suelos estratificados

7 14

FUENTES DE INFORMACIÓN EN INGENIERÍA GEOLÓGICA

15

ESTRUCTURA DEL LillRO

16

BillLlOGRAFÍA RECOMENDADA

16

2MECANICA DEL SUELO ,

2.1.

INTRODUCCIÓN Origen y formación de los suelos Los suelos en ingeniería geológica

PERMEABILIDAD. FILTRACIONES y REDES DE FLUJO Carga total. Teorema de Bernouilli El agua en reposo. Presiones hidrostáticas El flujo de agua en el terreno Conceptos bás icos . Pérd idas de carga Y permeabilidad Carga hidráulica e n el suelo. Gradiente hidráulico

2.4. 1.5.

DESCRIPCIÓN Y CLASIFICACIÓN DE SUELOS Tipos de suelo Distribución granulométrica Plasticidad Estado de los suelos

2.5.

18 18 18

20 20 22

23 25 27

27 28 29 29 30 30 31 36 36

TENSIONES EFECTIVAS Las f~ses y la estructura del suelo Suelos saturados. El postulado de las tensiones efectivas Fuerzas de filtración. Sifonamiento Aplicación de cargas sobre suelos saturados El co ncepto de la co nsolidac ión Conceptos de carga sin drem~ e y con drenaje Tensiones inducidas en el suelo saturado por procesos de carga sin drenaje

39 39

LA CONSOLIDACIÓN Suelos normalmente consolidados Y suelos sobrecousolidados Las tensiones horizontales en el terreno

57

41 44 50 50 51 53

57 64

}~

Factores complementarios que influyen en la estructura y comportamiento del suelo El ensayo edométrico

2.6. RESISTENCIA AL CORTE Introducción Criterio de rotura El ensayo de corte directo Comportamiento de los suelos sometidos a corte Suelos granulares Suelos arcillosos El ensayo triaxial Dispositivo de ensayo Tipos de ensayo El ensayo de compresión simple

2.7.

INFLUENCIA DE LA MINERALOGÍA y LA FÁBRICA EN LAS PROPIEDADES GEOTÉCNICAS DE LOS SUELOS Minerales de arcilla de interés geotécnico Propiedades físico-químicas d Propiedades geotécnicas y composición mineralógica Microfábrica de los suelos arcillosos Propiedades geotécnicas y microfábrica Resumen CARACTERÍSTICAS GEOTÉCNICAS DE LOS SEDIMENTOS Depósitos coluviales Depósitos aluviales Depósitos lacustres Depósitos litorales Depósitos glaciares Depósitos de climas áridos y desérticos Depósitos evaporíticos Depósitos de climas tropicales Depósitos de origen volcánico

2.8.

2.9. PROBLEMAS PLANTEADOS POR LOS SUELOS EN INGENIERÍA Suelos con problemática especial Arcill as expansivas Suelos dispersivos Suelos saljnos y agresivos Suelos colapsables La acción del hielo y el «perm afrost» Fangos bland os y sensitivos Suelos licuefactables

74 74 74 75 78 78

81 84 84 85 89

89 90 92

93 94 97 98 99 99 100 101 101 102 102 103 104 104 106 106 107 11 0 110 111 11 2 113 11 4 11 4

REFERENCIAS BillUOGRÁFICAS

114

CONTENIDO

j MECANICA DE ROCAS ,

65 65

BillUOGRAFÍA RECOMENDADA

x

.....3_·"''''

3.1. INTRODUCCIÓN Definición, linalidad y ámbitos de estudio Rocas y suelos Macizos rocosos

3.2. PROPIEDADES FÍSICAS Y MECÁNICAS DE LOS MATERIALES ROCOSOS Características del medio rocoso Propiedades físicas de la matriz rocosa Clasificación de las rocas con fines geotécnicos Clasificación de los macizos rocosos Meteorización de los materiales rocosOS Procesos de meteorización Meteorizació n de la matri z rocosa Meteo rización de mac izos rocosos El agua subterránea Permeabilidad y fluj o de ag ua 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 bás icos Mecani smos de rotura Relaciones tensión-deformación en las rocas Criterios de resistencia

3.4. RESISTENCIA Y DEFORMABILIDAD DE LA MATRIZ ROCOSA Resistencia y parámetros resistentes Efectos ele la ani sotropía y de la presión de agua en la resistencia Criterios de rotura Criteri o de Mohr-Coul omb Criterio de Hoek y Browll Deformabilidad Ensayos de laboratorio de resistencia y deformabilidad Ensayo uni ax ial o de compresión sim ple Ensayo de compresió n tri ax ial Ensayos de resistencia a tracció n Veloci dad de ondas só ni cas Limitaciones de los ensayos de laboratori o

11 8 11 8 121 121 125 125 127 132 132 134 134 135 137 139 139 139 14 1 141 143 147 149 149 151 152 156 158 158 159 160 160 161 163 163 165 170 174 175 175

,

3.5. DISCONTINUIDADES Influencia en el comportamiento del macizo rocoso Tipos de d iscontinuidades Características de las discontinuidades Resistencia al corte de los planos de discontinuidad Criterio de Barton y Choubey Di scontinuidades co n relleno Ensayo de laboratori o de resistencia al corte Permeabilidad y presión de agua

176 176 178 180 18 1 185 187

DESCRIPCION DE MACIZOS ROCOSOS

4 4.1.

METODOLOGÍA Y SISTEMÁTICA

238

4.2.

DESCRIPCIÓN Y ZONIFICACIÓN DEL AFLORAMIENTO

240

CARACTERIZACIÓN DE LA MATRIZ ROCOSA Identificación Meteorización Resistencia

242 242 244 245

4.3. 187 189

3.6. RESISTENCIA Y DEFORMABILIDAD DE MACIZOS ROCOSOS Resistencia Crite rios de rotura para macizos rocosos ¡sótrapas C riteri o de Hoek y Bro wn

Criteri o de Mobr-Cou1omb Criterios de rotura para mac izos rocosos ani sótropos Resume n Deformabilidad de los macizos r ocosos E nsayos il/. situ para medir la deformabilidad Métodos geofísicos Correlac iones empíricas Permeabilidad y presión de agua Efecto escala

3.7. LAS TENSIONES NATURALES Origen y tipos de tensiones Factores geológicos y morfológicos influyentes en el estado tensional Métodos de medida de las tensiones naturales Medida de la dirección de los es fu erzos (métodos geológicos) Estim ac ión de la mag nitud de las tensiones por relaciones empíricas Métodos i n strllm el~ta l es para medir la d irección y magni tud de las tensiones

3.8. CLASIFICACIONES GEOMECÁNICAS Clasificación RMR Las clasificaciones geomecánicas en la práctica

192 192

4.4.

193 193 197 199 199 200 201 201 202 205 207 2 14 2 14 2 16 2 18 218 2 19 222 229 230 230

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA

234

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

235

4.5.

4.6.

DESCRIPCiÓN DE LAS DISCONTINUIDADES Orientación Espaciado Contin uidad Rngosidad Resistencia de las paredes de la discontinuidad Abertura Relleno Filtraciones

246 246 248 250 250 252 253 253 255 256

PARÁMETROS DEL MACIZO ROCOSO Número y orientación de familias de discontinuidades Tamaño de bloque y grado de fracturación Grado de meteorización

256 256 259

CLASIFICACIÓN GEOMECÁNICA Y CARACTERIZACIÓN GLOBAL DEL MACIZO ROCOSO

26 1

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA

262

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

262

5

. ,

HIDROGEOLOGIA

5.1.

FORMACIONES GEOLÓGICAS Y SU COMPORTAMIENTO FRENTE AL AGUA Tipos de acuífero y su comportamiento Nivel piezométrico Movimiento del agua en los acuíferos

264 264 267 268

5.2. PARÁMETROS HIDROGEOLÓGICOS CARACTERÍSTICOS DE LAS FORMACIONES GEOLÓGICAS Porosidad

CONTENIDO

27 1 27 1

xi

Coeficiente de almacenamiento Permeabilidad Transmisividad

Fotointerpretación Y teledetección Fotointerpretació n Teledetecc ión Reconocimientos geológicos y geotécnicos de campo Conclusión

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 Generalización de la ley de Dal"cy Ecuación de la continuidad para flujo estacionario Ecuación de Laplace Ecuación de Poisson Ecuación del flujo en régimen transitorio MÉTODOS DE EVALUACIÓN DE PARÁMETROS HIDROGEOLÓGICOS Ensayos de bombeo Ensayos de inyección Ensayos con trazadores

5.4.

5.5. MÉTODOS DE RESOLUCIÓN Métodos analíticos Redes de flujo Métodos numéricos

274 274 276 276

6.3. SONDEOS GEOTÉCNICOS Y CALICATAS Sondeos geotécnicos Sondeos a rotación Sondeos con barrena helicoida l Sondeos a percusión Perforac iones especiales Número y profundidad de sondeos Presentació n de los datos de perforació n Calicatas Muestras geotécnicas ~estificación geotécnica

277 277 278 279 280 280 290 290

5.6. PROPIEDADES QUíMICAS

297 DEL AGUA Calidad química de las aguas 297 subterráneas Procesos físico-químicos. Interacción 298 agua-acuífero Contaminación Y contaminantes de las 299 aguas subterráneas 300 Actividades antrópicas Mecanismos de introducción y propagación 30 1 de la contaminación BIDLIOGRAFíA RECOMENDADA

302

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

302

6INVESTIGACIONES IN SITU 6.1.

DISEÑO Y PLANIFICACIÓN DE LAS INVESTIGACIONES IN SITU Objetivos e importancia Planificación de las investigaciones in situ

6.2. ESTUDIOS PREVIOS Revisión de información y antecedentes

xii

CONTEN IDO

304 304 306 308 308

6.5.

315 316 316 316 317 318 320 320 320 32 1 32 1 322 325

Geofísica de supel"licie Métodos eléctricos Métodos sísmicos Métodos electromagnéticos Métodos grav imétr icos Métodos magnéticos Geofísica en el interior de sondeos Testificación geofísica Sísmica en sondeos Tomografía sísmica

329 329 329 33 1 334 336 337 337 337 339 340

ENSAYOS IN SITU Ensayos de resistencia Ensayos en suelos Ensayo de penetración estándar (SPT) Ensayos de penetración dinámica Ensayos de penetració n estática Ensayo de moli nete Ensayos en la matriz rocosa Esclerómetro o marti llo Schmidt Ensayo de carga pun tual Ensayos en disco ntinuidades Ensayo de res istencia al corte Tilt lest Ensayos de deformabilidad Ensayos en suelos Ensayo presiométrico Ensayo de placa de carga Ensayos en macizos rocosos Ensayo dilatométrico Ensayo de placa de carga Ensayo de gato plano Métodos sísmicos

340 34 1 341 341 342 344 345 345 346 348 348 348 350 35 1 35 1 35 1 352 353 353 354 354 357

6.4. PROSPECCIÓN GEOFíSICA

292 293 294 295

309 3 10 311

Ensayos para medida de las tensiones natnrales Ensayos de permeabilidad Ensayos en sue los Ensayo Lefranc

Ensayo de Gilg-Gavard Ensayo de Matsuo Ensayo de Haefeli Ensayos en macizos rocosos Ensayo Lugeon

6.6. INSTRUMENTACIÓN GEOTÉCNICA Medida de desplazamientos Desplazamientos entre puntos próximos Desplazamientos entre puntos situados en superfi cie Desplazamientos profundos

6.7.

357 357 357 358 358 359 359 359 359 362 363 363

Medida de presiones intersticiales Medida de presiones

364 364 366 366

RESUMEN

368

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA

372

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

372

PARTE 11 APLICACIONES

8

CIMENTACIONES

Criterios generales de diseño Fases de estudio

8.2.

7.2. TIPOS DE MAPAS

376 376 378

Clasificación Contenido de los mapas geotécnicos Clasificación y propiedades geotécnicas de suelos y rocas Condiciones hidrogeo lógicas Condi ciones geomorfológicas Procesos geodinámicos

7.3. MÉTODOS CARTOGRAFICOS Zonificación geotécnica

Representación de datos Cartografía automática Cortes geotécnicos

378 38 1 382 382 382 382 383 384 384

7.4. OBTENCIÓN DE DATOS

385

7.5.

386 386 389

APLICACIONES Planificación Ingeniería

398 399

Coeficiente de seguridad. Presión admisible 400 con respecto al bundimiento Distribución de presiones bajo

7MAPAS GEOTECNICOS 376

395 395 395 397 398

CIMENTACIONES DIRECTAS Tipos de cimentación Presión de hundimiento Definiciones básicas Cálculo de la presión de hundimiento Capacidad de carga en condiciones sin drenaje Capacidad de carga en condiciones drenadas

,

7.1. DEFINICIÓN

394 394 395

8.1. INTRODUCCIÓN

cimentaciones directas Distribución de tensiones en el terreno

400

bajo áreas cargadas

403 406 406

La estimación de asientos en suelos Co nsideraciones general es Asiento instantáneo, de consolidac ión primaria y de consoHdació n secundaria As ientos instantáneos y de consolidación primari a en arci llas saturadas Asientos en terrenos granul ares Asientos en arci llas rígidas

8.3. CIMENTACIONES PROFUNDAS

8.5.

CIMENTACIONES SUPERFICIALES EN ROCA Método de Serrano y Olalla

Suelos colapsables Cavidades kársticas

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

390

Cavidades en rocas volcánicas

CONTENIDO

418

421 42 1 423 423 425

Suelos expansivos

390

411 4 12 415 4 17 417

4 19 419

CIMENTACIONES EN CONDICIONES GEOLÓGICAS COMPLEJAS

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA

408 409 410 411

Tipos de pilote Pilote aislado Determinación de la carga de hundimiento Grupb de pilotes Rozamiento negativo sobre los pilotes Empujes laterales del terreno sobre los pilotes

8.4.

407

xiii

EXCAVACIÓN DE TALUDES Criterios de excavabilidad

483 484

425

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA

486

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA

428

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

486

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

428

8.6.

Rellenos antrópicos Snelos blandos

425 425

RECONOCIMIENTOS GEOTÉCNICOS

9.8.

10

9

TALUDES

,

TUNELES

10.1.

INTRODUCCIÓN

488 490

INTRODUCCIÓN

430

10.2.

INVESTIGACIONES IN SITU

9.1. 9.2.

INVESTIGACIONES IN SITU

43 1

10.3.

9.3.

FACTORES INFLUYENTES EN LA ESTABILIDAD Estratigrafía y litología Estructura geológica y discontinuidades Condiciones hidrogeológicas Propiedades geomecáuicas de los suelos y de los macizos rocosos Tensiones naturales Otros factores

INFLUENCIA DE LAS CONDICIONES GEOLÓGICAS Estructura geológica Discontinuidades Resistencia de la matriz rocosa Condiciones hidrogeológicas Estado tensional

9.4.

TIPOS DE ROTURA Taludes en suelos Taludes en rocas Ro tura plana Rotu ra en cuña Vuelco de estratos Rotu ra por pandeo Rotura curva

9.5.

ANÁLISIS DE LA ESTABILIDAD Introducción Métodos de equilibrio límite Taludes e n suelos Taludes en rocas

Métodos tenso-deformacionales Clasificación geomecánica de taludes índice SMR 9.6.

9.7. xiv

432 433 433 434 436 438 438 439 439 440 440 442 443 443 444 445 445 446 447 457 467 469 469

Modi ficación de la geometría Medidas de drenaje Elementos estructu rales resistentes M uros y ele me ntos de contención Medidas de protección superficial

470 470 47 1 47 1 473 474 477 479

INSTRUMENTACIÓN Y CONTROL

480

MEDIDAS DE ESTABILIZACIÓN Introducción Métodos de estabilización

CONTENIDO

Métodos de anáLisis Efectos de las tensiones elevadas

10.4.

10.5.

PARÁMETROS GEOMECÁNICOS DE DISEÑO Datos geológicos y geomecánicos Resistencia y deformabilidad Magnitud y dirección de las tensiones naturales Índice SRF Método de Sheorey Caudales y presiones de agua CLASIFICACIONES GEOMECÁNICAS Clasificación Q Clasificación SRC Criterios para la aplicación de las clasificaciones geomecánicas

494 494 495 496 497 499 499 500 500 500 50 1 501 501 503 504 508 508 508 514

ESTIMACIÓN DE LOS SOSTENIMIENTOS POR MÉTODOS EMPÍRICOS Sostenimientos a partir del índice RMR Sostenimientos a partir del índice Q

516 516 516

10.7.

CRITERIOS DE EXCA VABILIDAD

519

10.8.

MÉTODOS DE EXCAVACiÓN Y DE SOSTENIMIENTO DE TÚNELES EN ROCA Métodos de excavación Fases de excavación Elementos de sostenimiento Tratamientos especiales

521 524 526 526 528

10.6.

El Nuevo Método Austríaco Emboquilles

528 529

558 558 559 560 560

Tipología de los materiales Núcleos

Espaldones

10.9. MÉTODOS DE CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES EN SUELOS Métodos no mecanizados Métodos semi-mecánicos Métodos de excavación mecanizada

530 530 53 1 532

11.7. ESTANQUEIDAD

533 533 535

11.9. ESTABILIDAD DE LADERAS EN EMBALSES

BIDLIOGRAFÍA RECOMENDADA

538

11.10. CONDICIONES

REFERENCIAS BIDLIOGRÁFICAS

539

11 PRESAS 542

Presas de materi ales sueltos Presas de fábrica Estructuras auxiliares

565

GEOLÓGICO-GEOTÉCNICAS DE CIMENTACIÓN DE PRESAS Condiciones generales Fuerzas ejercidas Mecanismos de rotura Distribución de tensiones Tratamientos Problemas geológicos y posibles soluciones

567 567 567 568 570 57 1 574

11.11. NEOTECTÓNICA y SISMICIDAD

11.2. TIPOS DE PRESA Y ESTRUCTURAS AUXILIARES Tipos de presa

562 562 563 564

Subpresiones Erosión interna Permeabilidad y control de filtraciones

536

1l.1. INTRODUCCIÓN

56 1

DE EMBALSES

1l.S. PERMEABILIDAD DE CERRADAS

10.10. CONSIDERACIONES GEOLÓGICO·GEOTÉCNICAS DURANTE LA CONSTRUCCIÓN Problemas geológico·geotécnicos Control geológico·geotécnico Influencia de la excavación en estructuras próximas

Filtros y drenes Ári dos para hormigones

544 544 544 545 547

576

NATURAL E INDUCIDA BIDLIOGRAFÍA RECOMENDADA

578

REFERENCIAS BIDLIOGRÁFICAS

578

11.3. METODOLOGÍA DE LOS ESTUDIOS GEOLÓGICOS Y GEOTÉCNICOS

548

11.4. RECONOCIMIENTOS GEOLÓGICOS E INVESTIGACIONES IN SITU

550

11.5. CRITERIOS GEOLÓGICO. GEOTÉCNICOS DE SELECCIÓN DE PRESAS Criterios generales Características de la cimentación Disponibilidad de m¡deriales Riesgo de erosión interna Emplazamiento de estructuras auxiliares Condiciones para presas de materiales sueltos Condiciones para presas de hormigón Consideraciones medioambientales

554 554 555 555 555 556 556 557 557

12.1. INTRODUCCIÓN

580

12.2. METODOLOGÍA DE DISEÑO

58 1

12.3. MATERIALES

585 585 588 590

Terraplenes Pedraplenes y rellenos tipo «todo uno» Escolleras

590

12.4. PUESTA EN OBRA Y CONTROL 12.5. TERRAPLENES SOBRE SUELOS

594

BLANDOS

12.6. TERRAPLENES A MEDIA LADERA

596

558

BIDLIOGRAFÍA RECOMENDADA

598

558

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

598

11.6. MATERIALES GEOLÓGICOS PARA LA CONSTRUCCIÓN DE PRESAS Investigaciones geológicas para el estudio de préstamos

12 ESTRUCTURAS DE TIERRAS

CONTEN IDO

xv

RECAPITULACIÓN DE LA PARTE 11

PARTEIII

Análisis de los procesos Investigaciones de detalle Análisis de estabilidad

599

Instru mentac ió n

Sistemas de alarma

,

RIESGOS GEOLOGlCOS

14.4.

,

13

PREVENCION DE RIESGOS GEOLÓGICOS

14.5.

13.1.

LOS RIESGOS GEOLÓGICOS

13.2.

PELIGROSIDAD. RIESGO Y VULNERABILIDAD

609

13.3.

CRITERIOS DE SEGURIDAD EN INGENIERÍA GEOLÓGICA

13.4.

PREVENCIÓN Y MITIGACIÓN DE LOS RIESGOS

613

616

BIDLIOGRAFÍA RECOMENDADA

619

REFERENCIAS BIDLIOGRÁFICAS

619

655 655 655 656 658 659

PREVENCIÓN DE RIESGOS POR MOVIMIENTOS DEL TERRENO Mapas de susceptibilidad y de peligrosidad

652

659 660 66 1 662

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA

663

REFERENCIAS BIDLIOGRÁFICAS

663

1)

,

RIESGO SISMICO

DESLIZAMIENTOS YOTROS MOVIMIENTOS DEL TERRENO

15.1.

INTRODUCCIÓN

666

15.2.

FALLAS Y TERREMOTOS Las fallas como fuente de los terremotos El régimen de stick-slip y el ciclo sísmico El modelo de las fallas sísmicas Tasas de deslizamiento Y periodo de recurrencia El registro geológico de la actividad en fallas El estudio de las fallas sísmicas

666 666 667 669

15.3.

ANÁLISIS DE LA SISMICIDAD

675

15.4.

ANÁLISIS DE LA PELIGROSIDAD SÍSMICA Método determinista Métodos probabilistas

676 676 678

15.5.

RESPUESTA SíSMICA EN EL EMPLAZAMIENTO Terremoto característico

680 680

14.1.

INTRODUCCIÓN

622

14.2.

MOVIMIENTOS DE LADERA Tipos de movimiento

622 623 623 626 628 628 629 629 632 636 636 636 637 638

Desli zamientos

Flujos Desprendi mientos Avalanchas rocosas Desplazamientos laterales Causas de los movimientos de ladera Precipitacio nes y cond icio nes cl imá Licas Ca mbios del ni ve l de agua Procesos eros i vos Terre motos Vulcanis mo Accio nes an lrópicas

xvi

HUNDIMIENTOS Y SUBSIDENCIAS Tipos de movimiento y causas

Mapas de movi mie ntos de ladera Mapas de hundimi entos y subsidencias

615

13.5. MAPAS DE PELIGROSIDAD Y DE RIESGO

14.3.

651

Subsidencias Investigación de los procesos Medidas de corrección

14.6.

14

MEDIDAS DE CORRECCIÓN Estabilización y protección frente a desprendimientos rocosos

Hundimientos

608

644 645 649 650 650

INVESTIGACIÓN DE DESLIZAMIENTOS Reconocimientos generales

CONTENIDO

638 639

669 670 672

Parámetros sísmicos del movimiento del terreno Modificación del movimiento del terreno por condiciones locales

15.6.

15.7.

EFECTOS INDUCIDOS POR LOS TERREMOTOS EN EL TERRENO Susceptibilidad de licuefacción Deslizamientos inducidos por sismos Roturas por fallas APLICACIONES EN INGENIERÍA GEOLÓGICA Estudios de riesgo sísmico para emplazamientos Microzonación sísmica Estimación de la vulnerabilidad sísmica

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA

694

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

694

680 68 1 683 684 685 687

APENO ICE A Tabla de conversión de unidades de presión

697

APÉNDICE B 699

Símbolos y acrónimos

688 689 689 690

APÉNDICE C 705

Permisos de reproducción de figuras

709

ÍNDICE ANALÍTICO

CONTENIDO

xvii

RECUADROS Recuadro 1.1. El desli zam iento de El Berrinc he, Teg ucigalpa (Honduras) 4 Recuadro 1.2. La ingen iería geológica: fo rm ación 6 y profesión Recuadro 1.3. La rotura de la presa de Aznalcóllar: un ejemplo de fallo geológico-geotéc ni co de graves 13 consecuencias ecológicas Recuadro 2.1. El empleo de pi ezómetros de tubo 29 abierto 32 Recuadro 2.2. Cálculo de presiones intersticiales Recuadro 2.3. Ejemplo de red de flujo en med io 37 an isótropo 38 Recuadro 2.4. Cálcul o de la perm eabilidad Recuadro 2.5. Las tensiones ta ngenciales y el 42 postul ado de Terzaghi Recuadro 2.6. Tensiones en un estrato de suelo 43 homogéneo Recuadro 2.7. Tensiones en un suelo estrati fi cado 45 49 Recuadro 2.8. Condición de sifonamiento Recuadro 2.9. Determinació n de la ley de tensiones 55 Recuadro 2.10. Exp resión de la deformació n verti cal y volumétri ca en condi ciones 58 unidim ensionales Recuadro 2.11. Determi nación del grado de 60 sobreconsolidac ión 64 Recuadr o 2.12. Ejemplo de cálculo de asientos Recuadro 2.13. Cálculo del coeficiente de empuje 66 y las tensiones hori zontales Recuadro 2.14. Cálcu lo de tiempos de 72 consolidación 73 Recuadro 2.15. Curva de asientos-ti empos Recuadro 2.16. Cálculo de la tensión tan gencial y 76 tensiones principales 122 Recuadro 3.1. Transición roca-s uelo Recuadro 3.2. Matriz rocosa, discontinuidades y 123 mac izo rocoso Recuadro 3.3. Propiedades físicas y mecáni cas 126 de las rocas 145 Recuadro 3.4. Tensiones principales

Recuadro 3.5. Métodos gráfi cos y anaHticos para el cálc ul o de las tensiones tangencial y normal sobre un plano Recuadro 3.6. Modelos de comportamiento tensión-deformación en las rocas Recuadro 3.7. Cálculo de las constantes elásticas de la roca: módulo de Young, E, y coefi ciente de Poisson, u Recuadro 3.8. Ejemplo de cálcul o de los parámetros resistentes e y cj; a partir de ensayos triaxiales Recuadro 3.9. Cálculo de los parámetros resistentes e y cj; de las discontinuidades Recuad ro 3.10. Cálculo de los parámetros resistentes del mac izo rocoso e y cj; a partir del cri teri o de Hoek y Brown seg ún Serrano y Olalla Recuadro 3.11. Variac ió n de la relación f5,.¡/f5 v por erosión Recuadro 3.l2. Determinación de la di recció n de las tensiones medi ante técni cas de relaj ac ió n en aflora mientos Recuadro 3.13. Ejemplo de ensayo de hidrofracturación en un sondeo profundo Recuadro 4.1. Evaluación de la resistencia al corte de discorrti nuidades a parli r de datos de campo Recuadro 6.1. Cálculo del RQD Recuadro 6.2. Ejemplo de cálcul o de la resistencia a partir del martill o Schmidt Recuadro 6.3. Cálc ul o de la resistencia medi ante el ensayo PLT Recuadro 8.1. Cálcul o de la presión de hundimiento Recuadro 8.2. Ejemplo de cálcul o dc la pres ión efectiva de hun dimiento Recuadro 8.3. Ejemplo de cálculo de la presión efecti va de hu nd imjento y la presión ad mi sible Recuadro 8.4. Ej emplo de cálcul o de di stribu ción de tensiones en el terreno Recuadro 8.5. Ejemp lo de cálc ulo de asientos

148 155

168

173 189

198 2 19

22 1 228 255 326 347 349 400 401 402 406 4 \0

,

Recuadro 9.1. Cálculo de pres iones intersticiales 437 en un talud a partir de la red ele flujo Recuadro 9.2. Ejemplo de aplicación del método de Taylor 452 Recuadro 9.3. Cálculo del coefi ciente de seguridad de un talud en suelos con los ábacos de Hoek y Bray 453 Recuadro 9.4. El método de Bishop simplificado 455 Recuadro 9.5. Cálculo del coefi ciente de seguridad de una cuña con los ábacos de Hoek y Bray 459 Recuadro 9.6. Ejemplo de análi sis de estabilidad de una cuña por el método de 101m 464 Recuadro 9.7. Contro l de movimientos en un talud inestable 482 Recuadro 10.1. Guía para la planificación ele in vestigaciones en túneles 492 Recuadro 10.2. C,ílculo de los parámetros geomecánicos del macizo rocoso para el diseño de un túnel 504 Recuadro 10.3. Cálculo de los caudales infiltrados en un túnel por el método de Goodman, Moye, Schalkwyk y Jave ndel 507 Recuadro 10.4. Cálculo e1el parámetro de estado 5 13 tensional de la Clasificación SRC Recuadro 11.1. Cri terios para la investigación geotécnica de presas 552

xx

RECUADROS

Recuadro 11.2. Influencias de las oscilaciones del ni vel del agua en la estabilidad de las laderas de un embalse Recuadro 11.3. El mecanismo de rotura de la presa de Azna1cóllar (Sevilla) Recuadro 11.4. Análi sis de estabilidad de una presa frente al desli zamiento Recuadro 12.1. Ensayos de materiales Recuadro 12.2. Clasificación de suelos para terraplenes : PO·3 (2000) Recuadro 13.1. Ejemplos de evaluación del riesgo Recuadro 13.2. Ejemplo de análisis de la seguridad geológica Recuadro 14.1. El desli zamiento de Benamej í (Córdoba) Recuadro 14.2. Ejemplo de subsidencia por descenso del ni vel freático en la ciudad de Murcia Recuadro 15.1. Las sismitas y otros efectos ele los terremotos Recuadro 15.2. Ejemplo de cálculo de la susceptibiLidad de licuefacción Recuadro 15.3. El terremoto de Kocae li (Turquía) del 17 de agosto de 1999

566

570 572 583

586 6 12 6 14

648

657 674 686

693

PRÓLOGO Este libro es fruto de la experiencia académica y profesional de los autores, que desde hace años vienen compartiendo la docencia en los cursos del Master de Ingeniería Geológica de la UCM, y responde a la conveni encia de di sponer de un tex to que sea de utilidad tanto para los estudiantes de ingeniería geológica y geotecn ia, como para los profesionales de estas disciplinas . El libro aparece en un momento en que la ingeniería geológica ha adquirido un a relevancia sin precedentes en los estudios uni versitarios en España. En la UCM, al igual qu e en otras uni versidades españolas, se ha iniciado en el año 2000 el primer cu rso del nuevo título oficial de ingeniero geólogo, aunque la ingen iería geológica se viene impartiendo como Títul o Propio en la citada Un iversidad desde j 990. Este hecho ha venido precedido de un desa rrollo excepcioIlal de las acti vidades relacionadas con esta materia, con in versiones extraordinarias en in fraestructuras, sobre todo en vías de comunicación, edificación, energía y protección medi oambiental. La ingeniería geológica, como ciencia aplicada a la ingeniería y al medio ambiente, ti ene una gran trascendencia socioeconómjca, abarcando desde los estudios geotécnicos para la cimentación de ed ificios hasta las grandes obras públicas y de infraestructura, y aportando soluciones constru ctivas acordes con la naturaleza geológica del terreno y el medio ambiente. Su papel es bás,ico para la optimización de las in versiones y para el adecuado planteamjento de las ac ti vidades constructivas. A este respecto cabe recordar qu e una de las mayores fue ntes de incertidum bre, y por tanto de ri esgo, es la derivada de los problemas asociados al comportamiento del terreno. La ingeniería geológica ti ene otra de sus principales aplicaciones en la reducción de los daños causados por las catás trofes naturales, de gran impacto en la sociedad ; los ri esgos geológicos pueden ev itarse en gran parte si se adoptan med idas de preve nció n y control , aspectos en los que esta disciplina interv iene de fo rma fundamental. En líneas generales el libro responde él es tos plantea mientos, estructurándose en tres partes. La Parte 1 trata de los fundamen tos: mecánica del suelo, mecánica de rocas e hidrogeología. así como de los métodos: investigaciones in si/I/ , reconocim ientos geotécnicos y cartog rafía geotéc ni ca. En la Parte rr se inclu yen las ap licaciones más impol1an tes: ci mentaciones, ta ludes, túneles, presas y estructuras de tierras. La Parte m se

dedica a los ri esgos geológicos, en particular a los desli zamie ntos y otros movimientos del terreno y al ri esgo sísmico. El texto desarro lla con deta lle los conceptos fundamentales necesari os para la resolución de los problemas más frecuentes, presentándose de forma didácti ca los métodos de aná lisis de mayor utili zación en la práctica de la ingeniería geológica. Espero que este libro t~lc il ite el camino a quienes se inician en la ingeniería geológica, y prenda el interés (qui zás la vocación) por una acti vidad profesional que ofrece la oportunidad de conocer y estudiar el medio geológico, aportando soluciones compatibles con di cho medio a las necesidades constructivas. Por otro lado, los profesionales pueden encontrar un compendio de los conceptos básicos de la mecánica del suelo, de las rocas y de la inge niería geológica, y de los métodos de investi gación geo técnica, destacándose a lo largo de todo el libro los factores geológicos de mayor influencia y significado geotécnico. Agradecimientos Mi agradecimiento al profesor don Antonio Soriano, al profesor don A1cibiades Serrano, a don Ángel Rodríguez Franco, al doctor Marino Trimboli , a don Alberto Mazmiegos y a don Rafael Pérez Arenas por la revisión de los textos. A doña Yolanda López de las Hazas, doñ a Diana Ponce de León, doña Sonia Ayerra y don Juan Miguel ]nsua, por su ayuda a la preparación del libro, y al profesor don Albelto Foyo y a don Joaquín Mulas por la doc umentación facilitada. Sin embargo, este libro nunca hubiera sido posible sin la participación"de doña Isabel Capella, editora de la División Un iversitaria de Pearson Educación, quien confió en el proyecto e hi zo posible que fuese realidad. Finalmente, qui ero ex presa r mi reconocimiento a los profesores que con su magisterio, y en distin tas circunstanc ias, han dejado en mí mayo r huella e influencia: al profeso r excelentísimo señor don José Anton io Jiménez Salas, al profesor Sir John Kni ll , al profesor Michael H. de Freitas, al doctor Bryan O. Skipp, al profesor don Ram ón Capote, al profeso r clon Santi ago Leguey y al profesor don Ángel Uriel, inolvidable maestro y ami go. A ellos les debo muchas de las ideas contenidas en este li bro. Madrid, enero de 2002 Lu ts 1. GONZÁ LEZ DE VALLEJO

Parte

FUNDAMENTOS , y METODOS

INTRODUCCiÓN A LA INGENIERíA GEOLÓGICA

•

••

1.

Definición e importancia de la ingeniería geológica

2.

El medio geológico y su relación con la ingeniería

3.

Factores geológicos y problemas geotécnicos

4.

Métodos y aplicaciones en ingeniería geológica

5.

Fuentes de información en ingeniería geológica

6.

Estructura del libro

1.1

Definición e importancia de la ingeniería geológica

La ingeniería geológica es la ciencia aplicada al estudio y solució n de los problemas de la inge ni ería y del medio ambiente producidos como consecuencia de la interacción entre las actividades humanas yel medio geológico. El fin de la ingeniería geológica es asegurar que los factores geológicos co ndi ciona ntes de las obras de ingeniería sean tenidos en c uenta e interpretados adecuadamente, así como ev itar o mitigar las consec uencias de los riesgos geológicos. La inge niería geológica surge con el desarroll o de las grandes obras públicas y el creci mie nto urbano, diferenciándose como es pec ialidad de la geología a mediados del siglo xx. La rotura de algunas presas por causas geológicas y sus graves consecuencias, incluye ndo la pérdid a de cientos de vidas hu manas, co mo la presa de San Francisco (California, 1928), la de Vajonl (Italia, 1963) y la de Malpassel (Francia, L959), los desli zamientos durante la constru cción de l Canal de Panamá en las primeras décadas del siglo, o las roturas de taludes e n los ferrocarriles suecos en 191 2, fueron algun os de los hitos que marcaron la necesidad de lleva r a cabo estudios geológicos aplicados a la inge ni ería. El desarrollo que alca nzaron otras cie ncias afines, co mo la mecánica del suelo y la mecánica de rocas, co nfi gu raron los principios de la modern a geotecnia, de ntro de la cual la ingeniería geológica representa la visión más geológica a la solución de los problemas constructivos (Figura 1. 1). En la geotec nia se integran las técnj cas de ingeni ería de l terreno aplicadas a las cimentaciones, refu erzo, sostenimie nto, mej ora y excavación del terrenO y las c itadas disc iplinas de la mecá ni ca de l suelo, mecáni ca de rocas e ingeni ería geológica . En los albores del siglo XXI, los problemas de l desarro llo sosten ible, en Ull frág il eq uilibrio med ioambiental sometido a la inevitab le confrontac ión e ntre las consecuencias de l progreso y los procesos geológicos,

2

INGEN IERiA GEoLÓG ICA

junto a la ex pansión urbana de mu chas ciudades que crece n incontroladamente en condiciones geológicame nte adversas, o bajo la amenaza de riesgos naturales, constituyen UBa de las cuestion es prioritarias de la ingeniería geológica. La necesidad de estudiar geológicame nte el terrenO co mo base de partida para los proyectos de grandes obras es indisc utibl e en la actualidad, y co nstituye un a prác ti ca obligatoria. Esta necesidad se exti ende a otras obras de me nor vo lume n, pero de gran repercusión social , co mo la edifi cació n, en donde los estudios geotéc nj cos so n igualme nte obligatorios. La importancia de la ingeni e ría geológica se manifi esta en dos grand es ca mpos de actuación. El prime ro corresponde a los proyec tos y obras de ingeni ería donde el te rre no co nstitu ye el sopo rte, e l material de excavación, de almacenami e nto o de constru cción . De ntro de este ámbito se incluye n las principal es obras de infraestructura, edifi cación, obras hidráulicas, marítimas, plantas industriales, ex plo tacio nes mine ra s, centra les de e nerg ía, e tc. La participación de la ingeni ería geológica en estas act ividades es fund a me ntal al contribuir a su seg urid ad y economía. El seg undo ca mpo de ac tuac ión se refie re a la preve nción, mitigac ión y co ntrol de los ri esgos geo lóg icos, así como de los impactos amb ie ntales de las ob ras públicas, actividades indu stri ales, mine ras o urbanas. Ambos ca mpos ti ene n un peso importante en el prod ucto interior bruto de un país, al estar di rec tame nte relac ionados co n los sectores de las infraestru cturas, construcció n, mine ría y ed ificación. En el segund o ámbito de actuación la imp0l1a ncia eco nómi ca y las reperc usiones sociales y ambientales so n difíci les de va lo rar, y pueden llegar a ser mu y altas o incalcul ab les, dependiendo de los daños y de la reducción de pérdidas si se apli ca n medidas de prevenció n (Figura 1.2).

LA INGENIERíA GEOLÓGICA: UNA VISiÓN DESDE LA GEOLOGíA HACIA LA INGENIERíA

INGENIERíA

I GEOLOGíA

GEOLÓGICA

INGENIERíA

-

11 1

'-»

CAPAS DE ROCA DESINTEGRADA

o:

V COMPLETAMENTE

~ w

INTERMEDIA

IV

MODERADAMENTE ALTERADA

f

«O

ZONA

O ~ w

ALTERADA

V)

111

w

IV ALTAMENTE

20 es un suelo bie n graduado. C uanto más un iforme es la granu lome tría de un suelo, más un iforme es el tamaño de sus hu ecos, menores den sidades alcan zará, más fácilmente será erosionado, etc. El contenido de finos, llamando así al porcentaje de suelo que pasa por el tami z n." 200 de la serie A.S.T.M (0,075 mm). Este porcentaje indica la proporción de arci lla y limo que co ntie-

N.O 10 A.S.T.M. TAMIZ N.O200 A.S.T.M.

Distribución gran ulométrica Para conocer la proporción de cada material que ti ene un suelo se realizan análisis granu lométricos, utili zando la vía seca para partículas de tamaños superiores a 0,075 mm, y la granulometría por sedimentaci6n med iante el hidrómetro (vía húmeda) para tamaños iguales o inferiores a 0,075 mm. Los primeros se llevan a cabo tomando un a mu es tra representativa del suelo, secándola y d isgregando en seco el conjunto de partículas. A es ta muestra se la hace pasa r por un co nju nto de tamices (cuyos tamaños suelen ir d isminuyendo en progresión geométrica de ra zón 2) agitando el conjunto. Después se pesa lo retenido e n cada tamiz, con lo que, conocido el peso ¡njeial de la muestra, se deter-

22

lNGEN tERIA GEOLÓG tCA

GRA~AS, f~RENA !! LI MO 1I tRCIL~ .--~::±:;:::;:::;1t;;;:=:"~=; 1

100

CDArena con gravas

% que pasa

®Arena fina (duna)

60 .

50

@Arena limosa @ Limo @Arcilla limosa

10 . OL-~

100

__~-L-l~~__-L~~

10

1d

0,1

60

d 10

0,01

0,001

D{mm)

Granulometria de partículas.

ne el suelo, y está relacionado con la posibilidad de retenció n de ag ua. Cuanto mayor sea el contenido de finos, mayor será la dific ul tad de expulsión de agua bajo esfuerzos.

Plasticidad La gran ulometría proporciona una primera aprox imació n a la identificación del suelo, pero a veces queda poco claro (arena limo-arcillosa, por ejemplo), por lo que se utilizan unos índices, derivados de la agronomía, que definen la consistencia del suelo en fu nción del contenido en agua, a través de la determinación de la humedad: peso del ag ua del suelo divid ido por el peso del suelo seco (el peso de agua se determina por d iferencia entre el peso de la muestra de suelo antes y desp ués de secarlo en estufa el tiempo necesario para que se evapore esa agua). A este respecto, Atlerberg definió tres límites: el de retracción o consistencia que separa el estado de sólido seco y el semi sólido, el límite plástico, W p , que separa el estado semi sólido del plás ti co y el límite líquido, Wv que separa el estado plástico del semilíqu ido; estos dos últimos límites (los más usados en la práctica) se determi nan con la fracción de suelo que pasa por el tamiz n." 40 A.S.T.M (0, 1 mm). El límite plástico se determina amasando suelo seco con poca agua y formando elipsoides, arrollándolos con la palma de la mano sobre una superficie li sa, hasta llegar a un diámetro de unos 3 mm y un a longitud de 25-30 mm. Si, en ese momento, los elipsoides se cuartean en fracciones de unos 6 mm, su humedad es la del límite plásti co (q ue se determina secando en estufa varios elipsoides en análogas condiciones). Si no se cuartean se vuelven a forman elipsoides para que pierdan humedad y lleg uen a cuartearse. El límite líquido se determina amasando bien el suelo seco (previamente disgregado con maza) con bastante ag ua y extendi endo la masa sobre un molde denominado Cuchara de Casagraude (Figura 2.5). Se abre, en el centro de la masa extendida, un surco co n un acanalador, forma ndo un canal de unos 2 mm de ancho en su parte baja. El molde se coloca sob re una base y se so mete a golpes contro lados. El límite líquido es la humedad de la muestra cuando al dar 25 golpes se cierra el canal unos 12 mm. Como es difícil conseguir esta condición, se determina la humedad por interpolaci ón, a partir de dos muestras, en las que debe conseguirse el cierre de 12 mm con más y menos golpes que 25. Determinados WI. y Wp se puede obtener un punto representativo de cada muestra de suelo en la carta de plasticidad de Casa grande (Figura 2.6), reprcsen-

Cuchara de Casagrande para determinación del [ímite líquido. Se observa la arcilla amasada y colocada sobre [a cuchara con e[ canal ya abierto. También pueden verse tres t ipos de acanaladores usados en [a práctica.

tando la relac ión del límite liquido, W¿o con el índice de plasticidad, l p (lp ~ W¿ - W p representa el intervalo de humedades para pasar del estado se misólido al semilíquido). A partir de diversos estudios prácti cos, Casagrande definió que los suelos con WL > 50 son de «alta plasti cidad» (ad miten mucha agua, pueden experimentar deformac iones plásticas grandes, etc.); por debajo de este valor los suelos se co nsideran de «baja plasticidad », También definió una línea

lE

Peso específico de partículas, G, es el valor medio de los correspondientes a las di versas pru·tícu las. Se determina en laboratorio, midiendo el volumen que ocupa una muestra de partículas (seca y di sgregada, y de peso conocido) por desplaza miento de un volumen de líquido en un recipiente lleno de agua y prev iamente tasado (picnómetro). Suele alca nzar valores del orden de 25 a 27 kN/ m 3, aunque en determinados suelos volcánicos con minerales de hierro alcanza valores de 30-3 1 kN/m'. Peso específico aparente seco, y", es la relación entre el peso de sólidos de la muestra (sin considerar el ag ua que tenga) y el volumen aparente que ocupan (el del elemento de referencia). Puede valer, normalmente, entre 1. 3 y 19 kN/m\ aunque en al gunos suelos volcánicos y depósitos eólicos se alca nza n de 6 a 12 kN/m 3 . Peso específico aparente saturado, Y~~l ' es la relac ión entre el peso de sólidos más el peso de agua de los huecos (supon iendo el suelo saturado, aunq ue no lo estu viese), y el vol umen aparente del elemento de referencia; suele variar entre 16 y 2 1 kN/ m3 (con algu nos valores más bajos en casos especiales) . Peso específico aparente, Yap' es la relación entre el peso de la muestra (sólidos más el agua que contenga) y su volume n apare nte~ suele vari ar entre 15 y 2 1 kN/m'. Peso específico del agua, Yw' es el del fluido intersticial. Humedad, W, es la relación entre el peso del agua que contiene la muestra y el peso de sus sólidos, a determinar por secado en estufa. Suele variar entre 5-8 % en suelos granulares (arenas y gravas) y entre 60-70 % en suelos arcillosos, aunque en algunos suelos orgánicos y de marisma alcan za valores de 300-400 %. Grado de saturación, Sr' es la relación entre el peso del agua que contiene la muestra y el que contendría si estuviera saturado ( Ws I>~

o

;j a:

Arcilla o limo poco plástico, consistente.

I>~

N.P.

Arena o limo-aren oso no plástico .

N.P.

X I>

"-

EJ)

ó.

= Wp "

"!11m'!'

Ea

Arcilla plástica rfgida, muy consistente.

EJ)

XI>

= WL " X =Humedad natural "

=No plástico

N.P.

Sit uación de un suelo real entre extremos posibles.

Defi nir el contenido de humedad equi vale a identifica r la consistencia inicial del terreno, por lo que suele compararse con las humedades del límite líquido y plástico, a fin de tener una idea de di cha consistencia. Ello suele hacerse en la forma que se indica en la Figura 2.9, dibujando para cada profundidad en que se haya n hecho los ensayos adecuados la humedad natural y la de los citados límites, lo que permite no solo tener una idea de la consistencia sino de si las muestras representan suelos diferentes. Además se utili za, por ejemplo, el índice de fluidez, 1LO para cuantificar esa consistencia, que normalm ente varía entre O y J, pero puede ser negati vo (e n suelos mu y secos):

En las arenas, donde la retención del agua es escasa, y la plasticidad es muy baja o nu la, no suele hacerse un a comparación de este tipo. Pero sí se hace con la concentració n de sólidos. A tal efecto se considera: a) la densidad seca má xima (mayo r contenido posible de sólidos en un volumen dado), Ymax' qu e corresponde a un Índi ce de huecos mínimo, e mi ,,; b) la densidad seca mínima (menor contenido posible de sólidos en un volumen dado), Ymi n' qu e corresponde a un índice de huecos máx imo, e max . Estos dos valores pueden determi narse fácilmente en labora torio y permiten obtener un índice de densidad o densidad relativa (D,,): D = ,.

e rna x em:tx

~

~

e =

e rnin

~

Ymllx

y"

y"

Yma x

Ymin

~

Ymin

donde Y,¡ es la densidad seca aparente de la arena considerada y e su índice de huecos. Con DI" puede calificarse la compacidad relati va de la muestra según el Cuadro 2. 1. En este mismo Cuadro se han incluido los

Propiedades de estado de suelos de grano grueso Suelos de grano grueso

Densidad relativa Dr (%)

Densidad seca VJ (kNlm')

Humedad W (%)

Índice de huecos e

Muy flojos Flojos Medianamente densos Densos Muy densos

0-40 40-60 60-80 80-90 90- 100

< 14,0 14,0-16,0 16,0- 17,5 17,5- 18,5 > 18,5

> 16 12- 16 8-12 6-8 < 6

> 0,9 0,65-0,9 0,55-0,65 0,4-0,55 < 0,4

Propiedades de estado de suelos finos Suelos finos

Índice de fluidez, lL

Densidad seca Vd (kNlm')

Humedad W (%)

Índice de huecos e

Muy blandos Blandos Consistencia media Duros Muy duros

1,00-0,80 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

valores hab ituales para las propiedades de l estado de los suelos arenosos, mientras que en el Cuadro 2.2 se han incluido las de los suelos finos (limos y arcillas). Los suelos de grano grueso son aquellos cuyo tamaño

1,0-1 ,3 0,7- 1,0 0,5-0,7 < 0,5

predominante (más del 50 %) es mayor de 0,075 mm (retenido por el tami z 200 ASTM), y los suelos finos son los de tamaño predominante (más del 50 %) igual o infe ri or a 0,075 mm (pasan por el tamiz 200 ASTM).

Permeabilidad. Filtraciones y redes de flujo En este apartado se describen los conceptos del fl ujo en medios porosos y otros aspectos relacionados con el agua de l suelo; de fo rrna más general en el Capítulo 5 de hidrogeología aplicada a la ingeniería geológica se desarro ll an estos conceptos, completando lo expuesto en este apartado.

.'----------Carga total. Teorema de Bernouilli En los problemas de fl ujo la fo rma de expresar la energía en un determinado punto del fl uido en movi-

miento se define a partir de l llamado «Teorema de Bern o ui ll i~>:

donde H es la carga hidráulica total, que se descompone en tres sumandos: -

-

z: altura geométrica, que se mide desde un pI ano de referencia, Z = 0, elegido arbitrariamente. u/y\\,: altura de presión, siendo II la presión de ag ua en el punto considerado y Yll' el peso específico de l agua.

G

MECÁN ICA DEL SUELO

27

movimiento no tiene sentido pensar en obstáculos que se opongan a él. Complementariamente, al ser nula la velocidad de fluj o, el Teorema de Bernouilli queda reducido a un binomio: u

h =z+-

')1", -

donde h se denomina altura piezométrica.

__J -____________________J -_____

z =O

Teorema de Bernou!li .

v'/2g : altura d e velocidad, donde v es la velocidad de flujo en el punto considerado y g la aceleración de la gravedad. Los dos primeros términos representan una energía de posición (potencial), mientras qu e el tercer término corresponde a una energía cinéti ca; todos ellos tienen unidades de longitud. En el caso ideal de un fluido ped ecto e incompresible sujeto a un flujo permanente Y estacionario, Bernouilli demostró que la carga hidráulica total se manti ene constante (Figura 2. lO). Por lo tanto, entre dos puntos cualesquiera del fluido en movimiento se manti ene la energía global dada por la carga H, Y lo único que OCUlTe es que dicha energía se transfi ere de unos términos a otro s (altura geométri ca, de presión o velocidad):

Los fluidos reales, como el agua, no son perfectos, de forma que cualquier obstáculo que se oponga al fluj o entre do s puntos produce una pérdida de la carga !!.H. De hecho, para que exista flujo es necesaria

una diferencia de carga hidráulica, de manera que

Esta simple ecuación, junto con la condición de que h resulte constante en toda la masa líquida, permite calcular de forma inmediata la presión de agua en cualquier punto del fluido. El ejemplo más simple es el de un recipiente estanco lleno de agua, por ejemplo, una piscina (Figura 2 .11 ). Se elige en primer lugar un plano arbitrario de referencia z = O. A continuación, se seleccionan dos puntos de la masa líquida. uno situado en la superficie (A) Y otro en un punto intermedio (B) en el que se desea calcular la presión de agua. Por la ec uación de Bernouilli se sabe que hA = 11. , donde la altura piezométrica de A resulta: 8

ya que se sitúa en la superficie del agua y su presión es la atmosférica (se toma como O). Cambiando ahora al punto B :

y despejando: solución ésta conocida, pero demostrada aquí de forma ri gurosa, que se puede enunciar de la sigui ente forma: la presión hidrostática en un punto de un flui do situado a una profundidad bajo su superficie libre es igual al producto de el peso específico del fluido por dich a profundidad. En consecuencia, en régimen hidrostáti co la ley de presión de agua resulta linealmente creciente con la profundidad (Figura 2. 11).

el agua circula desde puntos de mayor carga (H A) hacia puntos de menor carga (H 8)· La diferencia tlH = HA - H8 representa el trabajo gastado para vencer la resistencia del obstáculo, o lo qu e es lo mismo, la parte de energía e mpleada para ello.

Tac zA

El agua en reposo. Presiones hidrostáticas Un caso particular y muy habitual de mantenimie nto de la carga total corresponde a situaciones en las que el agua está en reposo (condiciones hidroestáticas) ya que, aunque su viscosidad no sea nul a, al no existir

28

INGENIERIA GEOLÓGICA

T

A

zB

'1\'

"

j

z=O

Cálculo de presiones hidrost áticas.

., ,

El empleo de piezómetros de tubo abierto presión de agua en (B) será:

Los conceptos anteriores encuentran una ap licación directa cuando se desea conocer la presión de agua en un punto cualquiera del terreno (B) . Si se introduce un tubo hasta la profundidad deseada, transcurrido un cierto tiempo (necesario para que se equilibren las presiones), el ag ua subirá hasta un determinado ni vel (A). Dentro del tubo las condiciones resultan hidrostáticas (no hay pérdida de carga), de manera que las alturas piezométricas de A y B son igual es. En consecuencia, la

un

~

yJz" -

Z8) ~

y",c

y Un

c=1'",

de forma que: La altura de agua que mide un piezómetro de tubo abierto en cualquier punto del terreno es igual a la presión de agua en dicho punto dividida por el peso específico del agua.

u

c'Yw

B

+---+------- z, o Lectura de un piezómetro de tubo abierto.

El flujo de agua en el terreno Conceptos básicos. Pérdidas de carga y permeabilidad El suelo es un conjunto de partículas entre las que existen hu ecos o poros interconectados, de manera que el agua puede fluir a su través . Como es fácil imaginar, el camino de filtración res ulta bastante «tortuoso», ya que el agua ha de «SOltear» la gran cantidad de obstáculos que suponen las partículas del suelo (Figura 2.1 2). En consecuencia, en el proceso se producirán pérdidas de carga hidráulica. La mayor o menor facilidad para que se produzca fl uj o será función de la granulometría del suelo.

Así, un suelo granular como una arena posee partículas de tamaño considerabl e, de forma que las dimensiones de los (joros entre partículas también lo serán, el agua fluirá con facilidad a su través y las pérdidas de carga serán discretas. Sin embargo, en un suelo fino como una arcilla, el tamaño de las partículas es muy pequeño, del orden de micras, y sus poros resultan también extremadamente pequeños. E n estas condiciones, el agua encontrará muchas más difi cuHades para circul ar y las pérdidas de carga serán muy considerables. Si se define el coeficiente de permeabilid ad, k. de un suelo como un parámetro que mide «la facilidad para que el agua circule a su través», di cha permeabilidad dependerá de: La granulometría, es decir, de la distribu ción de tamaños de los granos del suelo (y por lo tanto

G

MECÁNICA DEL SUELO

29

Linea de flujo rea l _ - -_

Linea de flujo teórica

Q4iiifrJrl Trayectorias de fi ltración en el suelo. de sus poros), siendo k menor cuanto más pequeñas sean las partículas del suelo. La densidad del suelo, habida cuenta que, para una misma granulometría, cuanto más denso sea el terreno menor será su vol umen de llUecas, y menor será ta mbié n k. La forma y orientació n de las particulas, ya que si las condiciones de sed imentación dan lugar a orientaciones preferencial es, la permeab ilidad podrá variar susta ncialmen te en función de la direcció n de fl ujo. El coeficiente de permeabilidad fu e enunciado por primera vez por Darcy en 1856. Se mide en unidades de velocidad (m/s. m/día o cm/s) y es quizás el parámetro hidráulico que registra mayores variaciones en función del lipa de suelo. En el Cuadro 2.3 se incluyen algunos valores típ icos (Powers. 1992).

Carga hidráulica en el suelo. Gradiente hidráulico Una característi ca particular del flujo de agua en el suelo es que su velocidad de circulación res ulta

mu y pequeña. Así, un valor elevado de ésta sería del orden de 0,6 m/ min , lo que daría lugar a una altura de velocidad (v2 / 2g) extremadamente pequeña, de sólo 5 X 10 - 6 ITI . Este valor res ulta des preciab le en comparación con los términos z y II/Yw' Y es incl uso mucho menor qu e la preci sión para medir la altura geo métrica (z ) de un punto cua lquiera (La mbe y Wh itman, L979), de manera que en la práctica se IJUede red ucir la expresión de la carga hidráulica a la altura piezométrica: 1I

h = z+-

y",

Cuando el agua circula en el terreno lo hace, por tanto, desde un punto (A ) de mayor altura piezométri· ca (hA) a otro pu nto (B) de menor altura piezométrica (hA> hu). Si se tiene en cuenta que la pérdida de carga !1h = itA - hu se prod uce en una longitud L, distancia que separa los dos puntos seleccionados a lo largo de un a línea de corriente, se puede definir el gradiente hidráulico como la pérdida de carga (altura piezométrica) por unidad de longitud:

Ah

j = -

L

Rango de valores del coeficiente de permeabilidad en suelos Tipo de sucio Grava mal graduada (GP) Grava uniforme CGP) Grava bien grad uada (GW) Arena uniforme (S P) Arena bien graduada (S W) Arena limosa (SM) Arena arcillosa (Se) Limo de baja plasticidad (ML) Arcill as de baja plasticidad (eL)

30

INGENIERIA GEOLÓGICA

Ley de Darcy k (cm/s) ~ I

0.2- 1 0,05-0,3 5 x 10 - '-0,2 10 -'-0,1 10 - 1.5 x 10 - 3 10 - 4 _10 - 3 5 X 10- 5_10 - 4 IO - S.IO- 8

El flujo de agua puede ser de dos tipos: laminar y turbulento. El régimen de fluj o se considera laminar cuando las trayectorias de las gotas de agua (las líneas de corri ente) no interfi eren unas contra otras, En caso contrario, se trata de un flujo turbulento, Para el estudio de filtraciones en el terreno, sal vo en algunos casos especiales de suelos de gran permeabilidad, flujo a través de grandes fisuras, fluj o en karst, etc., se suele considerar que el régimen es laminar. En estas condiciones es aplicab le la llamada ley de Darcy y se

Líneas de flujo

...• ~

~

Yw

~

B

hA A

p----

l~ ha

,

h - h '

v = k~

' za

ZA

.. L

z =O

hA > h B '* Flujo de A hacia B

W'I'fEfl Pérdid a de carga y gradiente hidrául ico. puede suponer que la velocidad de fl ujo es proporciona l al gradi ente hidráu lico: t>.h

v= k-

L

=

Elemento de suelo en P (x, y, z) Z

ki

siendo k la pe rmea bilidad del medio (ex presada por el coeficiente de permeabi lidad), y v la velocidad media del agua a través de un a secció n «macroscópica» de suelo, es decir, la velocidad aparente a lo largo de las líneas de flujo teó ricas de la Figura 2. 13.

Se ha señalado anteriormente que el coeficiente de permeabilidad puede depender de la dirección de nujo. De hec ho, con toda generalidad puede considerarse como un te nsor en un espacio de tres d imensiones, de forma que la ley de Darcy generalizada puede expresa rse (Figura 2. 14): ah

ah

v)'

= -k y -ay

W'Iiff'"

Si se asume que: -

v,., Vz son las componentes de la velocidad de flujó según los ejes x, y y z. k.,. k,t' k~ las d irecciOlies principales de permeabiliciacL

Vector de velocidad de flujo.

- (8h/8x), - (8h/8y), - (ah/az ), los gradientes hid ráuli cos seg ún los Lres ejes seleccionados (nólese el signo (-), necesario en la form ulación matemál'ica ya que la ve locidad de flujo ti ene sentido contrario al de crecimiento de 11).

oh

v.. = - k, oz

donde V.,_,

y

x

Flujo estacionario en medio isátropo

v.• = -kx -8x

dy }---------~

_

El agua es incompresible. v y H son fun ción exclusiva de la posición (x, y, z).

El sue lo liene densidad constante y está saturado .

G

MECÁN ICA DEL SUELO

31

., ,

Cálculo de presiones intersticiales guido el equilibrio será hidrostático y. en consecuencia:

La colu mna estrat igráfica baj o la superficie horizontal de un amplio valle está fo rmacla por 3 111 ele gravas gruesas situadas sobre un depósito de 12 m de arciUa. Bajo la arcilla se e ncue ntra un estrato de areni scas fisuradas de alta permeab ilidad. El njvel f reático en la capa de gravas se sitúa a 0,6 m bajo la superficie del terreno. De otro lado, en el sustrato de areniscas el agua se enc uentra en condiciones artesianas, con una altura piezométri ca de 6 m por encima ele la superfi cie del terreno. Admit iendo que en la capa de gravas, por su elevada permeab ilidad , l as condiciones SOI1 hi drostáti cas, se pide determi nar en la capa de arcillas: a) b) e)

ho = he

= 20 + "oh" = Zo = 2 1 m = he = 2 1 m "e = y".(zo - ze) = 9,8 1 X 2 1 = 206,01 kPa

"o

Para obtene r la presión de agua en el techo de la capa de arci llas, se toman los pu ntos A y B. De nuevo, al ser las condiciones hidrostáti cas en las gravas se ti ene:

hA = h B

La ley de presiones intersticiales. El grad iente hidrául ico. La presión intersticia l e n un punto intermedio P, situado a 6 m de profun didad bajo la supe rficie (sie ndo y" = 9 ,8 1 kN/ m') .

h A = ZA

Las presiones de agua en la base de la capa de arcilla coi ncidirán con las del techo de las areniscas . Para su cálculo se toman los pun tos de referencia e y o de la Figura. El punto O se sitú a a la altura que alcanzaría el agua en un piezó metro de tubo ab ierto situado en C. Para mayor facilidad se supone además que el plano de comparación (z = O) se sitúa al nivel de C. Como ya se ha descrito en apartados anteriores, e l régimen en el tubo piezométrico una vez conse-

ZA

= 14,4 m

= ". = 14,4 m

luego

u. = y".(z" - Zt,) = 9,8 1 x 2,4 = 23,54 kPa Como puede apreciarse, he > h/J' de manera que existirá un flujo ascende nte.

Solución.; a)

+ ujy". =

b)

i = fj,h / L = (h e - h.)/Len = (2 1 - 14 ,4)/ 12 = = 0,55.

e)

E1 punto P se sitúa a 9 !TI por encima de C. Teni endo en cuenta que se prod uce un a pérdida de carga de 0 ,55 !TI por cada metro de recorri do:

h p = he - (0 ,55

X

9) = 16,05 m

y hp =

16 , 0 5 = Zp

+

lt pl"l", = 9

"p=

=

69,16 kPa

~, ,

, \

6m

,

T

-m"7t-ro'" I

3m

G RAVAS

pi __.. , 12 m

U

b:6:a;:: ::::::::::: ::::::: Ar - - - - - - - - - - -""--

-

j

,.I~~::::.::.::::.::·::::: :::..

.

ARC ILLAS

9m

i,

,

206 ,01 kPa

j

z=o

Gl ARENISCAS

32

INGENIERIA GEOLÓGICA

g,

2.3'.54.kP: 16 kPa

e

+

up l"lll'

==>

Entonces se puede es tablecer de forma mate m,'itica la ec uación de la contin uid ad (conservación de la masa), que ex presa qu e en un régimen de flujo estacionari o, el agua que entra e n un eleme nto de suelo por unid ad de ti e mpo es igual a la que sale (siempre que no ex istan fuentes o sumideros en el inte rior de dicho eleme nto). La ex presión resultante es:

Tenie ndo ahora en cuenta la ley de Darcy generali zada a tres dimensiones, se puede escribir:

- kx

a' /¡ 8vy = ,; ay ax

-

a'/¡

- k\'a-, ;

y

y sustituyendo:

a'/¡ 'a);2

k -

a'/¡ a' /¡ +k )'a y-' " a'

+k -

~

z

=0

Finalmente, si el medio es isótropo (k.,. = ky = kJ

'V'/¡

=

O

~ Yw

Esta es la llamada ecuaClO11 de Laplace, que se ap lica e n muchos proble mas de flujo , tales como la transmisión de calor, de electricidad o, en este caso particular, de agua a través de un medio poroso. Esta ec uación, de difícil resolución analítica en muchos casos, ti ene la particularidad de que puede se r resuelta gráfi camente dibujando dos familias de curvas ortogonales entre sí que c umplan un a seri e de condi ciones (Figura 2. l5) . Una de las familia s representa a las líneas equipotendales, a lo largo de las cual es la altura piezométri ca es constante. La otra familia representa las líneas de flujo o líneas de corriente. Estas últimas son perpendiculares a las líneas equipotenciales, y tangentes al vector de velocidad de flujo e n cada punto (o lo que es lo mismo, no existe flujo e n la dirección perpe ndi cul ar a ell as) . Para mostrar el proceso a seguir, a co ntinuació n se resuelve un ej e mplo sencillo en dos dimensiones (Figura 2.16). Se trata de una pantalla impermeable que penetra hasta la mitad de un a capa aluvial permeab le. Por debajo se encue ntra un sustrato de permeabilidad 10 veces menor que la del aluvial (10 que, comparativamente, permite considerarl o co mo impermeable y supon er que todo el flujo se resuelve a través del ni ve l superior). La pantalla sobresale de la superfi cie del terreno y se emplea para embalsa r tin a altura delermina-

)s;: Vector velocidad

- - Equ ipotenciales - - Líneas de flujo

- - , 1 ' - - - - -+ - - - + -- - z = O

1ili"'ftlf1 Solu ción gráfica de la ec uación de Laplace.

G

MECÁNICA DEL SUELO

33

A

IlM

•

B ~t--------------.

:tC,=====~D ~F=====",:G*,

E

I

~

..

.

-

~

-

Pasos a seg uir para la construcción de una red de flujo.

da de agua, de form a que la diferencia de cota en la lámina de agua a un lado y otro de la pantalla es ó.h. Para acometer la solución gráfica es conveni ente seg uir los sigui entes pasos:

1. 2.

Se dibuja la geometría del problema a escala. Se dibujan las líneas de fluj o y equipotenciales conocidas del contorno: La línea CD es una equipotencial, y todos sus puntos tienen la misma altura piezométrica que el punto A, ya qu e no existen pérdidas de carga a través de la lámina de agua. La línea FG es una equipotencial , con la altura piezo métri ca del punto B. La Línea HI es una frontera impermeable; al no ex isti r flujo a su través, la ve locidad es tan gente a ella y constitu ye una línea de corriente . La línea DEF es una fro ntera impermeable, de forma que co nstitu ye una línea de corriente.

3.

4.

34

Se traza n varias líneas de corriente, perpendiculares a las equipotenciales conocidas del co ntorno. Se d ibujan las líneas equipotenciales necesarias para co nseguir «c uadrados curvilíneos», de

INGEN IERiA GEOLÓGICA

forma que ambas familias de curvas sean perpendi cul ares entre sí. 5. Se observa el resultado conseguido y se corrige si es necesario, lo que es habitual , para co nseguir mejores «cuadrados» y una mejor ortogonalidad; como ayuda, se puede comprobar que las di agona les de los cuad rados curvilíneos también son ortogonales, o que se puede inscribir un círculo en ellos. Una vez dibujad a una «red de filtración» razonable, es tará res uelta (tambié n de forma razonable) la ecuación de Laplace. Como característi cas principal es de la red así dibujada se puede señalar:

La pérdida de carga total se distribuye de manera uniforme entre las equipotenciales. Todos los canales de Ilujo transportan el mismo caudal. Un canal de Ilujo es el comprendido entre dos líneas de corriente. En la Figura 2. 17 se muestra la red obtenida, junto con algunos aspec tos relacionados con su explotación. Si se llama NI al número de canales de fluj o dibujados, en el caso en estudio resulta Ni = 3. Por otra parte, la pérdid a de carga total, Ó.h , se di stribu ye en

B

• Equ ipotencial mini ma 6

Equ ipotencia1 máxima O

-H

de fl ujo

lid Y el gradiente hidráulico producido será: i = I1hj L. Otra forma sencilla de comprobar las condiciones de flujo es observar directame nte los piezómetros. En la Figura 2.23 b) se aprecia claramente que la cota de agua en el piezómetro P 1 es mayo·r que en el P2, y ésta a su vez mayor que en el P3, lo que indica que h > hP2 > h 1'3 Y que el flujo es ascendente . El graPI diente se puede también determinar de forma directa, sin más que leer las alturas del agua de cada piezómetro en la regleta, que se recuerda son directamente las alturas pieza métricas, Y dividir por los recorridos del

48

ue

= ho = L + !J.L = le + -y", = L + -y... ::::::>

PunlO C:

uB O+ Y...

+ !J.L + !J.h) . y",

las presiones totales verti cales: he

+ -YIO' =

INGEN IERIA GEOLÓGICA

He

=

6.L· Y...

Como se deduce de las relaciones anteriores y de las columnas piezométricas de la Figura 2.23 , en la situación planteada de flujo ascendente las presio nes intersticiales en la masa de suelo resultan superiores a las de la condi ció n hidrostática. Habida cuenta de que las tensio nes totales verti cales no han sufrido variación alguna (se conserva la misma altura de suelo saturado sobre cada punto Y la misma lámina de agua CD) , las tens iones efectivas verticales habrán disminuido. Así, en el punto B se tendrá: a:,,, = a"8 - UH= (!J.L· y", + ¿. y",,) - (L + !J.L + !J.f¡). y",

La expresión anterior sugiere que si se aum enta Jo suficiente la diferencia de carga tlh se podrían Llegar a anularl as tensiones efectivas de l suelo, situación qu e se conoce como sif'onamiento. En estas condiciones, un suelo sin cohesión pierde completamente su resistencia al corte y pasa a comportarse como un flui do. Un ej emplo típico de este caso son las arenas movedizas. La expresión anterior se puede form ular en funció n del gradi ente hidráulieo i = !J.h jL: a;,1I = L· (Ysm - yJ - ¡. L· Y\O' = L· (Ysat - y... - i· yJ

de forma que el sifonamiento se alcanzaría para un grad iente determinado ic. llamado gradiente crítico:

Ysa l -

y ... - ic ' y", = O

::::::>

i = Ysm - Y\O' C y",

Si se tiene en cuenta que un orden de magnitud habitual para el peso específico saturado de un suelo es YS"1 = 20 kN jm3 y que el peso específico del agua es

., , Condición de sifonamiento La columna es trati gráfica bajo la superficie hor izontal de un ancho valle está formada por 3 m de gravas gruesas situadas sobre un depósito de 12 !TI de arcilla. Bajo las arcillas aparece un estrato de areniscas fi suradas de permeabilidad e levada. El niv el freático en la capa de gravas se sitúa a 0,60 m bajo la superfi cie del terreno. De olro lado, e n el sustrato de areniscas e l agua se encue ntra en condi ciones artes ianas, con lIna altura pieza métri ca de 6 m por encima de la superficie del terreno. Las dens idades aparentes de los di stintos estratos de suelo son: Gravas (por encima de l N.F.):

y; =

Arci lla (saturada):

y" = 2 1,6 kN/m' Es necesario realizar lIna gran excavación en seco en e l valle, para lo c uál la cota de agua en el interior de la excavación ha de situarse en el fondo de la misma. Se pide determinar a qué profundidad se alcanzarían las condi ciones de sifonamiento: a) b)

16,8 k.N/ m'

Si se mantienen las condi ciones artesianas de las are niscas. Si se instalan pozos de alivio que depriman la altura piezométrica en las areniscas 6 m (peso específico del agua y... = 9,81 kN/ m3).

Gravas sa turadas (por debajo del N.F.) :

y; = 20,8 kN/m

3

u

3m

Yw

-

-. Arfil~a~ "__

L:~

e

Areniscas porosas

b)

a)

de manera qu e igualando las dos ex presiones anteriorés se tendrá:

Solución : Las co ndi ciones artesianas en el sustrato de areni scas indican que si se instala un piezómetro en un pu nto co mo el e, el ag ua subiría hasta 6 m por encima de la superficie de l valle. Es decir:

206,01 Z= 21T = 9,54 m b)

He

-

= 21 m

=o>

- --12 m

,

-:--

(1)

d

15 m

l/e = 2 1· 9,81 = 206,0 1 lePa

)''''

Por otra parte, la tensión total vertical en ta: (J,e = 2 1,6 · z El sifonamie nto se producirá cuando:

e resul-

=o>

d= \5 -9,54=5,46 m

Operando de la misma mane ra que en el caso anterior: -"e = 15 m

=o>

)1", (J,e

ti e

= 15 ·9,81 = 147, 15 lePa

= 2 1,6· z

147, 15 z = ~ = 6,8 \ m

G

=o>

d = 15 - 6,8 1 = 8, 19

MECÁNICA DEL SUELO

49

111

próxima a y", = 10 kN/ m 3 , el gradi ente crítico suele e ncontrarse en torno a ic = l. Las situaciones representadas en la Figura 2.22 puede n considerarse como casoS particul ares o localizados del sifonamiento general descrito, debidas a la heterogeneidad del terreno. Es evidente que en problemas reales que impliquen un flujo de agua se ha de comp robar que se cuenta con un grado de seguridad sufi ciente fre nte a fenómenos de este tipo. Por último, la Figura 2.23c) muestra una tercera al ternati va de flujo , en la que la lámi na de agua del recipie nte anexo se encuentra por debajo de la lám ina de agua del permeámetro. En estas circ un stancias la diferencia de altura piezo métrica 6.11 originada es co ntraria a la del caso anteri or. Las presiones intersticiales en los puntos ex tremos de di cha masa serán:

Aplicación de cargas sobre suelos saturados

El concepto de la consolidación Cuando se aplican cargas sobre el terreno se producen ca mbios inmediatos e n las tensiones totales qu e actúan sobre él (~a). Si el suelo se encuentra saturado el postulado de Terzaghi establece qu e estos incrementos de tensión total podrán diri girse a incrementar las tensiones efectivas y/o las presiones intersti ciales, pero siempre de forma que se cumpla la ec uación fun damental del postulado, es decir: Antes de la carga:

Tras la carga: Punto B:

"n

_

Punto C:

La diferencia de altura pieza métri ca es igual a ~J¡, pero en esta ocasión el flujo resulta descendente en la masa de suelo (he> h B ) con gradie nte hidráuli co i

= /1h/L.

De nuevo, observando los piezómetros se aprecia directamente que la cota de agua en el piezómetro P3 es mayor que en el P2 , y ésta a su vez mayor que en el PI , lo que indica que h P3 > 11/>2 > h p, Y que el flujo es descendente. Como e n el caso anterior, el gradi ente se puede también determinar de forma directa a partir de los piezómetros. Con relación a las leyes de tensiones en los punlos extremos de la masa de suelo, con respecto a las presiones intersticiales, se tendrá: ¡,lB

fllJ

')1"

')1",

h = hA = L + /1L - /1h = Z" + - = O + B

"'"

+

/1" = (,,~

+

/1,,')

+

(un

+ /1u)

Por lo tanto: /1" = /1,,'

+ /1u

El efec to de una carga no infinitamente exte nsa está ümitado a una cierta zona de influe ncia en sus proximidades (Figura 2.24); en consecuencia sólo esa zona del suelo sufrirá los ca mbios de te nsión y, e n particular, la eventual sobrepresión intersti cial (~l/) generada por la carga. En el resto, las condi ciones iniciales de equilibrio (a o' u o) se mantendrán inalteradas. Como se ha descrito en el Apartado 2.3, la diferencia de presión intersticial (y de altura piezo métrica 11) así producida dará lugar a un flujo de agua, que se diri girá desde el interior de la zo na de influencia (mayor 11) hac ia el ex terior de la misma (menor 11.). El

"'"

un = (L + liL - /1h) · y"

he = h D = L + /1L =

tl e

l/ e

Zc

+ -')1", = L + -y", "'" u,

Las presiones intersticia les en la masa de suelo resultan inferiores a las de la condición hidrostática y por tanto las tensiones efecti vas verti cales habrán aum entado. Así, e n el pu nto B se tendrá: Sobrepresión intersticial inducida por la aplicación de una carga en el terreno (Lancellotta. 199 1).

a;,R= L· ( ')15m - yJ + SO

INGEN IERiA GEOLÓGICA

~h· Yll'

proceso será lógicamente transitorio, ya que a medida que se produzca el flujo de agua irá disminu yendo la sobrepresión intersti cial en el interior de la zona de intluencia. De hecho, el flujo cesará cuando ya no ex istan sobrepresiones intersticiales y se alcancen de nuevo en tod a la masa de suelo las condiciones de equilibrio qu e marquen las cond iciones hidrogeo lógicas de contorno (ti ~ uo; d u = O). E xpresando estas ideas mediante el postu lado de Terzaghi , qu e se ha de cumplir en todo momento, se tendrá: lnmediatamente tras la apl icación de la carga

Transcurrido un cierto ti empo

f

!'J.a = da; + !'J.u, dond e:

Finalmente al alcanzar el equilibrio:

En definitiva, las fases que ti enen lugar al cargar un suelo saturado son: l.

2.

La aplicación de carga origina de forma inmedi ata un incremento de tensión total (!'J.a) en una cierta zona del terreno, cercana al punto o área de aplicación de la carga. Según el postul ado de Terzaghi , !'J.a se div ide instantáneamente en una cierta combinación inicial de incremento de tensiones efectivas !'J. a:nici:d e incremento de pres ión intersti cial !'J.Uinici" l ·

3.

4.

S.

La aparición de !'J. Uinicia l produce una diferencia de altura piezométri ca en el suelo, y por tanto da lugar a un flujo de agua. A medid a qu e progresa el tlujo disminu ye la sobrepresión intersticial dUinicial en el interior de la zona de inflpencia y la tensión efectiva aum enta en la misma medida para cumplir el postu lado. Cuando finalm ente se alcan za el equilibrio y desaparece la sobrepresión intersticial (du = O), todo el incremento de tensión total aplicado en origen se habrá transformado íntegramente en tensión efectiva.

El proceso descrito de disipación de excesos de presión intersticial generados por una aplicación de carga en el ter r eno se denomina consolidación.

Como en todo problema de filtraciones, la mayor o menor fac ilidad para qu e se produzca el flujo y la correspondiente disipación de la sobrepresión intersti cial dependerá de la permeabi lidad del terreno. Así, en un suelo granu lar de permeabilidad elevada, el flujo será mu y rápido y la disipación ocurrirá de forma prác ti camente simultánea con la apl icación de la carga (consoli dará rápidamente). Por el contrario, en una arc illa de mu y baja perm eabilidad el flujo será lento, y la di sipación se podrá dilatar a lo largo de un periodo de t.i empo considerab le (consolidará lentamente) .

Conceptos de carga sin drenaje y con drenaje De los mecanismos descritos anteriormente derivan dos conceptos fundam ental es de la práctica habitual en ingeniería geológica: las condiciones de carga «sin d renaj e» (a veces llamada carga a «corto plazo»), y las condiciones de carga «con d r enaje» (también denominada de forma confusa a «largo plazo»). En el ej emplo mostrado en la Figura 2.24, se ha ex plicado qu e si el estrato de suelo saturado está compuesto por un terreno de baja perm eabi l idad, el f lujo transitorio inducido por la sobrepresión intersti cial podrá d ilatarse mucho en el ti empo. Así, cuanto menos perm eabl e sea el suelo, más lento será el flujo y má s ti empo tardarán en disiparse los excesos de pres ión de poros para alcan zar el equilibrio fina l definido por las condiciones de contorno hidrogeológicas. De hecho, en suelos muy poco perm eables como las arcill as, es razonable suponer que, inmediatamente después de la ap licación de una carga in stantánea, apenas se produce una circulación apreciable de agua y, por lo tanto, apenas se di sipe el exceso de presión intersti cial originado por aqué lla. Estas cond ic iones" se suelen denominar de carga «s in drenaje», ya qu e el agua con sobrepresión no ha tenido ti empo para «salir» de la zona .de influencia (no ha drenado ). Como concepto complementario, si se rec uerda qu e e n un sue lo saturado todo cambio de volumen es tá necesari amente asociado a una variación del volumen de sus huecos a través de la expulsión o absorci ón de ag ua, resulta inmediato comprender qu e en condiciones de carga sin drenaj e el volumen del suelo no varía. El concepto de carga sin drenaje es un término relativo, ya que la mayor o menor facilidad para que se produzca el flujo (drenaje) tras la carga y la consecuente disipación de excesos de presión de poros

G

MECÁN ICA DEL SUELO

51

"

I

\

I

\

I

I

I

J

\

I I I

\

\

Uo

+ .ó.Uinlcial

\ \.

"

/ ....... ~

----

/

I

\

_.r' /

I

\

\

lIu \

\.

"'-

" '-

------

/

...- /

b) Terraplén sobre arcilla saturada (baja k). Construcción suficientemente lenta :;> Condiciones drenadas.

"

"

I I I

Uo

\

/ \.

a) Terraplén sobre arcilla saturada (baja k). Construcción a ritmo normal :;> Condiciones sin drenaje.

I

Uo

lIu ~ O

\

"

~ O

----- -

/

/

...- /

e) Terraplén sobre suelo granular (k elevada). Construcción a ritmo normal:;> Condiciones drenadas.

----> d) Terraplén sobre sueJo estratificado (k 1 » k2 ). Construcción a ritmo normal :;> Condiciones de drenaje intermedias. incluso drenadas con estratigrafía favorable .

wm'!~"¡fJf~fE"'¡¡"1 Condiciones de drenaje durante la aplicación de una carga en función de la permeabilidad del terreno, de la velocidad de I construcción y de la estratigrafía.

dependerá de una serie de facto res tales como (Figura 2.25): La permeabilidad del terreno. La velocidad de ap licació n de la carga. La proximjdad de zo nas o capas drena ntes. Así, cuando se construye a ritmo no rmal un terraplén sobre un potente estrato de arcillas satUJ-adas de baja permeabi lidad, es habitual asum ir cond iciones de carga sin drenaje para el estudio de su estabilidad (hipótesis que suele ser la más desfavo rable). Evidentemente no puede decirse que la carga sea «instantánea», ya que el proceso de construcción de un terraplén supone el extendido y compac tación de un buen número de capas o ton gadas de tierra, lo que lleva bastantes días o semanas. Sin embargo. si el len-e no es mu y poco permeable, el proceso nonnal de construcción puede resultar 10 suficientemente rápido como para que no se produzca un drenaje significativo de la zo na de intluencia de] terrap lén, y por lo tanto sea razonable asum ir cond iciones sin drenaje. En otras palabras, la baja permeabilidad del suelo da lugar a que una velocidad de construcció n normal puc-

S2

INGEN IERIA GEOLÓG ICA

da considerarse como «rápida» O «inmediata» en términos geotécnicos, aunque no lo sea en térmi nos reales de ti empo.

En contraste con el ejemplo anterio r. si en el mismo suelo se levantara el terraplén tan lentamente como para dar tiempo a que se fueran disipando progresiva y completamente los excesos de pres ión in tersticia l generados en cada momento, a pesar de la impermeabi lidad del suelo el proceso de carga sería lo suficientemente lento como para poder considerar condiciones drenadas (más favorab les para la estabilidad). En real idad se trataría de un proceso en el que se ap licarían pequeños incrementos o escalones «i nstan táneos)) de carga, dejando tiempo para la disipación (consolidación) entre ellos. De esta manera se limitarían las sobrepres iones interstici ales en la zo na de inlluencia bajo el terrap lén, que como máximo serían las correspondientes a cada pequ eño escalón de carga en lugar de las producidas por toda la altura de terraplén.

Siguiendo con el mismo ejemplo, si se construyera el terraplén sobre un suelo muy permeable, por ejemplo una arena medi a a gruesa, la disipación de la so-

brepresión de poros y la producción de fluj o hasta alcanzar el equilibri o oc urrirían muy rápidamente, de forma casi simultánea con la aplicació n de la carga. A efectos prácticos se podría considerar, por tanto, que los incrementos de tensión total aplicados se transforman inmediatamente en incrementos de tensión efecti va. En estas circunstan cias, a pesar de que la carga se aplicase «rápidamente», las condiciones serían «dr enadas o con d renaje», ya qu e el agua con sobrepresión de la zona de influencia podría «salir» (drenar) de forma casi inmediata. Por (¡ltimo, la existencia de capas drenantes próximas a la zona con exceso de presión intersticial aceleraría considerable mente e l proceso de di sipación. ya que en definitiva facilitaría el tlujo de agua. Este podría ser el caso de un suelo estratificado en el que altern en capas arcillosas de baja permeabilidad junto con capas granul ares de permeabilidad elevada. En esta situación las condiciones de carga podrían suponerse incluso drenadas, dependiendo de la proximidad de los horizontes perm eables y de la velocidad de construcción. La realidad en un instante cualquiera será siempre intermedia entre las condiciones sin drenaje y con drenaje, que representan los puntos extremos del proceso transitorio de disipación de sobrepresiones intersticiales tras la carga. Como se verá más adelante, el suelo muestra resistencias al corte diferentes en función de las condiciones de drenaje. Esta apreciación resu1ta inmediata a partir de la segunda pmte del postulado de Terzaghi. que establece que «cualquier efecto medible debido a un cambio de tensiones, tal como la compresión, la distorsión o la modificación de la re~ sistencia al corte de un suelo, es debido exclusivamente a cambios en las tensiones efectivas» . As í, dado que las tensiones efecti vas varían a lo largo del proceso transitorio de disipación, también valÍará la resistencia al corte del ten eno. En consecuencia, en la prácti ca resultará impOltante poder discernir cuáles son las condiciones aplicables a cada problema particul ar.

Tensiones inducidas en el suelo saturado por procesos de ca~ga sin drenaje A pa rtir de l postulado de Terzaghi resulta evidente el interés en conocer cómo se repaJten l1a' y .1u durante todo el proceso transitorio que nace tras la apli cación de una carga, ya que en función de su evolución el suelo sufrirá efec tos perceptibles (deformación, cambi os en resistencia, etc). En el apru'tado antelÍor se ha visto que en el caso de suelos de baja permeabilidad, un instante de pmti cul ar interés es el «ilU11ediatamente» posterior a la apli cación del incremento de tensión total, que puede asLmilarse a condiciones sin dren aje.

La reproducción en laboratorio de estas condiciones es bastante senciIJa, ya que basta con emplear ensayos en los que se impida que el agua entre o sal ga de la probeta de suelo. Alternativ amente, también se puede acudir a reali zar ensayos «rápidos», de manera que la velocidad de aplicación de la carga permita asegura!' la práctica ausencia de drenaje. La dificultad principal radi ca, sin embargo, en que el reparto de tensiones no es único, sino que depende de la forma de solicitac ió n. Para acl arar este concepto, en la Figura 2.26 se han representado los sistemas de carga más habituales, y sus condiciones de contorno (en tensiones y deformaciones), en condi ciones drenadas. En el Cuadro 2.4 se resumen los repartos iniciales de tensión cuando se impide el drenaje. Considérese en primer lugar el caso más sencillo de carga isótropa, en la que se somete al suelo a un incremento de tensiones totales igual es según tres direcciones principales. Si el suelo se encuentra saturado (B = 1), en ausencia de drenaje todo el incremento de tensión total se transmite al líquido intersticial, y por 10 tanto las tensiones efecti vas no varían :

Por lo tanto, a pesar de la aplicación de las cargas, de ac uerdo co n el postulado de Terzaghi el suelo no percibirá cambio alguno, no se distorsionará y no modificará su resistencia al corte. Si a continuación se permiti era el drenaje (abriendo una válvula del aparato de ensayo), comenzaría el proceso de disipación de la sobrepresión intersticial, es decir, la consolidación, hasta alcanzar finalmente el equilibrio dado por:

El mismo efecto se registra en el ensayo de co mpresión unidimensional o «edométri co», caracterizado por impedir físicamente la deformación lateral de la probeta de suelo mientras se apli can tensiones verti cales. Si no se permite el drenaje todo el incremento de tens ión verti cal total (l1a [) se transmite al agua intersticial , de manera que las tensiones efecti vas no varían. De lluevo, si posteriormente se pennite el drenaje, tendrá lugar el proceso de disipación y, al alcanzar el equilibrio, se tendrá:

11" = O .1a'[ = .1a 1

G

MECÁNICA DEL SUELO

53

.>0,

DEFORMACIONES EN COND ICIONES DRENADAS

CAMB IOS TENSIONALES APLICADOS

TIPO DE ENSAYO

.>02 Compresión isótropa

/la, = I:!.a ,.t:. O

ÓE1 ;t.

O

M2=t1a;t.O

&2:;é

O

l103=t::.a:;éO

ÓE3:;é

O

.>03 6.0. = 6.02 = ./l03

""1

ÓE2

=O

Compresión unidimensional (edométrica) (Deformación lateral nula}

(")""1 ~ O 6.a2 = 6.03

&1 :;é

O

;t.

ÓE2 :::: ÓE3 :::: O

O

=O

ÓE3

,

_ O (')""1 ~ O

/..l.(]2 -

l::J.a2 = O

Compresión uniaxial

t:.a3 = O 6.03

= O )L_ _ _ _Y

R (,) ('V

Compresión triaxia\

~ +("),,"1

6.03

[*) Tensión aplicada

""3

(Compresión isótropa)

a=O

2

(Compresión uniaxial)

O

Sistemas de carga más habituales en laboratorio (suelo is6tropo).

Reparto de tensiones en ausencia de drenaje para los sistemas de carga más habituales Tipo de carga Compresión isótropa Compresión unidi mensional

Relación de tensiones

/j,u

!la

=>

.1..11 = f:,.a¡

=>

:==

M' ~ O

Observaciones complementarias En general 611 = B . !'la Para suelo saturado B = 1

.6,0'\ = O

A > 0,5 Compresión uniaxial Compresión triaxial

54

tNGENI ERfA GEOLÓGICA

llu = llCf 3

+ A· (llO"¡

en

sucIos blandos

A < 0,5 en suelos rígidos

lltl =A·/).(J¡

- ll0"3)

En general llu = B[ll0"3 + A . (llcr 1 - llcr3)] Para suelo saturado B = 1

., ,

Determinación de la ley de tensiones El terre no bajo un extenso lago está constituido por un potente depósito de arcillas de 50 m de espesor, bajo el que aparece un substrato rocoso. El lecho del lago es horizo ntal, y su calado es de 20 m. Debido a los procesos geológicos actuantes se produce un aporte de arcillas e n suspensión qu e, en mu y poco ti empo, sedime ntan y llegan a cubrir completamente el fo ndo del lago en un espesor de 2 m. Suponiendo que la lámina de ag ua permanece inalterada, determin ar las leyes de tensiones totales verticales, presiones intersti ciales y tensiones efecti vas verti cales: a) b)

e)

En la situación original. Inmediatamente tras la sedime ntación de los 2 m de arci llas adicionales, suponi endo que la deposición se produce de forma instantánea. Una vez se alcance el equilibrio y se di sipen las sobrepresiones intersti ciales originadas.

(Suponer que el peso específico saturado de las arci llas es constante e igual a Ysa! = 20 leN/m3 , que el peso específico del agua es y", = 10 kN/m', y que el substrato rocoso es imperm eabl e a efectos prácticos. Adoptar la superficie del agua en el lago como ori gen del ej e de profundi dades, z.) SoluciÓf¡.:

a)

Situación inicial

Dada la uniformidad del depósito de arcilla (de nsidad constante), basta con seleccionar los puntos A y B de la figura para obtener las leyes de tensiones. Tensiones verticales totales PU1/.tD A: se enc uentra e n el fo ndo del lago, de forma qu e el único material que gravita sobre él son los 20 !TI de columna de ag ua. Llamando z'" al calad o de l lago: ~=y·z 1> \VII'

kN

= 10 -In 3 ·20 m = 200 lePa

PlIlllO B: se sitúa en el fo ndo del depósito de arcilla, de forma que su tensión total .vertical será la del punto A más la correspondi ente al peso de la columna de arci lla saturada existente entre A y B (recuérdese de nuevo que el peso específico saturado incorpora ya el peso del ag ua que rellena totalmente los poros del suelo):

(J~ = OCR (3 ) > 1; (J""

Como puede apreciarse, la razón de sobrecollsol idac ión es igual a 1 para los estados normalmente consolidados, mjentras que resulta superi or a la unidad en los estados so breconsolidados.

tóri ca, (J'~ (la tensión de preconsolidación), los estados sigui entes van acercándose a la prolongación de la rama de compresión noval, terminando por situarse sobre ella (puntos 5 y 6). Esto indica que, de alguna manera, el proceso de recarga va borrando progresivamente la «memoria» del suelo, que termina final mente «olvidando» que sufrió un ciclo de descargarecarga. De hecho, los puntos 5 (a'~, es) y 6 «(J'e, e6 ) de la historia descrita serían exactamente los mismos si el suelo sólo hubiera sufrido la compresión noval 12-3-4-5-6, sin descargas interm edi as. Dichos puntos corresponden de nuevo a estados normalmente consolidados.

•

DEFORMAB1LIDAD DE SUELOS NORMALMENTE CONSOLIDADOS Y SOBR ECON SO LlDADOS

•

PROCESOS DE RECARGA

La Figura 2.29 muestra los estados ya estudi ados e incorpora el efecto de un cambio ad icional en la historia geológica . As í, una vez alcan zado el estado 2' fina liza la eros ió n (descarga) y comienza de nuevo la sedi mentació n (recarga). Como puede apreciarse, tampoco en este caso se vuelve a recorrer el camino anterior de la rama de descarga (2'-3'-4) sino uno lluevo, aunque bastan te cercano (2'_3"_4/1) . En realidad, si la descarga sufrida no fue mu y grande, ambos recorridos, descarga y recarga, serán pnícticamente coincidentes, lo que ti ene algunas implicaciones interesantes qu e se verán más ade lante. Además, en la Figura 2.29 se puede observar que una vez que la recarga alca nza la máxima tensión hi s-

Si se supone qu e la historia geológica de un determinado eleménto de suelo es la mostrada en la Figura 2.30, en el momento de la observación se sabe que, por la posición de la superfi cie del terreno y del nivel freática, la tensión efectiva vertical en el elemento es (J'~ . Interesa calcul ar el asiento unitari o (ocl ,) que producirá un incremento de tensión efectiva 6.(J~ = 6.a'~ - óa'~, aná logo al que originará un a determinada obra. La observación de la Figura 2.30 perm ite comprender qu e si el suelo se encuentra normalmente consolidado, la redu cció n del Índice de poros será 6.e NC = e2 - e4 • Sin embargo, si el suelo está sobreconsolidado, la reducción del Índice de poros será sustan cial mente menor, Óeoc = el' - e4 , Y el asiento también lo será. En otras palabras, a igualdad de

G

MECÁNICA DEL SUELO

61

representada por la diferencia ó"e = e2 - e;. mientras que la parte rec uperable (elásti ca) será ó"e = e; - e4 • correspondiente al recorrido a lo largo de la rama de descarga-recarga. En conc lusión, los suelos sobreconsolidados se comportarán de una manera aproximadamente elástica, mientas que los suelos normalmente consolidados presentarán siempre

e

deformaciones elásticas Y plásticas. 5 • LA REPRESENTACIÓN DE LA HISTORIA TENSIONAL EN ESCALA SEMILOGARíTMICA L _ _ _ _ _ _--''--------'------- - a',

a'3

{fl~

e'-e Recorrido 2

--+

4: ó¡;eléslico::::: - ' - - '

\'

1+e2

ÓEtalal _ 92 - e4

v

-

Oe elástiCo =

1+e 2 ÓE~\al - ÓE~laSli CO

Diferencia de respuesta entre estados sobreconsolidados y normalmente consolidados.

condiciones, la del'ormabilidad del snelo sobreconsolidado es considerablemente menor que la del suelo normalmente consolidado, lo que pone de ma-

Para la mayoría de los suelos las curvas anter iores se pueden co nvertir apro ximada mente en rectas empleando una escala logarítmica para el eje 0-;;. La Figura 2.3 1 muestra de forma esqu emática la historia tensional de los apartados anteriores con los nuevoS ejes. Si se define el Índice de compresión Ce como la pendiente de la rama de compresión noval y el Índice de entumecimiento C s como la pend iente de la rama de descarga-recarga, res ulta sencillo calcular las variaciones del Índice de poros (y por lo tanto la deformación unitaria vertical) para cualquier incremento de tensión efecti va verti cal. As í, si se desea co nocer la variación del índice de poros al pasar del estado 2 al estado 3 en la rama de compresión noval , se tendrá:

nifiesto la importancia de determinar este aspecto en la práctica. Más adelante se describirán algunos procedimientos basados en ensayos de laboratorio diri gidos en este sentido, si bien es importante señalar que será precisamente una investi gación geológica apropiada la que permitirá establecer con f iabil idad (aunque sólo cualitativamente) este aspecto. Otra característi ca interesante qu e puede dedu cirse de la Figura 2.30 es que las deformac iones que se producen en una rama de descarga-recarga son rec uperabl es (elásticas). Así, partiendo del punto 2', por ejemplo, se puede realizar un ciclo completo de carga-descarga (2'-4-2') Y volver al mismo índice de poros, lo que indica que no habrá deformaciones remanentes o irrecuperables (plásticas). Sin embargo, en el momento en el que se recorre en alguna medida la rama de compresión noval (estados normalmente consolidados) se originan deformaciones plásti cas (irrecuperables). Así, si se parle del punto 2 y se aplica el mismo ciclo de carga (com ienza en o-'~, se incrementa la tensión hasta o-'! y se vuelve a descargar hasta o-'~), el recorrido de los sucesivos estados del elemento de suelo en el espacio (o-~ . e) será esta vez el representado por la serie de puntos (2-4-2'). Como puede apreciarse, en este caso no se vuelve con el ciclo cerrado de carga al mismo índice de poros (el mismo volumen). La deformación irrecuperable (plástica) vendrá

62

INGEN IERIA GEOLÓGICA

mientras que si el recorrido buscado es una recarga entre 2' y 3', resultará:

e 2 e2

--------------

, e3

e2 e4

,

3

--------------¡----------, ____________ 7~ . es

3': ce ==============t==~_¡--n-t-n---n-4 1 1 :

\ log

a'3

5

\ log a'~

log a'~

log a~

Representación de procesos de carga unidimensional en escala semilogarítmica.

Muestras prodecentes de EE UU, Noruega, Inglaterra, Itaha, Mexlco, fondos oceán icos, etc.

so %

75 e "O

ro '00 "O

70

e

~

60 50 40

20 0,001

0,1

0,01

10

30

1.000

100

Tensiones verticales kg/cm 2 Profundidad

WI¡lftftf

~

100

f--
~c. La envolvente de rotura de los estados sobrecon-

sol idados viene definida por una cohesión y un ángulo de rozamie nto interno efectivos (e', c/J'oc). Una vez alcanzado e l va lor «de pi co», al proseguir las deformaciones d isminuye n la lensiones tange nciales, te ndi e ndo hacia las que proporcio naría e l sue lo normalmente consolidado bajo el mismo Il.ive l tensional. Las muestras con peque ño OCR pueden contraer algo, pe ro a medida que aume nt a la sobreco nsolidación resultan di latanles . Co n suficiente deformación, se alcanza un estado en e l que puede n proseg uir las defonnaciones sin cambios en la te nsión tangencia l o en e l volumen del sue lo.

a una arcilla de alta plasticidad (o de elevado co nte nido en min eral de arcilla). Co mo puede apreciarse al comparar ambas Figuras, 2.48 y 2.49, la d ifere ncia principal entre ambas arcillas deriva de su comportamiento tras alcan zar la tensión tange ncial má x.ima. Así, en el caso de los suelos de alto contenido en arci lla, la resistencia movili zada puede di sminuir de form a muy marcada a med ida que se acumu lan las defo rmaciones, llega ndo a desarrollar un a envol ve nte de resistencia netamente por debajo de la proporcionada por e' = O, tjJ~c' Esta resistencia se denomi na r esidual, y vie ne defin ida por los parámetros de resiste ncia residua l e;. = O, 4>;. < 4iNc. El meca nismo que ex. plica la di sm inución de resistencia hasta co ndi ciones resid uales pro viene de la forma laminada de las partícu las que constituye n los mi nerales de arcilla. Así, a medid a qu e aum enta el ni ve l de deformaciones de corte, las partículas se reori e ntan progresivame nte, termina ndo por di sponerse e n paralelo, di sposición ésta más débil qu e la origi nal. La reorientación de pm1ículas se concentra habitualmente en una band a de de lgado espesor, e n donde se desenca-

dena la rolura (Lupini, Skinne/" y Vaughan, 198 1). • ARCILLAS DE ALTA PLASTICIDAD

La Figura 2.49 muestra el mismo proced imiento de ensayo de la Figura 2.48, pero en esta ocasión aplicado

82

INGENIERiA GEOLÓG ICA

Evidentemente, la posibil idad de red ucció n de resistencia en los suelos de alta plasti cidad puede conllevar impl icaciones de gran re levancia en las obras, por eje mpl o cuando és tas hayan de ejec utarse en lade-

e

:1

r ,

:5

r ,

,

:2

f

4:

r ,

L---~-----4-------+--~~

a)!

,

, , ,

,

¡® 5 •

3

3--------- ----- --------------- -®

t

®: ---- -~;- ------------

2

4 '--

a',

b)

-

ilx

e)

Curvas de ensayos de corte drenado sobre muestras arcillosas de alta plasticidad (modificado de Burland. 1988).

ras previamente deslizadas e n las que el nj ve J de deformacion es ya sufrido por el material haya podido llevarlo a condiciones próximas a las residuales. Para esludiar en labora torio la resi stencia residual se puede emplear el aparato de corte directo. Para alcanzar el nivel de deformaciones requerido el procedimiento consiste en efectuar varios recoITidos completos de la caja, llevándola hacia atrás una vez llegado el máximo desp lazamiento hori zontal permitido por el sistema y repitiendo el e nsayo las veces necesarias. • RESUMEN

Como resumen, se pueden señalar las siguientes pautas de co mportami en to en suelos arci llosos sometidos a corte e n condi ciones drenadas:

Arcillas de bajo Índice de plasticidad -

Las arcillas normalmente consolidadas de baja plasti cidad alcanzan su resistencia «de pico» con pequeños niveles de deformación. Al aLImentar las deformaciones de co rte se puede producir una pequeña reducción de la tensión tangencial movi lizable. En ausenc ia de fenómenos de envejecimiento o cementación, la envolvente de rotura se caracteriza por mostrar una cohesión efectiva nula y un detenni nado ángulo de rozamiento interno 4:iNc.

En general, tienden a reducir su volumen frente a las deformaciones de co rte (son con trac tantes). Las arcillas sobreconsolidadas de baja plasticidad mu estran un a resiste ncia «de pico» superior a la de las arcillas normalmente consolidadas, alcanzando di c ha resistencia con ni ve les de deformación muy pequeños. A l aumentar el ni vel de deformacion es la ten sión tangencial movilizada decrece, tendi endo a la máxima resistencia del estado normalmente co nsolidado, caracterizada por (el = 0, c/>~d. Lq, envo lvente de rotura mu estra una cierta cohesión efecti va. Con grados de sobreconsoJjdac ión ligeros pueden resultar contractantes, pero a medida que aumenta la sobreconsolidación muestran un aumento neto de volumen (son di latantes).

Arcillas de elevado Índice de plasticidad En relación a las condiciones «de pico», su COIll portalniento es análogo al de las arcillas de bajo Índice de plasticidad. Sin embargo, con nive les de deformación elevados se puede producir una impoltante reducción de la tensión tangencial movilizabJe, llegando a unas «condi ciones residual es» caracterizadas por e;. = 0, c/>;- < c/>~c·

G

MECÁNICA DEL SUELO

83

El ensayo triaxial

Dispositivo de ensayo El ensayo de laboratorio más difundid o para el estudio de la resistencia al co rte de los sucios es el triaxi al. Aunque con algunas limitaciones, es ta prueba resulta muy versátil y pe rmite obte ner un a bucna y variada informac ión sobre la resistencia del suelo en div ersas condiciones controlables a vo luntad . El ensayo triaxial (Figuras 2.50 Y 2.5 1) consiste en pre parar un a probeta cilíndrica de suelo, de altura doble del diámetro, que se rodea de una membran a impermeable. Si se desea permitir el drenaje y controlar las presiones intersti ciales en el interior de la muestra, se colocan además sendas piedras porosas en la base y en la parte superior de la probeta. La probeta se instala a continu ació n en el pedestal metálico de una célula, tambié n cilíndrica, dentro de la cuál se introduce ag ua a la qu e se le puede dar presión (conducto y válvula e de la Fi gura 2.50) . Habida cuenta que di cha presión de cámara actúa con la misma intensidad en todas las direcciones, mediante la célula se puede aplicar una presión total isó tropa sobre la muestra al = a 2 = a] = a c'

Anillo dinamométrico \. __

>-1~

Comparador

I

de

Comparador de carga

acortamiento axial

L ) Linea de drenaje

IUla triaxial Piedras porosas

L H---- 1foI Transductor de presión intersticial

Presión de cámara (l1 e)

C~jD~~~~~~;2:~~a~~:panel

lectura de de presión intersticial

Presión intersticial

M

M

Esquema de un ensayo triaxial.

84

INGENIERíA GEOLÓGICA

Equipo para ensayos triaxia!es (cortesía de Geotec-

nia 2000) . E n la parte superior de la probeta, co nectado a ella a través de la piedra porosa, se di spone un tubo llamado «línea de dre naj e». Este conducto permite apli car al agua que re llena los poros del sue lo la presión intersti cial (tI) deseada (co nducto y válvu la IJ). Al mi smo ti e mpo, también permite controlar la salida y entrad a de agua de la probeta. As í, si el suelo se enc uentra saturado, la reducción o aumento de su volume n de huecos irá necesariame nte asociado a la expulsión o ganancia del mismo vo lumen de agua, de manera que el siste ma conectado a la válvula b, permite med ir en todo mome nto los ca mbios de vo lumen del sue lo durante ensayos con drenaje. Por último, en el pedestal , bajo la probeta se di spone de un tercer conducto conectado directamente con la muestra de suelo a través de la piedra porosa inferior. Dicho cond ucto, conectado a un transductor de presión intersticial , pe rmüe medir en todo momento la presión intersticial en la muest ra (co nducto y vá lvula o). El sistema de carga descrito sólo permite aplicar y controlar tensiones isó tropas, ya sean totales o in tersti ciaJes. Para introducir te nsiones tan ge nciales, al igual que en e l ensayo de corte directo, lo que se hace es imponer un modo de deformación qu e implique la creación de tens iones de corte, que finalmente pueden medirse co mo una determinada reacc ión que se opo ne al movimiento. En el caso de l tri ax ial se imprime un movimien to ascendente controlado (a ve locidad co nstante) a toda la célula. Para co ntrarrestar este movimiento, e n la parte supe ri or de la probe ta se di spone de un pi stón muy rígido, que sobresal e de la célula y se enc uentra unido a un anill o dinamométrico e n donde se mid e la reacción necesaria para mante ner inmóv il la parte supe rior de la muestra (.1a \). E n definitiva , en el ensayo triax ial se pueden controlar las ten siones princi-

r pales total es, las presiones intersticiales y las tensiones efectivas:

Como puede apreciarse a partir de las expresiones anteriores: El sistema de carga ap licado no es co mpl etamente general, sino de simetría axial «(12 = (J3) ' La tensión tangencial máxima en cada instante del ensayo viene dada por (véase la construcción del CÍrculo de Mohr):

Por Í1ltimo, se puede medir el aCOltamiento axial de la probeta de sue lo de forma continua, para lo cual se emplea un comparador situado entre la célula y el pistón.

Tipos de ensayo Aunque la versati lidad del aparato triaxial permi te llevar a cabo pruebas muy diversas, existen tres tipos de ensayos característi cos. En todos ellos se dist inguen dos fases diferenciadas: La aplicació n de un a determi nada presión isótrapa de cámara (a), permitie ndo o no el drenaje. La introducción de tensiones ta ngenciales hasta rotura por medio del movimien to ascendente y el consigui en te aumento de la tensión principal vertica l. En todos los casos, como en el ensayo de corte directo, se llevan a rotura tres muestras idé nticas de suelo, so metidas en la primera fase del ensayo a te nsiones isótrapas crecientes (ad , a e2, a e 3) ' •

a) Aplicación de la presión de cámara (consolidación) .

0,

1. Se apli ca { °1=o2=o3=oc u =Uo

t t

,t/ ,u --

------

0,_

o........

2. Se deja consolidar (6. V < O)

3. Finalmente se alcanza

-0,

o;=0:Í=o;=oc-Uo

+

~

Válvula abierta

~

Válvula cerrada

b) Aplicación de tensiones de corte.

1. Se mantienen oc' Uo sin variar 2. Se aumenta 01, sin permitir

---

acumu lación de excesos de presión intersticial (6.01 = 6.0;) ,-L!--,....-- 3. Se mide 6.°1' e v. 6.V En cada instante del ensayo: 6.° 3 =0" 6.U=O ....-- Oc 6.a~ = 6.01 - 6.u = 6.01 6.03 = &1 3 -6.u = O < O '* Suelo contractante I1V . { > O '* Suelo dllatante

-

a

Fases de un ensayo CD.

alcanzar la co nsoüdac ión completa. En ese momento la presión interstic ial vo lverá a ser la de eq uilibrio (u o e n este caso, impuesta por el sistema de presión de la vá lvu la b, que también permanece abierta) y las tensiones efectivas actuantes sobre el suelo resultarán:

ENSAYO DE COMPRESiÓN TR IAXIAL CON CONSOLIDAC iÓN PREVIA Y ROTURA CON DRENAJE (CO)

En la Figura 2.52 se muestran las dos fases básicas del ensayo. En primer lugar se aplica una presión de cámara (aJ y una presión in tersticial (u o), dejando que la muestra drene libremente. De acuerdo a los conceptos descritos en el Apat1ado 2.4, los incrementos tensionales aplicados de forma instantánea darán lugar a una cierta distribución inicial de tensiones efectivas e intersticiales, sigui endo el postulado de Terzaghi. Al permitir e l drenaj e, los excesos de presión intersticial generados se irán disipando paulatinamente en fu nción de la permeabilidad del suelo, hasta

Complementariamente, la reducción de volumen originada por el incremento isótropo de tensiones efec ti vas puede medirse en el sistema de control de drenaje. Así, partiendo de la muestra saturada, e l volu men de agua expulsado será igual a la disminució n de volumen de la muestra. Una vez finalizada la consolidación puede dar comienzo la fase de corte. Para e llo se mantienen inva-

G

MECANICA DEL SUELO

85

riables la presión de cámara y la presión intersticial de la fase anterior (válvulas a y b abiertas), Y se imprime una velocidad ascendente a la célula impidiendo el desplazamiento vertical de la probeta mediante el pistón . Dado que el ensayo se realiza con drenaje, se selecciona una velocidad lo suficientemente lenta como para asegurar que los excesoS de presión intersticial generados se van disipando de forma continua. Este extremo puede controlarse leyendo el transductor de presión intersticial, que debe proporcionar en todo momento una lectura en el entorno de UO' En todo el proceso se mide el incremento de tensión vertical (¿),a 1 = 6.a't), la variación de volumen de la muestra (ll V) Y el acortamiento ax ial producido (B,). La diferencia (al - 0'3 = 6.0'1) se denomina desviador, Y representa el doble de la tensión tangencial máxima en cada momento del ensayo. En las pruebas triaxiales CD es habitual representar las curvas (,,', - " 3' B,) Y (ll V/ V, B,) a lo largo del ensayo, de forma similar a lo ya descrito para el ensayo de corte directo. En un ensayo completo se rompen tres probetas preparadas de la misma forma, aplicando a cada una tensiones efectivas ¡sótropas de consolidació n crecientes en la primera fase (por ejemplo, ac - ti = = 100,200 Y 300 kPa respectivamente). En cada ensayo la rotura se alcanza con una tensión vertical al! = a'l! diferente, mayor cuanto más elevada sea la presión efectiva de cámara inicial. Por tanto, en un diagrama (a', '1:) se podrán dibujar tres círculos de Molu en tensiones efectivas (Figura 2.53), lo cuál resulta sencillo dado que:

los círculos tienen, aproximadamente, una tangente común. Trazando la tangente común a los tres círculos se obtiene la envolvente de rotura en tensiones efecti vas, de la que resulta inmediato deducir los parámetros de resistencia al corte del suelo (e' , (ji). • ENSAYO DE COMPRESiÓN TRIAXIAL CON CONSOLIDACiÓN PREVIA. ROTURA SIN DRENAJE Y MEDIDA DE LA PRES iÓN INTERSTICIAL (CU)

En la Figura 2.54 se muestran las fases básicas de este ensayo. La primera de ellas corresponde a la consolidación bajo una tensión efecti va ¡sótropa, Y es idéntica a la primera etapa del ensayo CD. Completada la consol idación, se cierra la válvula b de drenaje y de introducción de presión intersticial, Y se comienza la fase de corte imprimiendo un movimiento ascendente a la célula al mismo tiempo que se impide el desplazamiento vertical de la probeta por medio del pistón.

a) Aplicación de la presión de camara (consolidación).

°

.

0

°

0

--

-_

+ +

~t,.,-

o " u ""

•

1. Se aplica

--_0, --

{0 1 =02=a3 =Oc

u= Uo

2. Se deja consolidar (6 V < O) 3. Finalmente se alcanza

2 3= Oc -Uo

0;=0 =0

La tensión principal menor es igual a la presión efecti va de consolidación de la primera fase ("o - u).

Et diámetro del círculo es el desviador en rotura

~

(", - " 3)! = ll",!.

~ Válvula cerrada

Así como en el ensayo de corte directo los puntos representativos de la rotura de cada muestra se encontraban alineados, en este caso ocurre algo semejante:

Válvula abierta

b) Aplicación de tensiones de corte.

1. Se cierra la válvu la b

2. Se mantiene constante Oc (válvula e abierta)

----------CirculaS de Mohr en rotura en ensayos CD (tensiones efectivas).

86

INGENIERIA GEOLÓGICA

-.r."'" --

~ t,{G U + u o

3. Se aumenta 01 4. Se mide .6.01' 6u,

Ev

En cada instante del ensayo:

.6.03 = 0 60';= 601 -'ó'U .6.o =M 3 -b.U = -ÓU > O :;. Suelo contractante

3

D.u { < O :;. Suelo dilatante

Fases de un ensayo

eu.

En todo el proceso se mide el incremento de tensión vertical tota l ori ginado (A",), la vari ac ión de la presión intersti cial en la muestra (~u) y el acortamiento ax ial producido (B,). En las pruebas triaxiales CU es habitual representar las curvas (a~ - a J , e.,) Y (~li, t u) a lo largo del ensayo. Cuando se alcance la rotura se habrá introducido un incremen to de tensión verti cal tota l (Lla ,)r Como se conoce la presión in tersti cial en ese instante (uf = Uu + A Uf )' se pueden determinar fác ilmente las tensiones efecti vas en el momento de la rotura y dibujar el círcul o de Mohr correspondiente:

Estado Inicial Rotura

Tensiones totales

Presión intersticial

0"1 = 0") = Ul'

"u

O"Jf= 0"(" (f)¡= (fc

+ 6u v

l/o

+ 61l¡

AII = A"3 + A(A", - A",)

Tensiones efectivas 0'1 = 0"; = O"l' -

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 verá refl ej ada en una d ismi nución de la presión in tersticial (AII < O) durante el ensayo. De nuevo la explicación de este fenómeno resul ta in tuiti va, siendo simplemente el «refl ej o» o efecto contrario del mecanismo descrito para los suelos contrac tantes. Recordando los conceptos descritos en relació n a las tensiones inducidas en el suelo saturado por procesos de carga sin drenaj e, para el caso del ensayo tria xial la sobrepres ión intersticial en un suelo saturado viene dada por:

/lo

u'Jf = (ul' +6u 1¡)- (/Io+ u;¡ = Ul' - (110 + 6/1f )

/J./I¡)

Como en el caso anterior, en un ensayo com pleto se rompen tres probetas preparadas de la misma fo rma ap licando tensiones efecti vas isátropas de consolidac ión crecientes, de manera que trazando la tangente común a los tres CLrcul os de Mohr resultantes en tensiones efectivas, se pueden determinar los parámetros efectivos de resistencia del suelo (e', 8,2), predominan las interacciones borde-cara, ya que se mantiene la cmga positi va de los bordes y la carga negativa en la superficie de las arcillas: En estas condi ciones de alta concentració n de iones, las fuerzas eléctri cas netas entre las partículas adyacentes son predominantemente atracti vas, produciéndose el fenómeno de ]a floculación. Esta asociación consiste en una estructura abierta y volumi nosa con grandes poros, típica de suelos marinos y lagos salobres (Figura 2.68) . Por el contrario, cuando la concentración de electrolitos es baja, los minerales de arcilla tienden a cargarse negativa mente, tanto en su superficie como en su borde. En este caso aumenta la doble capa difusa y, por tanto, predominan las fuerzas eléctri cas de repulsión entre las partícul as adyacentes, produciéndose el fenómeno de la dispersión (Figura 2.69). El resultado es una estructura densa y alargada, en donde las capas de arcilla no están en contacto debido al predominio de las fuerzas repulsivas, La estructura di spersa es característica de los sedimentos lacustres de agua dulce y de los depósitos fluviales, E ntre estos dos tipos de estructuras (floculadas y di spersas), existen múltiples formas de organi zación espacial de partículas, debido a qu e en la interacción intervien..en diversos factores condicionantes, como la composición mineralógica y química, el tamaño de las partículas, la concentración de sólidos y sales di sueltas, la turbulencia del ag ua, la actividad biológica, la temperatura, la velocidad de sedimentación, etc. Como consec uencia, no sólo ex isten dos estructuras elementales (floculadas y dispersas), sino una variedad más ampjj a y compleja de ordenamientos y asociaciones, qu e dan lugar a los distintos tipos de microfábri ca presentes en los suelos naturales . En función del tipo de asociación elemental de partículas, y de los distintos fac tores amb ientales qu e intervienen en el sedim ento, los suelos arcillosos presentan múltiples tipo logías de microfábrica, algunas de las más características son las sigui entes:

G

MECÁNICA DEL SUELO

9S

B

A a) Cargas eléctricas en las superficies

~/

~

Dominios cara-borde

Borde-cara

~/"l~ //

el

///

"'\y// Cara-cara y borde-cara

Borde-borde

Estructu ras de floculación en arcillas. Al Formas de f locu lac ión. B) Estructura f loculada en medio acuoso.

b) Asociaciones elementales

A

B

Cara-cara

~

Borde-borde

~ Borde-cara

Ca ra-cara Cargas eléctricas en las arcillas y sus asociaciones elementales.

Turbostrática o regular: matriz arc illosa continua y compacta; estructura mu y de nsa, sin orientación preferente; característica de sedimentos marinos sobreconsolidados (Figura 2.70). Laminar u orientada: matriz homogénea formada por lárninas de arcillas ori entadas seg ún una d irección preferente; estructuras compactas y ani sótropas (Figura 2.7 1). Panal de abeja: estructuras abiertas formadas por f1 óculos de partícul as de arcilla unidas entre sí por fu erzas de adherencia. Presenta gran can -

96

ING EN IERíA GEOLÓGICA

Dispersión

Cara-cara en escalera

Estructuras de dispersión en arcillas. A) Formas de dispersión. B) Estructura dispersa en medio acuoso.

tidad de poros intercom uni cados Y es característica de medios salinos y suelos susceptibles (Figura 2.72). ESQueletal: organi zación metaesta ble de fragmentos y agregados de arcilla lInidos mediante co nectores de larga distancia; abundan los poros y conectores; ca racterísti ca de suelos meteorizados y colapsables (Figura 2.73). Oolítica o nodular: co nstituida por nódulos o agregados esféri cos, que pueden formar un empaquetamiento denso; caracterí sLica de medios co ntinentales ri cos en óxidos de Fe (Figura 2.74) . Además de las pa rtícu las sólidas, también están presentes en la microfábrica otros elementos como los poros, d iscontinuidades, microfisuras, superfi cies de despegue, co nec tores y agentes cementantes.

Microfábrica turbostrática. Margas azules del Guadalquivir (foto M. Tsige).

Microfábrica lam in ar. Margas azules del Guadalquivir (foto M. Tsige).

WiI'f'NJ Microfábrica en «panal de abeja» (foto M. Tsige).

W!i!f'N' Microfábrica esqueletal (foto M. Tsige).

Propiedades geotécnicas y microfábrica Las propiedades geotéc ni cas del suelo están re lacionadas con su estru ctura o mi crofáb ri ca, resultado de los di stintos procesos ged lógicos y am bientales que han actuado a lo largo de su hi storia geológica. Propi edades como la porosidad y la an isotropía tienen su ori gen en la orientación y reordena mi e nto de las partícu las (Figura 2.75). Otras relac iones entre la fábrica y propiedades geotécni cas se presentan en e l Cuadro 2. 11. La co lapsibi lidad y la suscep ti bilidad gua rdan una estrecha relación con el estado de f1ocul ac ión, co n estru cturas muy ab iertas, propias de sedimentos sali nos y suelos residuales. La colapsibilidad se refiere a la

W!ii€'ti' Microfábrica oolítica. Arcillas volcán icas de La Laguna. Tenerife (foto L. González de Vallejo).

G

MECÁN ICA DEL SUELO

97

sin drenaje (S,.) de un suelo arcilloso en estado inalterado y en estado remoldeado: Rama de compresión noval

SI =

S"

(i[l~ltcr~do)IS'1 (rcln"ldc~du)

En función de esta relación los suelos arciUosos se clasifican en: No susceptibles: St'= 1 Algo suceptibles: SI = 1 - 2 Moderadamente susceptibles: St = 2 - 4 Muy susceptibles: SI = 4 - 8 Arcillas rápidas: SI > 8

Presión (Log)

Partículas laminares y cadenas Indice de poros muy alto > 3,0

Dominios de partícu las y cadenas Indice de poros alto > 2,5

e

'0

.~

Il-

Los suelos susceptibles tienen fábri cas abiertas e inestables. El ejemplo más característico son las arcillas rápidas, cuya resistencia se pierde por 1ixiviación del cemento intergranular existente, al entrar en contacto con agua dulce. También en algunos suelos res iduales se puede dar este fenómeno. Por otro lado, la presencia de microfisuras Y discontinuidades constituye superfici es de muy baja resistencia, frecuentes en arcillas sobreconsolidadas Y en fábri cas de tipo laminar y turbostrática. Los agentes cementantes in tergranu lares (carbonatos, sulfatos, etc.), pueden influir en las propiedades resistentes, aumentando considerablemente la cohesión. La microfábrica también puede sufrir modificaciones tanto naturales como antrópicas, por ejemplo el cambio en la composición química del agua, las cargas externas, el remoldeo y la compactación, etc., aspectos que deben ser tenidos en cuenta.

índice de poros medio a alto

,,1,5 - 2,5

Indice de poros bajo < 1,5

Indice de poros muy bajo < 1,2

Reordenamiento de partículas e índice de poros en función de la presión de consolidación (Bennett y

Hulbert, 1986). disminución brusca de vo lumen en un suelo al inundarse, siendo el ejemplo más característico los loess. La susceptibilidad, SI (sensilivilY), indica la pérdida de resistencia de un suelo al sufrir remoldeo, y se define como la relación entre la resistencia al corte

98

IN GEN IERíA GEOLÓG ICA

Resumen A partir de la composición mineralógica y la microfábrica es posible explicar e interpretar las principales propiedades de los suelos arcillosos. La variedad ele factores que in tervienen en la formación de estos suelos determin a su complejidad geo técnica. Además de la composición y fábrica, hay otra seri e de factores geológicos y antrópicos de importancia. Sin embargo, la mayoría de las propiedades asociadas a los suelos considerados como desfavorables geotécnicamente ti ene su origen en la mineralogía y en la fábrica. Otro facto r a tener en cuenta en los suelos arci llosos es su carácter inestable en el tiempo. Las posibles mod ificaciones en el medio, tanto naturales como antrópi cas, producen cambios importantes en la estructura de las arci Ilas y en su fábrica , que madi fican la resistencia, deformabilidad Y expansividad, entre otras propiedades.

Microfábrica de arcillas y propiedades geotécnicas Tipo de fáb rica TurbostJáti ca o regular

Laminar orientada

Porosidad

Resistencia

Colapsibilidad

Susceptibilidad

Baj a

Muy alta

No

No

-

Muy baja

1I

Panal de abeja

Implicaciones geotécnicas

Depend iente de la orientación

No

No

-

Alta

Alta en estado inalterado. Muy baja en estado remoldeado

Posible

Muy alta

Característica de arcillas sobreconsolidadas. Planos de discontinuidad en profundidad. Planos de rotura según ori entaciones preferentes. Presencia de discontinuidades profundas.

-

Suelos inestables con fo rmación de des lizamientos li pa flujo. Arcillas rápidas.

-

Esqueletal

Muy alta

Baja

Posible

Alta

-

Suelos meteorizados y residua les. Rápida alteració n en taludes. Suelos inestables.

Oolítica o nodular

Baja

Alta

Baja

Al ta

-

Anomalías en los resul tados de los ensayos de identificación y en otras propiedades de los suelos tropicales.

Características geotécnicas de los sedimentos Los depósitos sedim entarios se forman por la acción de los procesos geol1lorfológicos y climát icos, destacand o el medi o de transporte y la meteori zació n. Los distintos medios de sedimentació n ori ginan una seri e de depósitos cuyas características geotécni cas está n re lacionadas con las condiciones de form ación de estos sed imentos. Así, la clasificació n de los materiales, granulometría, forma y taplaño, dependen del medi o de transporte. Conociendo los factores geomorfológicos y cl imáti cos, es posible prever la disposición y geometría del depósito, propi edades físicas y otros aspectos de interés en ingeniería geológica. Con estos objetivos se descri ben los sigui entes tipos de depósitos, en función de sus relacio nes geológico-geotécni cas más característi cas: Depósitos coluviales. Depósitos alu viales. Depósitos lacustres .

-

Depósitos Depósitos Depósitos Depósitos Depósüos Depósitos

litorales. glac iares. de cLimas ári dos y desé rt icos. evaporíti cos . de climas tropi caJ es. de ori gen vo lcáni co.

Depósitos coluviales Son material es transportados por gravedad, la acción del hielo-deshielo y, principalmente, por el ag ua. Su origen es local, produ cto de la alterac ió n iJl si /u de las rocas y posteri or transporte como derrubi os de ladera o depósitos de solifl uxió n. Frec uentemente están asociados a masas inestables . Su composición depende de la roca de la que proceden, estando formados por

G

MECÁNICA DEL SUELO

99

Limos arci llosos con cantos

Arenas limosas con algún canto

2,5 Cantos en matriz arci llo-limosa

Pizarras alteradas

5 N.F. : Nivel freático

W!i!fljjj Perfil tipo de depósitos coluviales. fragmentos angul ares y heterométricos, generalmente de tamaño gru eso, englobados en un a matriz limo arci llosa. Su espesor suele ser escaso, aunque puede ser muy variable. T ienen una gran importancia geotécni ca cuando se trata de masas inestables. La resistencia de estos materiales es baja, sobre todo en la zona de contacto con el sustrato rocoso, Y cuando se desarro ll an altas presiones intersticiales co mo consec uencia de llu vias intensas. La identificació n de estos materi ales es fundamental en cualquier estudio geológico-geotécni co, Y por lanto constitu ye una prioridad en las investi gaciones in si tu. Su presencia, a priori, puede suponer un problema geotécni co. Un esquema de columna lipa de estos depósitos se muestra en la Figura 2.76 y en la Figura 2.77.

Depósitos coluviales. Tenerife (foto L. González de

Vallejo).

Son suelos mu y aniso trópicos en su distribución, con propiedades geotécni cas altamente variables, estrechamente relac ionadas con la granulometría. Su continuidad es irregular, pud iend o tener altos contenidos en materia org{inica en determinados medios. La permeabihdad depende de la granulometría. Generalmente presentan un nivel freático alto. La investi gación geotécnj ca precisa de un elevado número de reconoci mjentos dada su heterogeneidad Y anisotropía. Los alu viales constituyen un a fu ente de recursos de

-

O ~~~~Tr~~~--------'

m

Resistencia

Rellenos antrópicos Gravas Limos Arenas y gravas

Gravas gruesas

5,0

Limos arcil losos

Depósitos aluviales Son materiales transportados y depositados por el agua. Su tamaño varía desde la arcilla hasta las gravas gruesas, cantos y bloques. Las faci es más gru esas presentan bordes redond eados. Se distribuyen en forma eSlratifo rme, con cierta clasificació n, variando mucho su densidad. Están mu y desarrollad os en los climas templados, ocupando cauces y va lles fluviales, ll anuras y abanicos aluviales, terrazas y paleocauces.

100

INGEN IERíA GEOLÓGICA

Nivel de arenas Arenas y limos

10,0 N.F.: Nivel freático

W"'flN:1 Perfil tipo de depósitos aluviales.

Resistencia • Limos arcillosos blandos Arci llas grises compactas

-

10

-

Arcillas con niveles orgánicos blandos

-

Depósitos de aban ico aluvial, Quebrada de Purmamarca, Argentin a (foto M. Ferrer) .

Arcillas oscu ras con la mi naciones blandas

materiales para la construcción, sobre todo como áridos. En la Figura 2.78 se muestra un esquema de estos suelos y un ej emplo en la Figura 2.79. N.F.: Ni vel freático

Depósitos lacustres En genera l son sedimentos de grano fin o, predominando los limos y las arcillas. El contenido en materia orgá ni ca puede ser muy alto, sobre lodo en zo nas pantanosas, en las que pueden encontrarse turberas. Frec uentemente presentan estructuras laminadas en ni veles mu y finos. En condiciones de agua salada se for man precipitados de sales. Los principales problemas geo técni cos están en relac ión con su alto contenido en materia orgáni ca, siendo en general suelos mu y blandos. También se pueden encontrar arcillas rápidas asociadas a estos suelos. En la Figura 2.80 se incluye un a columna tipo de estos suelos.

Ut!¡i!ftJ:!.' Perfil tipo de depósitos lacustres. En la Figura 2.8 1 se muestra una columna litológica tipo.

Costra calcárea

Limos

y arenas finas

Arenas finas sueltas

Depósitos litorales 5,0

Son materiales formados en la zona in tennareal por la acción mi xta de ambientes continentales y marinos, intluyendo en este caso las corri entes, el oleaje y las mareas. Predominan las m~enas finas y los limos, pudiend o co ntener abundante materia orgánica y carbonatos. Los sedimentos más finos, los fan gos y la materi a orgánica son característi cos de las zo nas de de lta y estuario. En general, la consistencia de materiales es blanda a muy blanda y mu y an isotrópica. Pueden presentar encostramientos, pero la característica prin cipal es su alta compresibilidad. Otro tipo de depósitos carac terísticos de las zonas litorales SO I1 las dunas, con carácter inestabl e debido a su movilidad.

:

Limos compactos

- - ----=

= : 10,0

------=

=

...l...c~=~=~_--'--

______ --'

N.F.: Nivel freático

Ut!¡i!fHa' Perfil tipo de depósitos litorales.

G

MECÁNICA DEL SUELO

101

Depósitos glaciar es

o ~~~~~~----------------~

Resistenc¿ia

m

Son depósitos transportados y depositados por el hielo o por el agua de deshielo. Están formados por til litas y morrenas . Su composición es muy heterométrica Y la distribució n es altamente errática. Los depósitos fl uvio-glaciares contienen fracciones desde gravas gruesas a arcillas; es tá n algo estratificados Y su gran ulometría decrece con la distancia al frente glaciar. Sin emba rgo, los de origen lacustre-glacia r presentan fraccio nes más fi nas, predo minando las arcillas y las estructuras laminadas, típicas de las arcillas var-

Arena s limo-a rci llosas

Grandes bolos

vadas.

La heterogeneidad Y anisotropía es la característica típica de estos depósito s, pues coexisten desde las arcillas hasta las gravas gruesas y grandes bloqu es (Figura 2.82). Por tanto, las propiedades geotécni cas son altamente vari ables. Al estar la permeabil idad di rectamente relacio nada con la gran ulometrfa, estos suelos son muy sensibles a los incrementos de presión intersticial produci dos por lluvias torrenciales y por el deshielo. En estos depósitos son mu y frec uentes los fenómenos de soliflu xión y de inestab ilidad de laderas. La investigación geotécnica es complej a, y los espesores pueden ser igualmente mu y variables, siendo frecuentes las potencias elevadas. En la Figura 2.83 se muestra una columna tipo de estos suelos.

Arenas y limos con gravas , ca ntos y bolos

Arcillas limo-arenosas con gravas y cantos

N.F.: Nivel freático

"PifiJ-B' Perfil t ipo de depósitos glaciares. Depósitos de clim as áridos y desért icos Los ambientes áridos ti enen una serie de implicaciones ingenieri les y medioambientales, como la desecación profun da, la acumul ación de sales y la alta mo vilidad de los sedimentos con el viento, que condiciona n las propiedades de estos suelos, entre las que destacan: Muy bajo conteni do de humedad, dando lugar a suelos no saturados, con succio nes relativamente altas. Bajo contenido en materi a orgáni ca, por lo que los suelos áridos resul tan pobres para fines agrícolas. Desarrollo de una costra rica en sales; la pérdida ele humedad por evaporación en la superficie produce cementaciones por precipitación ele sales. M uchos suelos áridos tienen un origen eólico, res ultando un suelo mal grad uado, con una estructura muy suelta. Bajo el punto de vista de la ingeniería geológica los pri ncipales problemas que presentan son los sigui entes:

W¡i¡FtJ:tj 102

Depósitos morrénicos (foto E. J. Tarbuck) .

INGENI ERíA GEOLÓG ICA

Ex pansiv idad en arci ll as. Co lapsos por densificación de suelos. Erosionabilidad muy alta. Ataq ues por sales, cloruros y sul fatos.

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PERFIL GEOMORFOLÓGICO TIPO

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NUEVA FORMA DE ROTURA\ FORMA DE ROTURA DEL TERRENO

NO SIMÉTRICA - P HUND

-+ PHUNDIMIENTO P HUND

pi HUNO < P HUND

F = COEF. DE SEG. = -P,a) Situación inicia l.

b) Excavación próxima.

Generación de situaciones diferentes con el paso del t iempo.

la red y producirse una disminución de volumen o retracción. La capacidad de cambio de volumen de estos materiales viene condicionada, por 10 tanto, por el contenido de arcilla y su mineralogía, su estructura y fábrica . Expansividad es el aumento de volumen por absorción de agua, y retracción la dism inución de volumen por eliminación del agua. El cambio de volumen (expansividad y retracción) está condicionado por los siguientes factores (además de los geológicos): Las variaciones climáticas, ya que de éstas depende la presencia del agua necesaria para producir la expansión o la evaporación del agua para inducir la retracción. Los cambios de volumen se refl ejan en los edificios que están construidos sobre arcillas expansivas y pueden producir agrietamientos al someter a la estructura a movimientos que, si son inducidos por determinados cambios de condiciones cl.imáticas estacionales o plurianuales (co mo ocun·e en el sur de España), pueden ser cíclicos (Figura 2.93). La vegetación, que puede cambiar localmente el contenido de humedad del terreno y dar lugar a los cambios de vol umen consiguientes. La vegetación y la acción de las raíces pueden ser agentes desencadenan tes del fenómeno. Los cambios hidrológicos generales producidos tanto por las acciones climatológicas, como por las variaciones de nivel freático debidas a explotación de acuíferos, construcción de embalses, etc. 108

INGENIERIA GEOLÓGICA

Estación agrietada por la expansión de arcillas.

Jaén (foto C. Oteo). La expansividad, por tanto, tiene un carácter potencial: Por un lado debe existir una arci lla con la mineralogía y fábrica adecuadas. Los carbonatos pueden cementar la estructura e im pedir o disminuir la expansividad, pero la destmcción de los enlaces diagenéticos (por ejemplo, al extraer el suelo para su utili zación como material para terraplenes) permite que la acción del cemento desaparezca y que los minerales puedan ser afectados por el agua. Debe producirse una variación en la humedad del suelo, por cualquier causa, que induzca a la

Grados de expansividad y valores medios de parámetros geotécnicos Grado

1

n

m IV

Expansividad

Baj a Baja a media

Media a alta Muy alta

Finos

(%) < 30 30-60 60-95 > 95

Límite líquido

Índice Lambe (kPa)

Presión de hinchamiento (kPa)

Hinchamiento libre (%)

< 35 35-50 50-65

< 80 80- 150 150-230 > 230

< 25 25- 125 125-300 >300

< 1 1-4 4-10

> 65

> 10

expansividad O a la retracción, pudiendo ir una seguida de la otra (1a retracc ión va unida a períodos de sequía y la ex pansividad a los de llu via).

Por esta causa, los suelos potencialmente expansivos y problemáticos se sitúan en zonas de climas ári dos y semiáridos, como la franja mediterránea (s ur de Es paña e Italia, Turquía, Israel, Marruecos, Túnez, etc.), Sudáfrica, sur de Norteamérica (N uevo México, Arizona, Texas, Norte de Méx ico), norte de Sudamérica (Colombi a, Ecuador, Perú), etc. A efectos prácticos, dado qu e la expansividad se relac iona con el co ntenido arci lloso, es habitual emp lear parámetros de caracterización de arcillas para evaluar y grad uar la posible ex pansividad de un suelo. Generalmente se co nsideran cuatro grados de expansividad (1 a IV ), tal como se indica en el Cuad ro 2. 12, en el que aparecen los inte rva los de valo res que defin en estos cuatro grados e n lo referente a contenido de finos y límite líquido. Ade más, se utilizan otros e nsayos de laboratorio de mayor calidad y reali zados a propósito para evaluar la ex pansividad: a)

b)

e)

El ensayo de Lamhe, qu e proporciona la presión que ejerce el suelo (re moldeado) al hu mec tarse en el interior de un molde y reaccionar co ntra un pistón calibrado (Figura 2.94). Su descripción puede co nsultarse en Jiménez Sal as y Justo Alpañés (1975). El ensayo de presión de hinchamiento, que es la má xima presión que desarrolla un a muestra de suelo inalterado (dentro de un molde edométri co) cuando, al humectarse, se impide su hinchamiento. El ensayo de hinchamiento libre, o máxima va riación de espesor de una mu estra inalterada en un molde edométrico, c uando se hum ecta y se permite la ex pansión.

Los valores índice de estos tres ensayos que sirve n para fijar el grado de expansividad potencial se inclu yen también en el Cuadro 2. 12.

Aparato de Lambe para caracterizar la expansividad de los suelos (foto C. Oteo).

En España existen este tipo de suelos en la Meseta No rte (Palencia, Valladolid ), en el sur de Madrid y en todo el Valle del Guada lquivir. En el mapa de arcill as ex pansivas (Ayala el al., 1986) se señalan las zonas donde aparece n estos suelos, sin qu e ello evite realizar es tud ios de detalle sobre la ex pansividad concreta en cada zona, con criterios más detallados, como los del Cuadro 2 .12 o el de la Figura 2.95, basados en la relación e ntre el límite líqu ido y el cocie nte entre la humedad y ese límite líquido, incluyendo datos de presión de hinchamiento e hjnchamiento libre probable.

G

MECÁNICA DEL SUELO

109

Suelos dispersivos

1 EXPANSIVIDAD NULA A BAJA 11 EXPANSIVIOAD BAJA A MEDIA

111 EXPANSIVIDAD MEDIA A ALTA IV EXPANS1VIDAD ALTA A MUY ALTA

I 0,8

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30

60

90

120

LIMITE LIQUIDO

lii!!ilf'lr' Criterio de peligrosidad a partir de la expansividad (Oteo, 1986).

E n zonas volcá nj cas suel en ex istir arci llas expansi-

vas versicolores, que constituyen, a veces, depósitos colu viales y, otras, lagunares. au nque e n ocasiones aparecen como epi sodios volcá ni cos incl ui dos entre lTIasas de fonolitas, como las que han dado problemas de empuj es e n los túne les de Trasvasur (Gran Cana-

ria) a lo largo de más de 25 años. Existe n otros suelos que tambi é n dan proble mas de expa nsividad, como los de ri vados de la congelació n de agua e n el terre no, y los proble ma s de hinchami e nto q ue se prod ucen en esco rias de horno LD por exi stenc ia de cal libre (se han o btenido hinchami entos libres de hasta el 5 % en zonas con 3,5 % de esta cal) o de óxido de mag nesio (hinchamientos de l 4-6 % para contenidos de l 14 % de MgO) al abso rber agua. O los fenómenos de hinc ham iento por hidratac ión de anhich'ita (sulfato cálc ico deshidratado) a l pasar a di hidrato (yeso común) por absorción de agua (e n España se ha producido un importante fe nómeno de este tipo a l excavar g randes vo lúmenes de tierra para instalar una central de energía). En ocasiones, la expansividad de una arci lla puede inc rementarse po r el paso de agua a través de l te rre no co n iones sodio, que aumentan la separación de la red c ri sta lina de los minerales. Así ha ocurrido en la depuradora sur de Madrid, a l abrirse las fi sura s de una arci lla margosa con yeso al eliminar 20 m de terre no e inicia rse un flujo de agua que ll egaba a esas arci ll as tras pasa r por capas de glauberita (yeso co n sulfato sód ico); en este caso se registraron levantami en tos de más de 50 c m e n un decan tador de aguas resid ual es, co mo consec uencia de la expansió n gene rali zada.

110

INGENIERIA GEOLÓGICA

Los suelos dispersivos so n aque ll os cuya constitució n mineral ógica y fábrica es tal , que las fuerzas rep ul sivas entre las partícula s fina s (a rc illas) exceden a las fuerzas de atracc ió n de esas partículas. Debido a e ll o, en prese ncia de agua, los sue los f1 oculan, es dec ir, se separan los agregados de pru"tículas y quedan partíc ulas de meno r tamaño que SO I1 más fácilmente arras tradas por e l agua co n c ierta velocidad, produc ié ndose la erosión interna de estos sue los. Los agregados de partíc ulas o f1óc ul os están consti tu idos po r partículas arcillosas, y además sue len tene r una proporción e levada de sales di suelt as (por encima de l 12 % en e l agua que está ocluida en los po ros del suelo). Se emplean dos criteri os para reconoce r el ri esgo de di spersió n, qu e e n terraple nes y presas con agua puede dar lugar a e rosiones internas, crea ndo canal es de sección circ ul ar: uno de tipo físico (e nsayo doble granul o métrico po r sedim entac ió n, con o sin di spersante de partíc ula s), y otro de tipo químico, determ inando e l conte nido de iones de Na, Ca, Mg y K Y comparándolos re lat iva mente (Fig ura 2.96). En e l caso de e mplear el dob le g ranulométrico, se de fine e l índice de dispersión, Jui s, como la re lación e ntre e l po rcentaj e de pmtículas menores de 0,005 mlTl en e l e nsayo con agua des min eralizada y el mismo pará metro obteni do en el ensayo norm al, con dispersante. Si ese índice es superior a 50 % se considera que e l sue lo tie ne gran estabilid ad frente a la di spersión, si está entre 50 y 30-35 la es tabilidad es intermedia o margi na l, si es infe ri or a 30-35, el material es di spersable.

Suelos salinos y agresivos Suel en contene r más del 15 % de su capacidad ión ica de ca mbio saturad a de iones de sodio , ade má s de co ntener ca ntidades apreciables de sa les solubles. S u pH e n sol uc ió n sa turada es del o rde n de 8,5 o menor. En suelos salinos asoc iados a altos g rados de evaporac ión y, por lo tanto, de concentrac ión de sales, como los qu e existen en lnín e lrak, se puede n ciar tambi é n características de expa nsión, pero pequeños cambios en la constituc ió n salina pueden cam biar e l riesgo de expansividad al riesgo de cola pso, en fu nción de la densidad in ic ial de las arci ll as que conti enen. Un caso ex tremo de suelos salinos so n los de la depres ión de l Mar Muerto (liménez Salas y O leo, 1999), donde se proyecló la Presa de Karamehan (lordania), sobre li mos calcáreos con fin as láminas de arago ni to. El conjunto está mu y co nsolid ado, po r lo que la estabilidad actual del aragon ito es tá asegurada por la co mposició n de l agua inte rsti cial, fuertemente salin a. Pero e l embalse está dest inado a co ntene r ag ua

100

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\ ZONA C.- MARGINAL

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40 30 ZO NA B.- NO DISPERSIVO

20 10

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meq/litro (Ca + Mg + Na + K)

"Qiíml."m'f~"E*I·~iil Potencial de dispersivid ad en f unción del conten ido químico. segú n 1 los criterio de Sherard y otros, 1976.

du lce, lo que puede producir un ca mbi o de sal inid ad en esa agua in tersticial, a largo plazo, co n consecuencias aún desconocidas . Muc hos de estos suelos saUnas son agresivos al hormigón de las ci mentac iones, sobre todo si hay agua de ci rcul ación en el subsuelo, que se lleva el producto del ataq ue de l suelo al cimiento y permite q ue éste siga progresando. No rm almente se considera que por debajo de UIl 0,02 % de sulfatos (medido en contcJüdo de SOl) no ex isten problemas de este tipo. E n el Cuadro 2. i 3 se ind ican valores de referencia para suelos y aguas en relac ió n al grado de ataque al hormigón.

Suelos colapsables Estos suelos, caracterizados por tener un a estructura muy ab ierta y tl oja, mantienen su estabilidad por el

Grados de ataque al hormigón de suelos yagua en función de su contenido en 504 Grado de ataque

Agua rng SO; /I

Suelo rng SO:/kg suelo seco

Débil

200-600

2.000-3.000

Moderado

600-3 .000

3.000- 12.000

Fuerte

> 3.000

> 12.000

InstruCCión Horrmgón Estructural ( 1998). MlIll stcn o de Fo mento. Madrid.

estado de sequedad de la atmósfera. Inicialmente, al ser depositados (por vía acuosa o eólica, lo que ay uda a formar dicha estructura) no ti enen nin gun a cohesión, pero acaban cementá ndose ligeramente por cristales de sul fa tos o por rellenarse sus huecos con partícul as más finas, lo que les da, en seco, una resistencia apreci able. Es tos suelos, geotécnicamente metaestables, ti enen un comportamiento que varía según el conten ido de humedad. Al aumentar ésta, la estru ctura inicial puede ser destru ida, produciéndose un a im portan te disminución de vo lumen aparente (colapso) y el consigui ente asie nto (además de un posible arrastre de partículas por agua con cierta velocidad). En el Va IJe Centra l de California se han medido subsidencias de más ele 4 m, al poner en ri ego suelos de este tipo, e infilt rarse el agua poco a poco. A veces, si las zonas superficiales se han encostrado (por depós itos de carbonatos, por ejemplo, o por colapsos antiguos), el colapso y arras tre, y disolución de los iones sul fatos, se da n por debajo de la su perfi cie, fo rm ánd ose cuevas o simas que acaban cediend o al ro mperse las costras superfi ciales. Es to ocurre, por ejemplo, en las zonas endorreicas en que se encuentran los limos yesíferos del Valle del Ebro; estos li mos se han depositado eólicamente en los fond os de los «valés», con potencias de has ta 15 m, con partículas limosas suj etas por enlaces de sulfatos. El suelo seco presenta un a cohesión aparente a co rto plazo que permite excavar za njas con retroexcavadores, quedando paredes velt icales con las huellas de la pala. Pero bajo la acción del agua,

G

MECÁNICA DE L SUELO

111

Criterios de colapsabilidad G rado de colallso

Peso específico seco (kN/m J )

Potencial de colapso (%) (*)

Bajo Bajo a medio Medio a alto Alto a muy alto

> 14,0 12,0- 14,0 10,0-12,0 < 10,0

< 0,25 0,25 - 1,0 1,0-5,0 > 5,0

(.') ASiento mducldo por colupso baJO mundaclón referido a la alt ura inicial de la mU ~ lm .

se producen di soluciones en los sulfatos, con g randes reducciones de vo lu men y ruTastre de las pmtículas, pasando de su bajo peso especítico (de lOa j 3 kN/ m' ) a estados en que se produce una di smjnuc ión de volumen de hasta e ll O % (Faraco, 1972), Pa ra caracteri zar la peligrosidad de esto s s uelos se utili za el peso específico seco apare nte y los ensayos de colapso (C uadro 2,14). Estos ensayos se reali zan en e l edó metro sometie ndo a las muestras a una carga determinada y midi endo e l asie nto tras la inundac ión de di c ha mues tra. En España se han produ cido fenóme nos de colapso. además de en los limos yes íferos citados, en la costa mediterránea, en limos arenosos de abani cos alu viales próximos a A li ca nte que, dado el c lima seco de la zona , tien en un grado de saturación bajo (20-30 % y, ocasiona lmente, 60-75 %). Como en los limos yesíferos, la parte superior está e ncostrada y du ra, pero por debajo los sue los no están cementados y están flojos (densidades secas de l orden de 14- 15 kN/ m' ), po r lo qu e las infi ltraciones puede n dar lugar a colapsos muy altos, hasta de l 15 %. Otros posibles casos de suelos colapsables en España so n los siguientes: a)

b)

112

En Canarias, las tobas blandas y los aglomerados piroclásticos, con estructuras muy abie rtas y dé biles contac tos e ntre las partículas, y con densidades muy bajas, pueden colapsar bajo cargas moderadas y/o por inundac ión , (Uriel y Senano , 197 1). Los rellenos antrópicos no compactados, e n los que se origi na una es tructura floja en la que e l ag ua queda en los con tac tos entre partículas (forma ndo meniscos, g racias a la succió n qu e se crea po r la diferencia de presió n en tre e l ai re y e l ag ua de los poros). Estos meniscos introducen fuerzas intergranulares que compri men las pa rt ículas y dan una res iste ncia consi derab le en co ndi c iones normal es de humedad. La saturac ió n e n agua e limina los meni scos, di sminu ye las fuerzas intergranul ares y pro vo~

INGEN IERiA GEOLÓG ICA

ca fu ertes colapsos o di sminuc io nes de vol umen (del 2 al 7 %, en e l caso de los re ll e nos con «are nas de miga» de l centro de la Península Ibérica), fenóm eno que ha induc ido grandes proble mas e n diversos rellenos (como e n e l caso de la Avenida de la Llustrac ió n de Mad rid). En este tipo de sue los, el ensayo de penetració n continua (ver Capítulo 6), puede di stin g uir c larame nte lo que es sue lo natural (más de 25-30 go lpes/20 c m) de lo que es materi al de re ll eno sin compactac ió n adec uada (5- 15 golpes/20 c m). M uy conocidos a nivel inte rnacio nal co mo sue los colapsables son los «Ioess» sed imentados eó li camente y que aparecen e ntre los parale los 30 y 55 de cada hemj sfe ri o (S iberia, Ucrani a, Rumania Au stralia, A rge ntina , Urug uay, Medio Oeste nortea meri cano, etc.) . En alg una ocasió n se ha acudido a inundar va ll es enteros, a fin de provocar e l colapso po r inundac ión y ll evar al terreno a una situació n más estable y densa , co n lo que, desde e l punto de vista de c imentac iones, se CO I11port a de forma admi sible. De hecho, los limos yes íferos aragoneses, remov idos y compactados, alcan zan densidades secas óptimas del orden de 17,5 kN/ m', o sea, se transforman e n un sue lo mucho más denso que el origina l.

La acción del hielo y el «permafrost» La pe netración de la helada en el terreno va aco mpañada de diversos fenómenos físicos, entre los qu e destaca e l aume nto de volumen de l ag ua del suel o al co ngelarse, que puede destruü· la estructura de l sue lo o de la roca. El e fecto más sig nificati vo sue le ser la acumulac ión de lentejo nes de hi e lo, que da lugar a expansiones en invie rno y a reblandecimien tos en verano. Se considera que a medida que aum enta la proporción de s uelo con una g ranulom elría por de bajo de 0,02 mm, lo hace tambi é n la susceptibi li dad a la acc ión de l hi elo. Si esta fracción es supe ri or al 3 % y el coefici ente de un iformidad de l sue lo (Dw/ D IO) es del o rden de 15, e l sue lo es susceptible a los efectos de la helada. Y cuando esa fracció n excede al 10 %, e l coefic iente de uni formidad debe oscila r alrededor de l 5 para que el sue lo sea susceptible frente a ese fenó me no. En áreas muy g randes de Canadá, A laska y S iberia ex isten sue los pe rmane nteme nte congelados ( 250

R,

R, R, 11,

R,

Roca blanda

Roca moderadamente dura

Roca dura

Roca muy dura

Roca extremadamente dura

> 0,5 0,25-1,0

(ISRM , 1981)

La velocidad de propagación de las ondas elásticas al atravesar la roca depende de la densidad y de las propiedades elásticas del mate rial, y su medida aporta in fo rmación sob re algun as características como la porosidad. El ensayo para la determinación de la velocidad en labora tor io se describe en el Apartado 3.4. La veloc idad de las ondas longitudi nales o de compresión, VI" se utili za como índice de clasificación, y su va lor es indicativo de la calidad de la roca, correlacionánd ose linealmente con la resistencia a compresión simp le ac ' Para las 'rocas esta velocidad varía entre 1.000 y 6.000 mis. Para rocas alteradas y meteorizadas se obti enen va lores por debajo de 900 mi s. Así, mientras qu e un granito sano puede presentar valores hasta de 6.000 mis, si éste se presenta alterado la velocidad se red uce proporcionalmente al grado de meteorización, has ta la mitad o un terc io, y si aparece Illuy descompuesto, los valores serán menores de 700800 mis. El Cuadro 3.8 presenta algu nos valores de la velocidad de propagac ió n de las ondas elásticas de compresió n.

Velocidad de propagación de las ondas longitudinales en rocas Velocidad de propagación de las ondas Vp (mIs)

Roca sana

1.400-4.200 4.500-6.500 2.500-6.000 2.500-5.000 5.000-6.500 5.500-7.000 4.500-6.500 5.000-6.000 4.500-6.500 3.100-5.500 4.500-6.000 1.400-3.000 1.800-3.200 3.500-6.000 3.500-5.000 4.500-6.000 3.000-4.000

Areni!l.ca Basalto Caliza Conglomerado Cuarc ita Di abasa Dolerita Do lomía Gabro Gneiss Granito sano Lutita Marga Mármol Pizarra Sal Yeso

J

MECÁNICA DE ROCAS

131

Clasificación de las rocas con fines geotécnicos Las clasificaciones geológicas o litológicas (Cuad ro 3.9) son fundamentales en ingeniería geológica, ya qu e aportan información sobre la composición min eralógica, la textura Y la fábrica de las rocas, así como sobre la ¡sotrapía o anisotropía estructural en rocas de determinado origen, como es el caso de las rocas masivas frente a rocas laminadas o foliadas. Así, el término de roca ígnea o metamórfi ca indica lIna determinada estructura, textura, composició n, tamaño de grano, etc. Estos factores, que se emplean para subclasificar los grupo s principales, co ndi cionan las propiedades físicas y resistentes de las rocas. También la relación de algunas utol ogías con determinados procesos geológicos es importante a la hora de plantearse el estud io del comportamiento del material rocoso, como es el caso de la fac ilidad de di solución de las rocas carbon atadas o yesíferas, la alterabilidad y la capacidad de expandirse de las rocas arcillosas, los procesos de flu encia en las sales, etc. Sin embargo, las clasificaciones litológicas no son suficientes en ingeniería geológica, en cuanto que litologías similares pueden presentar grandes variaci ones en sus propiedades físicas y mecánicas, como por ejemplo en la resistencia. Además no aportan información cuantitativa sobre sus propiedades . La clasificación de las rocas para usos ingenieriles es una tarea compleja, ya que deben cuantificarse sus propiedades con el fin de emplearlas en los cálculos de diseño. Así, los términ os cual itati vos de roca dura o resistente, blanda o débil deben acotarse mediante determinados va lores de su resistencia a co mpresión simple: 500 a 1.000 kp/cm' para una roca dura y 50 a 250 kpjcm2 para una roca blanda. La difi cultad para la clasificación geotéc ni ca estriba tanto en el hecho de la alta variabilidad de las propiedades rocosas como en las limitaciones de los métodos y procedimi entos para su determin ación.

La resistencia a compresión simple es la propiedad más frecuentemente medida en las rocas, Y en base a su valor se establecen clasificaciones en mecá nica de rocas. En el C uadro 3.l0 se incl uyen d iferentes clasificaciones basadas en es te parámetro. Otro valor empleado para la clasificación mecán ica de la matri z rocosa es el módulo relativo, o relació n entre su módulo de elasticidad E (descrito en el Apartad o 3.3) y su resistencia a compresió n simple, (fe' relación que varía en funció n de la litología. La Figura 3.9 muestra esta relación para los diferentes tipos de rocas. La mayoría presentan un valor del módulo relativo entre 200 Y 500. El grado de meteorización o alteración de la matriz rocosa permite clasificar las rocas cualitati vamente, y aporta una idea sobre sus característi cas mecánicas o geotécni cas. La meteorizació n aumenta la porosidad , la permeabilidad y la deformabi lidad del material rocoso, Y disminu ye su resistencia. En el Cuadro 4.4 del Capítulo 4 se inclu ye la clasificación en base cuatro grados, desde roca «fresca» a roca «descompuesta». Los procesos de meteori zación de la matriz rocosa se tratan más adelante en este apartado.

Clasificación de los macizos rocosos Las clasificaciones de los mac izos rocosos están basadas en alguno o vari os de los factores que determinan su comportamiento mecánico: Propiedades de la matri z rocosa. Frecuencia Y tipo de las discontinuidades, que defi nen el grado de fracturació n, el tamaño y la forma de los bloques del macizo, sus propiedades hi drogeológicas, etc. Grado de meteorización o alteración. Estado de tensiones in situ.. Presencia de agua.

Clasificación geológica general de las rocas Clasificación de las rocas por su origen

132

Rocas sedi mentarias

Detríticas: Químicas: Orgánjcas:

cuarcita, arenisca, lutita , limol ita, conglomerado. evaporitas, caliza dolomítica. caliza, carbón, rocas coralíferas.

Rocas ígneas

Plutónicas: Volcánicas:

granito, gabro, di orita. basalto, andes ita, riolita.

Rocas metamórficas

Masivas: Foliadas o con esqui stosidad:

cuarcita, mármol .

INGENI ERiA GEOLÓG ICA

pi zarra, fi lita, esquisto, gnei ss.

Clasificación de las rocas a partir de su resistencia a compresión simple Resistencia

Ge%gieal Society of Lolldoll (1970)

ISRM

a la compresión

(1981)

simple (MPa)

Bicniawski

Ejemplos

(1973)

Suelos

< 1

Blanda

Muy blanda

1-5

> 1,25 Moderadamente

5- 12,5

Muy baja

Sal, lutita, limo tila , marga, lo ba, ca rbón.

blanda Blanda

12,5-25

Moderadamente

25-50

Moderadamente dura

Baja

Dura

Media

Muy du ra

Alta

dura

Dura

50- 100 100-200

Muy dura

> 200 > 250

Ex lTemadamenle

ROCAS METAMÓRFICAS Cuarcitas

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"0,25 -1--,----,---,--,----,---1

"" 0,25

u

75 125

250

500 1.0002.000

Cuarcita, gabro, basalto.

'&

::~\' /

"

ROCASIGNEAS

B

'E .;> ~

~

Uf

4

-O

2

~ro

Resistencia a compresión simple, Oc (kg/cm 2)

Rocas ígneas y metamórfi cas duras, arenisca muy cememada, caliz..1, do lo mía.

16 ROCAS SEDIMENTARIAS /

o

E

~

Muy alta

Rocas metamórficas esquistosas, mármol, grani to, gneiss, areni sca, cali za porosa.

16

1 6~~~~~~~~~----",

o

dura

Extremadamente dura

Esquisto, pizarra.

0.5

~ 75 125

250

ro

u '0 ~

2

ro

o;

"-lutitas

o

." u

Basalto y o tras rocas volcánicas

.'"

m u

0,5

"" 0,25

500 1.000 2.000

Resistencia a compresión simple,

Oc

(kg/cm 2)

75 125

250

500 1.000 2.000

Resistencia a compresión simple,

Oc

(kg/cm 2)

W"'fff' Clasificación de las rocas basada en el módulo relativo E/a" Se esta blecen tres categorías en función del mód ulo relativo: elevado. medio (entre 200 y 500) Y bajo (modificado de Deere y Miller. 1966; en Attewell y Farmer. 1976).

La gra n variabi Udad de es tos factores y el ca rácter disco ntinu o y a nisótropo de los maci zos rocosos implica la dificu ltad para establecer clasificaciones geotécni cas o geomecá nicas generales vá lidas para los di ferentes tipos de macizos. Las clasifi cacio nes más úti les en mecá nica de rocas son las denom inadas clasificaciones geomecánicas, de las cua les la RMR de Bieniawski y la Q de Barton Son las más uti lizadas (ver Apa rtado 3.8). Eslableeen

diferentes grados de calidad del maci zo en función de las propiedades de la matri z rocosa y de las discontinuidades, y proporcionan va lores estimativos de sus propiedades resistenles g lobales. Existe n otras clasificaciones basadas e n diferentes parámetros más o menos re presentati vos de las propiedades del conj unto del macizo rocoso. La que se presenta en el C uadro 3. 1 I co nsidera el grado de fracturación, medido median te el índice RQD , y cla-

J

MECANICA DE ROCAS

133

1.0

Clasificación de la calidad del macizo rocoso según el índice RQD 0,8

RQ D %

Calidad

< 25 25-50 50-75 75 -90 9O- 10O

Muy mala Mala Medi a Buena Muy buena

">~

~ ro ~ ro

0,6

~

"ro ·u

0,4

".Q

;g 0,2

siti ca al macizo en diferentes grados de calidad (el Índice RQD, rack quality designatioll , se defi ne en el Aparlado 6.3 del Capítul o 6). También el número de familias de discontinuidades, e l tamaño y la fo rm a de los bloques de matri z rocosa son parámetros que se emplean para estab lecer clasificaciones que aportan información sobre su confi guración y grado de fracturación (ver Cuadros 4. 10, 4. 11 Y 4. 12 del Capítu lo 4). Otro parámetro que se emplea para la clasificació n de los macizos es el índice de velocidad relativa (V,,, j V'''b)' 6 (VFIV,)'. Este índice relaciona la velocidad de las ondas longitud inales medi da in silll en el macizo rocoso con la velocidad medida en probetas de matri z rocosa en labo rato ri o, y se utiliza como criterio de cabdad (Cuadro 3. 12). Para un macizo de muy buena calidad, con pocas discontinuidades cerradas, esta relación debería ser cercana a 1,0, decreciendo el valor al aumentar el grado de fractut1lción e irse redu ciendo la calidad del macizo. Este índice se correlaciona con el parámetro RQD (Figura 3. 10). El grado de meteorización o alteración se emplea tambié n para la clasificación cualitativa de los macizos rocosos, ya que influ ye en su resistencia y propiedades mec';nicas. En el Cuadro 4.1 3 del CapíLUlo 4 se inclu yen los diferentes grados de meteOl; zación para

Indice de velocidad relativa y calidad del macizo rocoso í ndice de velocidad relati va (V¡../V¡?

Calidad del macizo rocoso

< 0,2 0,2-0,4 0,4-0,6 0,6-0,8 > 0,8

Muy mala Mala Media Buena Muy buena

Coon and Mcrri t, 1970: en Bicniawski, 1984.

134

INGENtER iA GEO LÓGICA

0,0-, O

20

40

60

80

100

[ndice de fracturaci6n ROO (%)

pi!'~'!U'!¡fIE~'i'a'l' Correlación teórica entre el RQO dad relativa.

I

y la veloci-

la clasificación de los macizos, según seis grados desde «fresco» (grado 1), si no aparece ningún signo de meteori zación, a «suelo residual» (grado Vl), cuando el macizo rocoso se ha transformado en un suelo y se ha destru ido su estructura.

Meteorización de los materiales rocosos

Procesos de meteorización La meteorjzación es la desintegración y/ o descomposición de los materi ales geológicos en superfi cie. El térmi no incl uye todas aque llas alteracio nes de carácter físico o químico que mod ifican las característi cas y propiedades de los materia les. Los procesos de meteori zación de las rocas dan lugar fi nalmente a los suelos, qu e pueden perma necer en su lugar de ori gen sobre la roca madre (suelos r esiduales) o pueden ser transportados como sedi mentos; estos (iltimos pueden Litificarse formando nuevamente rocas o permanecer como suelos (suelos transportados: alu viales, eólicos, glac iares, etc.). El contacto enlre el suelo y la roca puede ser neto o grad ual , este último característico de suelos residuales (ver Recuadro 3. 1). El grado de meteori zación del material rocoso juega un papel muy importante en sus propiedades físicas y mecánicas. Los materi ales rocosos meteorizados pueden ser definidos, en un a amplia acepción, como aquellos que se encuentran en la tra nsición entre roca y suelo, presentando un ampl io rango de propiedades geolécnicas y características mi xtas de los suelos y de las rocas

según el grado de meteorización. En ocasiones se emplean los términos de rocas blandas o débiles para hacer referencia genérica a los materiales meteorizados, aunque no todas las rocas blandas (lutitas, Limolitas, margas, etc.) son únicamente producto de la meteorización. En cuanto a la clasificación seg(m el comportamiento mecánico de los materiales rocosos cuando presentan un grado importante de alteración, surge el problema de considerarl os suelos o rocas; en el primer caso se infravaloran sus propiedades, mientras que en el segundo se supravaloran. La diferencia entre suelo y roca, según algunos autores, se establece por el grado de compactación o cementación y por la durabilidad. Los procesos de meteori zación están controlados por las cond iciones climáLicas y sus variables de temperatura, humedad, precipitaciones, régimen de vientos, etc., que determ inan el tipo y la intensidad de las transformaciones físicas y químicas que afectan a los materiales rocosos en superficie. Las acciones de ori gen físico producen la frac turación mecánica de las rocas. Las más importantes con(L'ol adas por el cl ima, en especial por la temperatura y la humedad, son: Formación de hielo: el agua que rellena poros y grietas aumenta de volumen al bajar la temperatura y formarse hielo, pudiendo producir la fractura de las rocas. Insolación: en climas áridos las acusadas diferen cias térmicas en periodos cortos de tiempo producen tensiones en las rocas por dilatación y contracción sucesivas, qu e dan lugar a la fracturación de las mismas. Formación de sales: la cristali zación de sales en poros o grietas de las rocas produce la rotura y disgregació n por ex pansión de los crista les. Hidratación : determinados tipos de materiales (ru'cillas, sulfatos) aumentan su volumen al sufrir hidratación , produciéndose deform aciones impo rtantes que pueden Llevar a la fracturac ión de la roca. Capila ridad: los minera les con estructuras hojosas (nucas, yesos) o con fi suración permiten la penetració n de agua, que, frente a cambios de temperatura, puede producir roturas estru cturales, al ser el coefi ciente de dilatación del agua mayor qu e el de la roca o mineral. Los procesos químicos se dan en presencia de agua y están controlados por la temperatura, siendo más in-

tensos y rápidos en regiones climáticas húmedas que en zonas de clima seco. Estas acciones dan lugar a la formación de nuevos minerales o compuestos a partir de los existentes. Las más importantes son:

Disolución: descomposición de mineral es por acc ión del agua, teniendo como últ ima consecuencia la desintegración del material. Aunque se considera una acción física, la disolución suele ir acompañada de procesos o reacciones quími cas. La disolución del carbonato cáJcjco causa la apertura de fi suras y huecos en las rocas carbonatadas. Hidratación: formación de minerales o compuestos químicos nuevos por incorporación de agua. Hid rólisis: descomposición de un minera l o compuesto químico por acción del agua. El grado de hidrólisis depende de la atracción que los iones del elemento ej erzan sobre las moléculas de agua. Oxidación y reducción: formación de nuevos minerales por combinac ión de un mineral con oxígeno, perdi endo sus átomos o iones uno o más electrones y fijando oxígeno, o por pérdida de oxígeno, fijando electrones. Dependiendo de las características climáti cas de una zona predominarán unas acciones u otras; así, en climas fríos o de alta montaña, con precipitaciones medias, predominará la meteorización física controlada básicamente por el hielo, mientras que en climas trop icales cálidos, con precipitaciones abundantes, las acciones químicas serán las dominantes. En la Fi gura 3.11 se incluyen los diferentes tipos de alteración predominantes y su intensidad en función de la temperatura y precipitación de una región. Los procesos de meteorización o alteración afectan tanto a la matriz rocosa como al macizo rocoso en su conjunto.

Meteorización de la matriz rocosa La meteori zación física de la matri z rocosa da lugar a exfoliac ión por planos de direcciones preferentes, apertura de microd iscontinu idades por hielo o por crecimiento de sal es, camb ios de vo lumen por cambios de humedad o temperatura, etc. La meteori zación química produce la disolución de mineral es solubles y la formación de nuevos minerales por procesos de oxidación, reducción, hidratac ion, etc. Los resultados de la alteración quím ica van desde la decoloración de la matri z rocosa a la descomposición de los silicatos y otros minerales, aunqu e al gunos de ellos, como el cuarzo, son resistentes a estas acciones. Los procesos de disolución juegan un papel mu y importante en la alteració n química de las rocas, especialmente en materiales carbonatados y salinos. La acción y los efectos de la meteori zación serán distintos dependiendo del tipo de roca, estando direc-

J

MECÁN ICA DE ROCAS

135

Precipitación media anual (cm)

200

150

100

E-12°

" "Eo

- 6'

~

12'

o e

ro ro

50

Baja

200

O'

6'

150

100

50

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-6'

o

6'

~

12'

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Baj a

Alteración quJmica

O'

o E

6'

~

12'

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~

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., ~

~ 18' o

30'

150

100

50

O

o e

o'

E

Precipitación m edia anual (cm)

200

O

2: _12" "• -6'

E-12° o e ro ro

.3 ~ o~ 18' E 24'

~

Precipitación media anual (cm)

O

18'

~

E 24' ~

Muy baja

30'

Qulmica moderada

Al teración muy baja

30'

Alteración flslca

Alteración físico-q uímica

Relación entre el clima y los procesos de meteorización (Em blenton y Thurner. 1979).

lame nte re lacionados con su co mposición mine ralógica y propiedades estructura les. Aunqu e en las rocas la meteori zació n qu ímica suele ser más intensa y produce su desco mposición y ca mbios mi neral ógicos, la f ísica ro mpe y di sgrega la roca, debilitand o la estruc tu ra rocosa al romperse los mine rales y los co ntac tos e ntre pan íc ul as, aume ntando la superfi cie ex pues ta a la atm ósfera y permi tiendo la e ntrada de l ag ua. Determin ados ti pos de mi nerales son más proclives a la me teori zación quími ca. Por orde n de me nor a mayor estabilidad : Olivino Feldespato Ca Piroxeno A nfi bolita Feldespa to Na B iotita Feldespato K Moscovita Cuarzo C ua nto mayor sea la diferencia e ntre las co ndiciones de presión y temperatura a las qu e se form aro n las rocas y las cond iciones ambienta les actua les, mayor será su fac ilidad de meteori zación. El cuarzo es e l mi neral que se for ma a temperaturas más cerca nas a las ambi entales ('" 300"). En general, la mayoría de los si licatos (feldespatos y micas en part icul ar) se meteori zan a minerales arcillosos. Bajo de terminadas co ndi ciones a mbi e nt ales, co mo climas tropicales o húm edos, se desco mponen e n óx idos e hidróx idos de alumini o y hi erro. Los mi nerales arcillosos fi nal es prod ucto de la meteori zació n depend erá n de los min erales ori g inales, de l contenido en ag ua y de l pH . Las rocas arcillosas so n las más afectadas por los procesos de meteori zac ió n física, y las qu e más sufren

136

INGENI ERIA GEOLÓG ICA

su intluencia en las prop iedades fís icas y m ec~\ ni cas. Sin e mbargo es frec uen te que estas rocas permanezcan mine ralógica mente estables, no sufrie ndo meteorizació n quím ica, al habe rse formado a co tas supelf iciales y a te mpera tura y presión cercanas a la superficie, aunque hay rocas arci llosas que pueden contener mine rales meteori zados. Las rocas ígneas o metamórficas so n qu ímicame nte inestables en superficie al haberse formado en condiciones de presión y te mperatu ra muy difere ntes, sufriendo intensa meteori zació n química y ca mbios mineralógicos. Sin embargo, son más resiste ntes a la meteo ri zación física que las rocas sedimentari as. La red ucción de la resistencia es e l efec to más importante causado por la desco mposición de la roCa por meteori zació n qu ími ca. Un pequeño incremento en e l co ntenido e n hum edad o e n la porosidad de la roca puede ca usa r un a redu cción importante de la resistencia y de l módul o de deform ac ión. Así, un granito puede pasa r de más 250 M Pa si está sa no a la mitad si es tá alterado y a me nos de 100 M Pa si presenta a lteración inte nsa. Ta mb ié n dec rece la velocidad sóni ca, desde más de 5.000 mis e n granitos sanos a me nos de la mitad si está moderadamente alterado y por debaj o de 800 m/s si está alterado a sue lo residual. Para la evaluac ió n de la alterabi lidad de las rocas fre nte a la meteo ri zación se reali zan los ensayos de durabilidad o alterabilidad en labo ratorio (co mo e l slake durability test). Los ensayos de resiste ncia, como el PLT y el ensayo de com presión simple, aportan tam bién in formac ió n c uali tat iva sobre la resistencia de la roca a nte la me teorizació n. Los análisis min eralóg icos permiten determi nar el grado de meteori zació n de los co mpo nentes de la matri z rocosa. C ualitativame nte, la clasi fi cació n de la matri z rocosa en base a su grado de meteorización se lleva a cabo medi ante descripciones vis uales e índ ices estándar (Cuad ro 4.4 de l Capítul o 4).

Meteorización de macizos rocosos Los procesos de meteo ri zación que ac túan sobre el macizo rocoso afecta n tanto a los bloques de matri z rocosa como a los planos de debilidad o di scontinuidad ex istentes. Co mo consecuencia de la meteorización mecánica o física de los macizos rocosos se pueden abrir las di scontinuidades existentes o crearse otras nuevas por fractura de la roca, al romperse los contactos entre gra nos o producirse la rotura de los minerales de la matri z rocosa. Las di scontinuidades son ca minos prefere ntes para el agua, contribuyendo a incrementar la meteori zación física y quími ca. El producto fin al de la meteori zació n ill si/u de los macizos son los suelos residuales. En ocasiones se de-

nomina saprolito o rego)jto al macizo rocoso meteori zado que conserva la estructura rocosa, aunque la composición de la roca matrj z se haya alterado y te nga menos resistencia qu e la roca sana, pudie ndo prese ntar, además de las di scontinuidades ori g inales del maci zo, otros planos de debilidad por alteración preferenciaL Según el grado de meteori zación pueden conservar los bloq ues de matri z rocosa o presentar un comportamie nto de suelos. Las diferentes litologías son afectadas desigualme nte por los procesos de meteori zació n, sie ndo éstos más intensos cuanto mayor es el tie mpo de ex posición a los age ntes atmosféricos. La Figura 3. 12 ilustra la variación del grado de meteorización co n la profundi-

Rocas sedimentarias

m¡''E''tf

Rocas ígneas fracturadas

dad e n macizos rocosos de dife re nte origen geológico. La profundidad de la meteorizació n depende del ti po de roca, tipo de clima y del tiempo de ac tuación de los procesos. Las rocas arcillosas, aren iscas porosas y cali zas blandas se meteori zan a mayor profundidad que los granitos o las rocas metamórfi cas. En climas húmedos tropicales los suelos procedentes de la alterac ió n de los macizos rocosos pueden alcanzar los 20 6 30 !TI de potencia. Un aspecto importante en la meteorizació n de los macizos rocosos son los procesos de d escarga por erosión. Como consec ue ncia de la di sminución de la presión litostáti ca, las masas rocosas se ex panden a favor de planos de fractura que se generan paralelos a la superfi cie del te rreno, dando lugar a una estructura en capas. Este fe nó me no es más importante en determinados tipos de materiales que presentan planos de debilidad preexiste ntes, como las lutitas O pizarras. Las rocas arcillosas o lutíticas se encuentran e ntre las más frecuentes en la superficie. La di sminución por e rosión de las sobrecargas que dan lugar a la formación de las rocas arc illosas por consolidación y litificación, provoca la relajación de los materiales y la apertura de las juntas tectónj cas que normalme nte los afectan, permitie ndo la e ntrada de agua en las di scontinuidades y en la propia matriz rocosa. Después de algunas dece nas de metros desde la superficie, las juntas aparecen cerradas y no se dan los procesos de meteori zación. La Figura 3. 13 muestra un maci zo ro-

Rocas metamórficas

Perfiles típicos de meteorización a suelos residuales en rocas sedimentarias. ígneas y metamórficas.

J

MECÁNICA DE ROCAS

137

Meteorización de macizos rocosos carbonatados.

Macizo rocoso arcilloso meteorizado (foto M. Ferrer).

coso arcilloso con elevado grado de alteración por decompresión y meteorización física. Los macizos calizos sufren los procesos de meteorización en superficie y en su interior a favor de las fracturas y planos de estratificacción, creándose grietas y cavidades por disolución. Estos procesos dan lugar a relieves kársticos irregulmes (Figura 3. 14) en los que coexisten rocas duras con rellenos blandos arcillosos (s uelos residuales), cavidades, doli nas, etc. (Figura 3. 15). Estos procesos Y formas pueden darse también en macizos yesíferos. La exposición de las rocas ígneas como granitos y dioritas, da lugar a fracturas de decompresión paralelas a la superficie que permiten la meteorización química (Figura 3. 16), produciéndose la alterac ión de los minerales de la matri z rocosa, feldespatos Y micas, a minerales arcillosos, mientras que el cuarzo permanece como una arena. Las discontinuidades son zonas preferenciales de alteración, y entre ellas los bloques de matri z se meteorizan esféricamente, en «capas de cebolla», quedando la parte central inalterada.

Morfología kárstica. Antequera . Málaga (foto M. Ferrer).

138

INGENIERiA GEOLÓG ICA

Fracturas de decompresión en un macizo rocoso granítico paralelas a la superficie (cortesía de Prospección y Geotecnia).

Las macizos basálticos se meteo rizan preferentemente por los planos de fractura, y los bloques de matriz rocosa eventualmente pueden presentar meteorización esferoidal; sus minerales pueden alterarse a arc illa y óxido de hierro (Figura 3. 17). En las rocas metamórficas, como gneisses y anfibolitas, los feldespatos Y piroxenas ti enden a alterarse más ráp idamente que los anfíboles, mientras que el cuarzo persiste. El bandeado típi co de los gneises unplica que las bandas con minerales más meteorizables sean zonas preferenciales de alteración química, creándose zonas de debi lidad en la resistencia de los macizos rocosos. Los esquistos. pizarras y fi li tas presentan fisibilidad marcada a lo largo de la esq uistosidad. creándose zonas débiles frente a la meteorización. A pesar de tener minerales resistentes, la alteración es más fáci l por la penetración del agua y el hielo. El grado de meteorización del macizo rocOSO puede estimarse a partir de su grado de fracturación mediante el parámetro RQD (descrito e l1 el Apartado 6.3 del Capítulo 6), al ser indicativo el número de discontinuidades de la predisposición a la alteració n. También el valor de la velocidad sónica de las ondas al atravesar el macizo indica su grado de alteració n,

Alteración a suelo de un macizo rocoso volcánico a favor de los planos de fractura (cortesía de Prospección y Geotecn ia).

como se ha explicado anteriormente. La clasificación cualitativa de los macizos rocosos según su grado de meteori zac ión se realiza en base a descripciones visuales e índices estándar (Apartado 4.5 del Capítulo 4).

El agua subterránea Permeabilidad y flujo de agua Las rocas, los suelos y el agua son los tres elementos naturales que constituye n el medio geológico. El agua fluye a través se suelos y rocas con mayor o menor velocidad. En función de que la roca tenga o no capacidad para transmitir agua, se denomina permeable o impermeable, dependiendo de su porosidad y de la interconexión entre los poros. La permeabilidad puede ser definida como la capacidad del medio rocoso para que el agua fluya a través de sus huecos o vacíos interconectados; se representa por el coeficiente de permeabilidad, que se expresa como una velocidad. Los valo res normales para las rocas va rían de 1 m/día a 1m/año. La permeabil idad de la matriz rocosa es intergranular, y el agua se transmite' a través de los poros y microfisuras interconectados de la 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 , la permeabilidad de la matri z rocosa es despreciable con respecto a la del macizo rocoso fracturado. Una excepción son las are niscas y otras rocas porosas, donde sí es posible el flujo de agua a través de la matriz. Los macizos rocosos karstificados son los que presentan mayores valores de

permeabilidad debido a la presencia de discontinuidades muy abiertas y cavidades producidas por la disolución de los materiales carbonatados. En los macizos rocosos permeables se establece un nivel de agua bajo el cual los poros y/o discontinuidades interconectados aparecen llenos de agua. La forma de esta superficie, el nivel freático, suele adaptarse a la de la topografía, aflorando en puntos concretos condicionado por cambios litológicos o topográficos o por estructuras geológicas como las fallas. El ni vel freáti co puede fluctuar por lluvias intensas y continuadas, bombeos o extracciones y en periodos de sequía. Una baja proporción del agua de lluvia se infiltra en el terreno, y una pequeña parte de ésta, si acaso, alcan za el nivel freático. El agua subsupetficial aparece en condiciones de no confinamiento, pero a mayor profundidad la presencia ele capas o estratos impermeables puede hacer ele banera para el movimiento del agua hacia la superfici e. En estos casos el agua aparece confinada, ejerciendo presión contra los materiales impermeables. El flujo del agua en un macizo rocoso fracturado depende de la abertura de las discontinuidades, que a su vez depende del esfuerzo normal ejercido sobre ellas, y de su interconexión. Este esfuerzo aumenta con la profundidad, y a partir de un determinado ni vel las discontinuidades aparecen cenadas, siendo la permeabilidad del macizo la de la matriz rocosa, o permeabilidad primaria. En el Apartado 3.6 se incluyen algunos aspectos sobre la permeabilidad de los macizos rocosos. La Figura 3. 18 presenta datos sobre la permeabil idad primaria y secundaria para diferentes tipos de rocas. La permeabilidad de la matriz rocosa se mide en ensayos de laboratorio, y la del macizo rocoso mediante la reali zación de ensayos in situ en sondeos (ver Capítulos 5 y 6).

Efectos sobre las propiedades de los macizos rocosos El agua, "como «material» geológico, coexiste con las rocas e influye en su comportamiento mecánico y en su respuesta ante las fuerzas aplicadas. Los efectos más importantes son: Juega un papel importante en la resistencia de las rocas blandas y de los materiales meteorizados. Reduce la resistencia de la matriz rocosa en racas porosas. Rellena las discontinuidades de los macizos rocosos e influye en su resistencia. Las zonas alteradas y meteori zadas superficiales, las discontinuidades importantes y las fallas son caminos preferentes para el flujo del agua.

J

MECÁNICA DE ROCAS

139

Permeabilidad de la matriz rocosa sana (mIs)

1~ 1~ 1~1~ 1~ 1~ 1~1~ 1~I~OI~I~21~' Arenisca Caliza y dolom'a Granito Lutita Pizarra Esquisto Rocas metamórficas Rocas volcánicas Sal

L -__________________________________~

Permeabilidad de mac's rocosos fracturados ylo alterados (mIs)

'.. 1~ 1~ 1 ~1~ 1~1 ~ 1~1 ~ 1~1~1~ ' 1~21~3 Arenisca Caliza y dolomra Granito alterado Lutltas Rocas metamórficas Rocas volcánicas Basalto vacuolar Basalto fracturado Sal estratificada Esquisto fisurado L -____ Muy alta

L-----L-----~----~----~ I

Alta

Media

Baja

Muy baja

Valores de permeabilidad primaria y secundaria para rocas y macizos rocosos (modificado de Isherwood, 1979 ; en Hudson y Harrison, 2000)

produce meteorización química y física en la matriz rocosa Y en los macizos rocosos. Es un agente erosivo. produce reacciones químicas que pueden dar lugar a cambios en la composición del agua. La presencia de agua subterránea da lugar a una tensión o presión hidrostática que se ejerce sobre las rocas con una magn itud igual en todas las direcciones. El agua puede afectar al comportamjento mecánico de los dos componentes del macizo rocOSO: matriz rocosa y discontinuidades. El papel del agua subtenánea en las rocas es, en general, menos importante que en los suelos a ni vel intergranular, debido a la baja permeabilidad de la matriz rocosa; pero en rocas porosas como las areniscas se cumple el principio de la tensión efecti va, y la presencia de agua reduce los es-

140

INGEN IERIA GEOLÓGICA

fuerzos normales actuando entre las partículas minerales. La resistencia de la roca, por tanto, será menor si ésta se encuentra con los poros rellenos de agua. Con respecto a las discontinuidades, el agua ejerce una presión hidrostática que reduce los esfuerzos normales entre las paredes de las mismas, redu ciendo su resistencia al corte. En ambos casos, el agua presente en los poros o en las discontinuidades reduce la resistencia del macizo rocoso en su conjunto. Estos aspectos se tratan en los Apartados 3.4 Y 3.5 correspondientes a la resistencia de la matriz rocosa Y de las di scontinuidades respecti vamente. Otro efecto del agua subterránea sobre los macizos rocosos es la reducción de resistencia causada por erosión interna en materiales blandos y arcillosos, arrastrando los materiales finos y creando huecos en

la estructura de los maci zos. En materiales solubles como los carbonatos o los yesos, se producen procesos de disolución que dan lugar a la apertura de las discontinuidades y a la creación de cavidades. En determinados tipos de rocas, como las blandas y arc illosas o arenoso-arcillosas, la presencia de ag ua

J,J

intersti cial reduce sus propiedades resistentes, cohesivas y friccionales, y aumenta su deformabilidad. También puede disminuir las propiedades friccio nales de las discontinuidades si estas aparecen alteradas o rellenas con materiales arci llosos.

Tensiones y deformaciones en las rocas p' = p + u

Fuerzas y tensiones La mecánica de sólidos asume un comportamiento ideal de los materiales: homogéneo, continuo, ¡sótrapo, lineal y elástico. Las rocas, a diferencia de los materiales artificiales como el acero o el hormigón, prese ntan «defectos» estructurales debido a la vari ación en la composición mineralógica, orientación de minera les, porosidad y microfisuración, grado de alteración, etc. Los macizos rocosos, además, conti enen disco ntinuidades de muy di verso tipo y zo nas meteori zadas o tectoni zadas. En ambos casos estas características se reflej an en unas propiedades físicas y mecánicas heterogé neas, discontinuas y anisótropas, que gobiernan la respuesta mecáni ca del medio rocoso frente a la actuación de las fuerzas. La apl icación de nuevas fuerzas, o la modificación de la magnitud o distribución de las preex istentes, da lugar a cambios en el estado mecánico de los sistemas rocosos, produciéndose un a seri e de efectos internos, como des plazamientos, deformaciones y modificac ión del estado tensional o de esfuerzos. En los ensayos de laboratorio se ap lican fuerzas para producir la rotura del material y conocer así sus propiedades resistentes y deformac ionales. El estado mecánico de un sistema está caracterizado por:

-

La posición de cada un a de sus partes, definida por sus coordenadas. Las fuerzas que actúan entre y sobre las partes del sistema. La velocidad con qu e las partes cambian de posición.

La diferencia entre dos estados mecáni cos, por tanto, quedará definida por los desplazamientos, las deformacio nes y los cambios en el estado tensional o de esfuerzos.

s

~ ~:,mpode

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p

l4m'¡~'¡lf3fEl'¡e~1 Vector de desplazam iento y campo de desplazaI mientos.

El desplazamiento, u, es el cambio de posición de una partícula s, y queda definido por un vector u = pi - p. El campo de desplazamientos en un sistema será homogéneo si los vectores de desplazamiento de cada partícula son iguales en magnitud y dirección (Figura 3, 19), La deformación, e, indica la variac ió n de longitud o espacio entre dos partículas en dos estad os mecánicos distintos, y se puede ex presar como la relación entre la variación de longitud y la longi tud inicial entre las partícul as: B ~ (l¡ - l¡)/t, ~ /l,.l/t" Es te parámetro es adimensional y compara situaciones en dos estados mecáni cos diferentes. El estado tensional de un sistema es consecuencia de las fuerzas actuando sobre él. Al vari ar las fuerzas, por tanto, varía el estado de tensiones asociado a los planos considerados. Las fuerzas so n las responsables primeras del estado y comportamiento mecáni co de un sistema. Sobre un cuerpo rocoso ac tú an dos tipos de fuerzas (Figura 3.20): la fuerza gravitatoria o vo lumétrica, F = mg (aunqu e g depende de la posición del cuerpo en el campo gravitatorio terrestre, se as um e un valor constante g = 980 cm/s2) y las fu erzas supeIficiales, que son ej erc idas sobre el cuerpo por los materiales que lo rodean, y actúan sobre las supeIficies de contacto en-

J

MECÁNICA DE ROCAS

141

Fuerzas superticiales (presión atmosférica x área)

Fuerzas volumétricas resultantes del peso del material suprayacente

- -- --- -- ------ --- ---

+ Fuerzas superficia les

Fuerzas actuando sobre un cuerpo rocoso.

tre partes adyacentes del sistema rocoso, Y se transmiten a cualquier punto del interior del cuerpo; un ejemplo de estas (¡ltimas son las fuer zas tectóni cas que se ejerce n sobre las rocas. Ambas fuerzas, volumétricas y superficiales, está n íntimamente relac ionadas entre sí, estan do las segundas condi cionad as por la distribución y va ri ació n espacial de las primeras. Las fuerzas superfi ciales se clasifican e n compresivas (positivas) y di stensivas o traccionales (negali vas), representadas respectivamente por vectores apuntando hac ia dentro o hacia fuera del punto de aplicación. La fuerza es un a cantidad vector, representada por su magnitud, dirección Y sentido de aplicación. Si se co nsidera un plano sobre el que act(¡a una fu erza, ésta puede tener cualquier dirección con respecto al plano; si es perpendicular al m..i smo recibe el nombre de fuerza normal, y si es paralela fuerza tan gencial, de corte o de cizalla. La primera puede ser co mpresiva o di stensiva, mientras que la segunda no. Para las fuerzas tangenciales es necesario definir un convenio de signos: positi vas si el vector de fuerza y su vector asoc iado sobre la otra cara del plano tienen el sentid o contrari o a las agujas del reloj , y negati vas en caso contrario (Figura 3.2 \). El efecto de un a fuerza depende del área total sobre la que se aplica, por 10 que trabajar con fuerzas no es adecuado para conocer su influe ncia sobre el comportamiento de la roca. Si la fuerza total es referida al área A del plano sobre el que actúa, se ex presa como tensión o esfue rzo, parámetro indepe ndi ente del área de aplicación: a = F/A. Ambos térm inos se em plea n indi stintame nte e n este capítulo \. La fuerza se mide en unidades del sistema SI o cas, co mo llew ton (N), dina, kil opondi o (kp) , tonela-2 das fuerza (t); las unidades del esfuerzo son el kp/cm , kN/m2 o kPa, MN/m' o MPa, etc. El esfuerzo se defi ne como la reacción inte rn a de un cuerpo a la ap licación de una fuerza o conjunto de fuerzas, Y es una cantid ad que no se puede medir di rectamente, ya que el parámetro físico qu e se mide es la fuerza. S i la fuerza act(¡a uniforme mente en un a superfici e, el esfuerzo o tensión indica la intensidad de !

En la terminología geológica se utiliza esfuerzo como sinó-

nimo de tensión.

142

INGEN IERíA GEOLÓGtCA

G Convenio de signos para las fuerzas tangenciales.

las fuerzas que actú an sobre el plano. Por ta nto, a diferencia de las fuerzas, carece de sentido hablar de esfuerzo actuando sobre un punto. El esfuerzo no varía en función del área co nsiderada siempre que las fuerzas se distribuyan uniformemente sobre la superfi cie. Si las fuerzas no se distribuyen uni fo rmemente, el esfue rzo variará para diferentes áreas del plano. Si se considera un área infin..itesimal M en el inte rior de un cuerpo rocoso en equilibrio, la magnitud del esfue rzo resultante sobre el área será:

f:..F

dF

M

dA

a= lim - = M_U

Como la fuerza es una cantid ad vector, la expresión anterior se puede escribir co mo la ecuación de un vector:

_ (J

;:..F = lim M-.O

f:..A

dF =-

dA

El esfuerzo es también una cantidad vector, al ser el producto de un vector, EF, por un escalar, l/M. La notación (j representa la magnitud y dirección del vector. La notación a ó lal representa sólo la magnitud, es el escalar de Los vectores de esfuerzo se pueden sumar vectorialm ente si están referidos al mismo plano.

a.

-. ! a

y

~

-. a,

---------~

,

a,

ja;

---- --~--------_./I-

Plano

""""" Plano

kéfir!' Esfuerzos sobre un plano.

En cada cara ac tlta una compo nente normal y otra tangencial . Refiriendo el cuadrado a un siste ma de ejes x, y, las componentes del esfuerzo sobre el plano ..r (perpendicul ar al eje x) son ax y t .I .,., Y sob re el plano y (perpendi cular al eje y) so n ay t ' \l" Para el equil ibri o la resultante de las fuerzas actuando en las direcciones ..r e y debe ser igual a cero. Además el equilibri o ro tacio nal requ iere que los momentos sean igual a cero:

i

( 1)

El esfuerzo sobre un plano qu eda compl etamente representado por el vector de es fu erzo, con magnitud igual a la relac ió n entre la fue rza y el área y d irecció n paralela a la direcc ión de la fuerza que actúa sobre el plano (Figura 3.23). Al igual qu e las fu erzas, los esfuerzos compresivos so n positivos, y los distensivos O tracciona les son negati vos. El esfuerzo, como cualquier otro vector, puede ser descompuesto en sus componentes normal y ta ngen-

cial, (J" y r, referidas a cualquier plano. depend iendo estas componentes de la orientación del plano elegido. De igual modo el esfuerzo puede ser descompueslO en dos componentes, (Jx Y al" paralelas a los ejes de un sistema de coordenadas ortogonales ..r, y.

Tensiones sobre un plano El estado de esfuerzos o tensiones en un punto queda definido por las fuerzas por unidad de área referidas a dos planos perpendicul ares ..r, y, a través del punto. Si se as ume un materi al continuo y homogéneo sometido a un campo de fuerzas un iforme y se considera un cuad rado de área infinit.esi mal en reposo (Figura 3.24), los esfuerzos res ultantes sobre las caras del cuadrado o, lo que es lo mjsmo, las fu erzas por unidad de área ejercidas po r el material circundante sobre las caras del cuadrado, deben estar en equilibrio.

Yi

,

"y O 'y, :

As í, el estado de esfu erzos en dos dimensiones viene determinado por tres componentes: a. ay. -r. El estado de esfu erzos no depende de la ori entación del sistema de ejes elegido, pero sus componentes sí. Una vez conocido el estado ele esfuerzos en un punto mediante sus componentes a.l ., ay, t .r)'. pueden calcularse los esfuerzos so bre cualquier plano de orientación conocida que pase por el punto. Si el estado de esfuerzos del plano se determi na con referencia a un s istema de ejes elegido arbitrariamente, los valores de las componentes norm al y tangencial dependenín de los ejes elegidos. La orientación de cual qu ier pl ano P dentro del cuadrado puede especificarse med iante los cosenos de los ángul os que form a la norm al al plano con los ejes x e y. Es tos son los cosenos directores de la línea de longitud unitaria norm al a P, I = cos C( y 1"11. = cos f1 (Figura 3.25). Dicho ele otra fOfma, los cosenos directores ele cualquier línea que pase por el ori gen del sistema de ejes considerado son las coorde nadas de un punto situado sobre la línea a ulla distancia unitari a del ori gen. Para la normal a un plano paralelo al eje x, los cosenos d irectores se rán I = O Y 111 = l . l

.,

l

) ••

• CÁ LCULO DE LAS COMPONENTES x E y DEL ESFUERZO SOBRE UN PLANO

Si se considera un plano AB cuya norm al OP está incl inada un ángu lo O con respecto al ej e Ox, las compo nentes P.I' y Py del vec tor p , paralelo a OP, pueden determin arse considerand o el equ ilibrio del área triangular OA B, para el que la suma de las fuerzas actuando en cualquier dirección debe se r cero. Las ec uaciones de eq uilibrio de fuerzas so n (Figura 3.26):

a,

a,

p,AB = (JPB T,y -

~-

x ----- -------

+ t ,.PA

p,AB = (J.,AB cos O + t,..,A B se n O

P.r = a.rcos O +

!y.l'

(2)

sen O

De igual modo en la di recció n )1 : Componentes del estado de esfuerzos en dos di mensiones.

Py = ay sen 0+

J

!);)'

cos O

MECÁNICA DE ROCAS

(3)

143

\

Normal a P

~-----\-

m\

: JI ------~

:

~ 1,0: _~ _________ _____ !.__J.. ~___ _____L__

Normal aP

----- ------- O; 03 = O

Tracción uniaxial 03 < O; 0'1 = O

----'"-"-

-+I

Esfuerzo hidrostático 0'1 =0'3>0

Compresión general a 1 >0'3>

Esfuerzo de ciza lla puro 0'1 = -- :10

Area de resistencia aparente

en el material. Los criterios de plasticidad suelen expresarse en términos de invariantes de esfuerzo o esfuerzos desv iadores, al ser el proceso de plastificación en materiales isótropos independiente de los ejes considerados. Los criterios de resistencia o ro lura pueden ser expresados para matri z rocosa, para superfi cies de discontinuidad o para macizos rocosos. Los más extendidos y titiles en mecánica de rocas se describen en los siglljentes apartados.

Representación gráfica de criterios de rotu ra lineal y no lineal. Para estados de tensiones bajas el criterio lineal proporciona una zona de resist encia aparente y un valor de cohesión aparente.

Resistencia y deformabilidad de la matriz rocosa

Resistencia y parámetros resistentes El comportamiento mecánico de las rocas está definido por su res istencia y su deformabilidad. La resistencia, como se ha definido anterio rmente, es el esfuerzo que soporta una roca para determinadas deformaciones. Cuando la resistencia se mide en probetas de roca sin confinar se denomina resistencia a compresión simple, y su valor se emplea para la clasificación geotécnica de las rocas; en el Cuadro 3.6 se incluyen los valores típicos de este parámetro para diferentes tipos de rocas. Se obtiene mediante el ensayo de resistencia lIniaxial o de compresión simple (descrito más adelante). En general, los e nsayos de laboratorio sobre rocas frágiles proporcionan valores de resistencia superiores a los reales. Las rocas rompen a favor de superficies de fractura que se generan al superarse su resistencia de pico. Así, de una forma indi recta los ensayos de compresión miden la resistencia al corte de las rocas. Podría pensarse que los planos de fractura tienden a desarrollarse con dirección paralela a la de apl icació n de la carga; sin embargo, la mínima resistencia se obtiene para la dirección en la que se ejerce el mayor esfuerzo tangencial, formando un ángulo determinado con respecto a la dirección de ap licación de la carga. En rocas isótropas, según el círculo de Mohr, la rotura se producirá en una dirección tal que 20 = 90° + ó = 45° + /2 (Figura 3.43); sin embargo, no siem-

e 158

INGENIERIA GEOLÓGICA

pre se cumple esta predicción en los ensayos de laboratorio. Teóricamente, en caso de matri z rocosa ¡Sótropa, la resistencia compresiva será siempre la misma para un mismo estado de esfu erzos aplicado y unas mismas condiciones de presión de agua, temperatura, elc. La resistencia es función de las fuerzas cohesivas y friccionales del material (además de otros factores extrínsecos al material rocoso). La cohesión, e, es la fu erza de unión entre las partículas minerales que forman la roca. El ángulo de fricción interna, , es el ánguJo de rozamiento entre dos planos de la mi sma roca; para la mayoría de las rocas éste ángulo varía entre 2SO y 45u • La fu erza friccional depende del ángulo de fricción y de l esfuerzo normal , (fll' act uando sobre el plano considerado. La resistencia de la roca no es un valor único, ya que además de los vaJores de e y , depende de otras condiciones, como la magnüud de los esfuerzos confinantes, la presencia de agua en los poros o la velocidad de aplicación de la carga de rotura. También, incluso en rocas aparentemente isótropas y homogéneas, los valores de e y pueden variar según el grado de cementación o vruiaciones en la composición mineralógica. En el Cuadro 3.13 se incluyen valores característicos de la cohesión y fri cción de la matri z rocosa. Ambos parámetros se determinan a partir del ensayo de compresión triaxial de laboratorio, descrito en este apartado.

Valores típícos de e y Roca

Andes ita Aren isca

Basalto Caliza Caliza margosa Cuarcita Diabasa Diorita Dolomía Esqu isto

Gabro Gneiss Granito G rauvaca Mármol Lutita

Pizarra Toba Yeso

q, para roca sana

Cohesión e (kp/cm') 280 80-350 200-600 50-400 10-60 250-700 900-1.200 150 220-600 250 20- 150' 300 150-400 150-500 60- 100 150-350 30-350 100-500 < 100* 7 -

Ángulo de fricción básico rjJ, (grados) 45 30-50 48-55 35-50 30 40-55 40-50 50-55 25-35 25-30' 20-30' 35 30-40 45-58 45-50 35-45 40-60 15-25' 40-55 15-30'

30

(*) En superfiCies de lammaclón o csqu lstos ldad. Datos seleccionados a partir de Wallhan ([999). Rahn (1986), Goodman (1 989), Fanner ( 1968), Jiménez Salas y Justo Alpañés ( 1975).

Efectos de la anisotropía y de la presión de agua en la resistencia Cuando la roca presenta anisotropía, su resistencia compresiva para un mismo estado de esfuerzos varía según el ángul o fl (fl ~ 90 - a) e nlre la dirección de los planos de anisotropía y la direcc ió n de la carga aplicada, pudie ndo prese ntar va lores mu y diferentes (Figura 3.45). Al ser la dirección más favora ble a la rotura la correspond iente al ángul o (J = 45° + cjJ/2, la roca prese ntaní su míni ma resistencia si los planos ele debilidad prese ntan esta orie ntación. De igua l modo, te ndrá la máx ima resistencia para ori entaciones según () = 90° Y () = 0°, donde los es fuerzos ta ngenciales son !lulas. Pa ra va lores de l ángul o O entre esto s extremos, e l va lor de la resiste ncia será va ri ab le. La Fi gura 3.46a) prese nta la curva teó ri ca de resistencia de la roca a nisótropa, co n la porción curva correspondiente a la rotura por plano s de deb ilidad y la porción rec ta corres pond iente a la rotura a través de l mate rial rocoso. La Fi gura 3.46b) re prese nta c urva s reales obte nidas e n la boratori o para d ife rentes va lores de l ángu lo (J.

1:¡e=o,

1

8 = 90' ~

fl = 90'

Máximo va lor de Oc e = O'

Máximo valor

Mínimo valor de Oc

e = 45 '

= O'

de

Oc

e = 90'

+ ~/2

La resistencia de la roca varía en función del ángu lo O considerado . Un a probeta de roca con superficies de laminación o esquistosidad presenta su mín ima resistencia para planos de rotu ra correspondientes a los planos de debilidad, y la máxima para valores del ángulo O de 0 0 y 90°.

Es ta variabilidad en la resistencia a co mpresión de la matri z rocosa supone una incertidumbre para asignar un valor de 0'1 representativo. En ocasiones es frecuente tomar el va lor mín imo y adoptar así un margen de seguridad; sin em bargo, en al gu nas aplicaciones en donde se tenga la seguridad de que no se darán roturas a favor de los planos de an isotropía, debe tomarse un va lor de la resiste ncia adecuado a las situac iones reales de la obra. La evaluació n de la res istencia de la matri z rocosa e n función de la di recció n de anisotropía puede realizarse medi ante: Ensayos de laboratori o en probetas con dife rentes ori entac iones de los planos de debil idad. Ap licación de c ri terios de rotura e mpíricos, como el de Mohr-Coul omb. Las rocas anisó tropas son difíciles de ensayar por la varia bili dad de su resiste ncia, siend o necesa rios nu merosos ensayos para obtener pará metros representativos de todo el rango de resisten cias. La presión intersticial e n la matriz rocosa porosa di smi nuye su resistencia, al actuar esta presión en co ntra de la te nsión normal que se opone a la ro tura, c umpLié ndo se el principio de la tensió n efec ti va:

0';, = 0'" -

/.1

Esto sólo afeC l'a a rocas porosas permeab les, que permi ten la en trada de agua y puede n llegar a saturarse. Muchas de las rocas pueden cons iderarse prácticame nte impermeables, au nque bajo condiciones de presencia de agua, la sa turac ión es cuest ión ele tiem po.

J

MECÁN ICA DE ROCAS

159

I

I

a)

°1-°3

ol

~

b)

•

•

+ • +.

•

• +

•

+

......

•

+ + +

•

• • •

W!i!FFIBj Variación de la resistencia a compresión en f unción del ángulo de aplicación de la carga. a) Teóricamente para valores de O cercanos a 90° y para valores de O entre 0° y 4J no puede tener lugar la rotura a favor de un plano de debilidad preexistente, y la rotura del material rocoSO tend rá lugar a través de estos planos. b) Curvas correspondientes a ejemplos reales a partir de ensayos en probetas para diferentes valores del ángulo O.

donde:

Criterios de rotura

t

Y a son las tensiones tangencial y normal sobre ll

La resistencia de la matriz rocosa isótropa se puede evaluar mediante los criterios de rotura de MohrCoulomb y de Hoek y Brown. La principal diferencia entre ambos es que el primero es un criterio lineal yel segundo no lineal, más adecuado al comportamiento mecáni co real de las rocas. A 10 largo de las últimas décadas otros criterios de rotura han sido desarro llados por diferentes autores, generalmente con menor difusión y aplicación. Sheorey ( 1997) recoge en detalle los principales criterios de rotura existentes en la literatura sobre mecánica de rocas. El criterio de Griffith de 1921 (Jaeger y Cook, 1979; Paterson, 1978), desarrollado en base al estudio del cristal y del acero, es un clás ico en mecánica de rocas; a pesar de que no es adec uado para su aplicación al material rocoso, ha sido muy útil para el estud io de la influencia de las microfisuras preexistentes en la rotura a tracción del material.

Criterio de Mohr-Coulomb Este criterio expresa la resistencia al corte a 10 largo de un plano en un estado triaxial de tensiones, obteniéndose la relación entre los esfuerzos normal y tangencial actuantes en el momento de la rotura mediante la exp resión matemática: r=e+O""tagq,

160

INGENIERIA GEOLÓGICA

el plano de rotura e y cjJ son la cohesión y ángulo de rozamiento de la matriz rocosa. El criteri o puede expresarse igualmente en función de los esfuerzos principales (TI Y (T3 (Figura 3.47): 2e + O" 3[sen 20 + tag

q,( I -

cos 20)]

sen 20 - tag q,O + cos 20) permitiendo obtener la resistencia en cualquier plano definido por G. Para el plano crítico de rotura, O= 45° + cjJ/2, la expresión anterior tomará la forma:

=

(T

2eeos

q, +

0"3(1 + sen

.

q,)

( I - senq,)

I

Si se da la condición (T3 = 0, compresión simple de la roca:

(TI

2c cos al =

(Te

será la resistencia a

q,

= 1 - sencjJ

El criterio también proporciona el va lor de la resi stencia a tracción: 2e cas q, O" = , I +senq,

. - - . - - - - - - - -- -- - - - - - - - - - - -- -

b)

a)

°1 r

ó~

•,"

ó'

,Q,~

• ó.

~

-(,.,;:.Ci

c,.

--

28 °3

°1

u"

u3

Envolventes de Mohr-Coulomb en términos de esfuerzos tangenciales y normales (a) y esfuer zos principales (b). Para un estado tensional situado por debajo

de las rectas o envolventes no se producirá la rotura.

El criterio de Mohr-Coulomb implica qu e tiene luga r una fractura por corte al alcanzarse la resistencia de pico del material. La gran ventaja de este criterio es su sencillez. Sin embargo presenta inconvenientes debido a que: Las envolventes de la resistencia en roca no so n lineales; se ha comprobado experimentalmente que la resistencia de las rocas aumenta menos con el incremento de la presión normal de confinamiento que lo obtenido a l co nsiderar una ley

lineal, lo que puede implicar errores al considerar los esfuerzos actuantes, sobre Lodo en zonas de bajos esfuerzos confinantes (Figura 3.44). La dirección del plano de la fractura seg ún este criterio no siempre coincide con los resultados experimentales. El criterio sobrevalora la resistencia a la tracción. No obstante, si se utili za este criterio lineal de rotura para evaluar la resistencia de la matri z rocosa, se pueden adoptar las siguientes recomendaciones: Suponer que el valor de la cohes ión es un valor próximo al lO% de la resistencia a compresión simple de la matri z rocosa. Adoptar un valor del ángulo de rozamiento interno según el nivel de tensiones con el que trabaja, tomado de ensayos específicos o de labias (Cuadro 3.13).

Criterio de Hoek y Brown Para evaluar la resistencia de la matri z rocosa es más adec uado un criterio no lineal, donde la rep resentación gráfica de la rotura es una curva de tipo cóncavo.

El propuesto por Hoek y Brown (1980) es un criterio empírico de rotura no lineal válido para evaluar la resistencia de la matriz rocosa isótrapa en condiciones triaxiales:

donde 0"1 Y 0") son los esfuerzos principales mayor y menor en rotura, O"ci es la resistencia a compresión simple de la matri z rocosa Y mi es una constante qu e depende de las propiedades de la matri z rocosa. El valor de O"ó debe se r determinado en ensayos de laboratorio o, en su defecto, a partir del ensayo PLT. Puede también estimarse a partir del Cuadro 3.7. El parámetro mi puede obtenerse de la bibliografía cuando no sea posible obtenerlo a partir de ensayos triaxiales en la roca. El Cuadro 3. 14 inclu ye los valores máximos de mi para distintas litologías. Mediante la ecuación anterior se puede dibujar la envolvente para la rotura (Figura 3.48). La Figura 3.49 muestra las relaciones entre los esfuerzos normali zados O"! Y 0"3 para matri z rocosa. El crit~rio expresado adimensionalmente, en términos de esfuerzos normali zados con respecto a 0""'1' ti ene la forma: r) Resistencia a la tracción,

(J,

Tracción indirecta

Resistencia a la tracción,

(J,

Compres ión simple

Módulos de deformación estáticos, E y

Tracción directa

Deformabilidad

~::~

Velocidad s611ica

I

[

1

a)

WIi'fEfi ••

l'

Módulos de deformación dinámicos, E" y

Vd

-"

•

~"

"" "" "

(Jf:

"

p.-U

¡-.

~

-.

1+

-.

~

-.

1+

-. -.

l

Entrada de aceite

b)

e)

Esquemas de los ensayos de resistencia: a) uniaxial. b) triaxial, c) tracción indirecta o brasileño.

Los valores obtenidos dependerán de la naturaleza y condiciones de la roca (mineralogía, tamaño de grano y cementación, microfisuración, porosidad, grado de meteori zación), y de las condiciones del ensayo (forma y volumen de la probeta, preparación y tallado de la misma, contenido en humedad, temperatura, velocidad de carga, dirección de aplicación de la carga, ligidez de la máquina de ensayo).

Ensayo uniaxial o de compresión simple El ensayo permite determinar en laboratorio la resistencia uniax.ial no confinada de la roca, o resistencia a compresió n simple, a e , y sus constantes elásticas: el módulo de Young, E, y coeficiente de Poisson, v. Es, por tanto, un ensayo para la clasificación de la roca por su resistencia y para la determinación de su de~ formabilidad. La relación entre los esfuerzos aplicados en el ensayo es: a! =ft O; a 2 = a 3 = O.

• PROCEDIMIENTO

El ensayo se reali za sobre un ci lindro de roca, al que se aplica gradualmente fuerza axial hasta que se produce su rotura (Figuras 3.5 1, 3.52 Y 3.53) . En máquinas de ensayo convencionales, la variable de control es la fue¡;za , cuya magnitud y velocidad de apli cación puede ser co ntrolada. Las deformaciones axiales que se va n produciendo en la probeta se miden mediante comparadores o bandas ex tenso métricas. Durante el ensayo se van registrando las curvas esfuerzo-deformación axial a-el(~ de la probeta. Pueden igualmente medirse las deformaciones radiales o transversal es de la probeta, obteniéndose la curva a-e,. La ISRM (1979) establece una seri e de recomendaciones co n res pecto al tallado de las probetas: Las probetas deben ser cilindros con una relación LID ~ 2,5-3 Y con D > 54 mm. El diámetro D sení al menos 10 veces mayor que el mayor tamaño de gra no de la roca.

J

MECÁN ICA DE ROCAS

165

,

lj!!i!fFfi' Máquinas para el ensayo uniaxial (fotos M. Ferrer). Las bases de la probeta deben ser planas y paralelas y perpendi culares al eje de l ci lindro. Deben ser realizados, al menos, 5 ensayos para la caracterización de la matriz rocosa.

• INTERPRETACiÓN

La Figura 3.54 muestra un ejemplo de las curvas esfuerzo-deformación obten idas de este ensayo. Las curvas presentan una rama ascendente hasta alcanzarse la resistencia de pico, (le ' y una rama descendente que refleja la pérdida de resistencia. El valor de la fuerza máxima que soporta la probeta dividido por el área sobre la que se apEca la fue rza es su resistencia a compresión simple. Este parámetro depende, hasta cierto punto, de la forma y tamaño de la probeta, del contenido en humedad, del régi men y velocidad de la carga ap li cada, etc.

166

INGENIERiA GEOLÓG ICA

Probetas preparadas para el ensayo de compresión simple, con bandas extensométricas Y comparadores para la medida de las deformaciones axial y transversal o radial (fotos M. Ferrer).

Si bien se as um e que la fractura de la roca por compresión ocurre al alcanzarse la resistencia de pico, experimentalmente se ha comprobado que el proceso de rotura y la generación de micro fi suras comienza para esfuerzos previos al de pico, entre el 50 % y el 95 % de la resistencia a compresión simple, (le (Brady y Brown, 1985). La rama ascendente de la curva (l-B"x presenta una parte donde la relación entre la carga apl icada y la deformación producida es lineal, y se puede asumir que

&"'66f1' Probetas rotas a compresión simple (fotos M. Ferrer).

se cumple la ley de Hooke: E ~ (J/s ~ constante. El módu lo de Yo ung, E, es una constante en materi ales elásticamente lineales, do nde las deformaciones so n recuperables. Un gran porcentaje de los materi ales rocosos son relati va mente elásticos, o se comportan de un a forma relativamallte elástica ; es dec ir, cuando son sometidos a una carga y se deforman, al ser retirada esta carga desaparece la deformación. Sin embargo, solamente parte de ellos presenta una elasticidad lineal o se aproxi ma a este comportamiento; para el reslo, el módu lo de deformació n E va ría a lo largo del ensayo, no siendo una constante para el materi al. También el comportamiento de un mismo tipo de rocas varía en función de diferentes factores geológicos y de condi ciones ambientales. A partir de los valores de l esfuerzo y de las deformaciones de la probeta en su campo elásti co, se obtienen las constantes elást icas estáticas de la roca, E ~ (J/f."., y V ~ E,/e"., (Recuadro 3.7). Tras alcanzarse la resistencia de pico, la roca puede seguir manteniendo carga, y perde r su resistencia graduahnente. La porción post-pico de la curva esfuerzodeformacjón de la probeta sólo puede ser registrada si se emplean máquinas de ensayo rígidas o servo-controladas. El registro de esta porción permite conocer el comportamiento de la roca tras la rotura, aspecto importante en el d iseíio de excavaciones en rocas blandas.

•

--------------

----:

Rotura

Pre-pico

E=~

Post-pico

'" l'=í

'"

\

Comportamiehto lineal

4

'1

[) o--e a---fax

'1

El

Bandas extensométricas

"1

IDhilll'¡'~If~·fElf~q.~1

En los res ultados de los ensayos de laboratorio influyen tanto los factores referellles a la naturaleza y co ndición de la roca como a las condiciones del ensayo. Con res pecto a los segundos los más importantes son: Forma y volumen de la probeta. Preparación y ta liado de la probeta. Dirección de aplicación de la carga (en rocas con ani sotrapía). Velocidad de ap licació n de la carga .

i

t----- --+-,: ;fp; - - - - - E a x

Comparadores

FACTORES QUE AFECTAN A LA MEDIDA DE LA COMPRESIÓN UNIAXIAL DE LAS ROCAS

Curvas esfuerzo-deformación, (J-t:aJ(Y f'.i1J/-t.t ' obtenidas del ensayo de compresión simple.

La di stribución de esfuerzos va ría con la geometría de la probeta. La Figu ra 3.55 muestra los efectos de la relación longitud/diámetro, L/ D, en los resultados de los ensayos. La causa de la va ri ación se debe principalmente a la fricción entre la probeta y la placa de apli cación de la carga. La resistencia a compresión sim ple disminuye al aumentar el volumen de la probeta. El efecto de concavidad que suele aparecer al in.icio de la rama elástica de la curva esfuerzo-deformación , puede ser considerablemente redu cido si se COIl sigue el paraleli smo de las bases de la probeta.

J

MECÁN ICA DE ROCAS

167

Cálculo de las constantes elásticas de la roca: módulo de Young. E. y coeficiente de Poisson. v Las dos primeras aportan valores más representativos,

El módulo de Young puede determinarse de las siguien-

y además suelen coincidir los resultados. Para el ejemplo

tes formas:

del gráfico d) los valores medidos son:

Módu lo medio Em. o pendi e nte de la porción recta de la curva. Módulo tange nte El' o pendiente de la curva en un punto determinado de la misma (generalmente al 50 % de la resistencia de pico). Módulo secante Es. o pendiente de la línea recta que une el origen de la curva con la resistencia de

a) b)

e)

E,,, = 34

E, = 34

ID' MPa

X

E, = 25,5

X

0p

- - - --- - - - - - --- - --- -- --- - - -

El valor del coeficiente de Poisson medido para la porción recta de la curva el - 0'fl.T: es: v = 0,40.

0p

- -- --- - --- - --- -- --- - ---- - -

- --- - -- - - --- - --- - --- - --- - -

a

a Et=-

D.a

,

E~­

m

",

", a)

e)

Deformación, fax

b)

E=al f ax

-0,3

- 0,2

d)

a,/.( = Fuerza axial / Área inicial de la probeta.

e"x = Deformación axial. 8, =

168

Deformación rad ial o transversal.

INGEN IERíA GEOLÓGICA

-0,1

lO' MPa

J03 MPa

pico.

0p

X

°

0,1

0 ,2

0,3

K a

...------

La resistencia decrece al au mentar la esbeltez

D

D

Forma de la muestra

D e

a

D Tamaño

D

e

W¡¡¡fff}' Variación de la resistencia a compresión simple en función de la forma y tamaño de la probeta .

Los efectos relac ionados con la dirección de ap licación de la carga en rocas anjsó tropas han sido disc utidos anteriormen te e n este Apartado. Por últ imo, para mi nimi zar la in flue ncia de la velocidad de aplicación de la carga, la ISRM ( 1979) recomienda ra ngos de carga de 0,5 a 1 MPa/s, que correspo nden aprox imada mente a un tie mpo de 5-10 minutos hasta alca nzarse la resistencia de pico (para materiales resistentes e n ge neral). Una aplicació n ráp ida puede prod ucir rotu ras violentas y una sobrevaloració n de la res istencia de l material. • REG ISTRO DE LA CURVA COMPLETA ESFUERZO-DEFORMACIÓN

En un e nsayo de co mpres ión tanto la pro beta co mo la máq uina de e nsayo se deform an al ir aum entando las cargas aplicadas, y am bas va n almacena ndo energía de deformación duran te el e nsayo en una cuantía proporcional a su rigidez. El que se pueda reg istrar la c urva co mpl eta esfu erzo-deforlllación de un mate rial rocoso depende de la rigidez re lat iva de la probeta y de la máqu ina de ensayo. La ri gidez, K, de un mi embro elás ti co se define como la fu erza necesari a para provocar un desplazamien to uni tario, s, e n la di recc ión de aplicació n de la carga P:

~

EA/l

sie ndo E el módul o de Yo un g, A el área de aplicació n de la ca rga P y 1 la long itud del cue rpo (máquina o pro beta) en la direcció n de aplicació n de la carga. La ca nti dad de e nergía de deformación, W, almacenada en un c uerpo e lást ico al seri e aplicada una carga se defi ne (Figura 3.56): w ~

La resistencia decrece al aumentar el tamaño

Pis

que en función del esfu erzo y la deformació n se puede expresa r co mo:

K

D

~

1/2Ps

ó

w~

P2/2K

C uanto menor es el valor de la rigidez de la máqu ina de e nsayo, Kili' mayor será la energía elásti ca almacenada en la máq ui na duran te el proceso de aplicación de la carga. S i Kili < Kproh~la' al alcanzarse la resistencia de pico de la probeta, la energía de deformación almacenada e n la máqu ina, ,1 WIJI, se libera de forma brusca y la probeta no puede absorber 1a energía liberada. La máq uina de ensayo es «blanda» con respecto a la probeta, y se prod uce la rotu ra vio lenta (Figura 3.56a)) . La porción post-pico de la curva no puede ser correcta mente registrada; e l ensayo proporcio na las re laciones tenso-defo rmac ionales hasta la resistencia de pico, pero no aporta infor mación de las características de la roca una vez sobrepasada ésta. Por el co ntrari o, si Km > K", la máqu ina es «rígida» con respecto a la probeta, ésta es capaz de absorber paulatinamente la energía que libera la máq uin a, ,1 WIII < ,1 WI" y la porción post-pico de la curva puede ser co rrec tamente reg istrada (Figu ra 3.56b». En este caso, el siste ma máq uina- probeta es estable. El reg istro de las curvas post-pico permite estudi ar e l mecani smo de fract ura co mpl eto de la roca. La propagación de la fract ura, un a vez alcanzada la resistencia de pico, es «estable» cuando debe aportarse energía a la probeta para que co nt inúe la rotura (Clase 1, Figura 3.57), e «i nestable» c uando la energía debe ser retirada para prevenir su rotura violenta (Clase JI). En base a es tos dos ti pos de comporta mi e nto, se clasifica la región post-pico de la curva. En rocas muy frág iles y homogéneas, incluso con máq uinas rígidas, no es posi ble registrar la región pos tpico de la curva de de formación. En estos casos, se emplea n máquinas servo-controladas, que permiten prog ramar el rango o velocidad de ap]jcación de alguna de las variables de l e nsayo, esfuerzo o deform ación, para que sea és ta la que conlro le el proceso de rotu ra de la roca (Figura 3.58). A lo largo del ensayo, se va comparando instantánea y e lectróni ca mente la medi da de la variab le seleccionada con los valores programados, de tal forma que el siste ma reaccio na y una servo-

J

MECÁN ICA DE ROCAS

169

b) Máquina rígida

a) Máquina blanda

i'>Wp=ABCO i'>Wm=i'>Wp-ABE

i'>Wp = ABCO 6.Wm = 6.Wp + AEB

A

-:

ro 'xro

ro ro

, ,

/

2'

"B

Máquina

ro 2' ro

ü

I

ü

A

ro 'xro

,E

,

O:

Probeta

:C

Desplazamiento axial

i

B

•

, , ,

/ I

1

D:

E

:C

Probeta Máquina

Desplazamiento axial

W"'FFfiii Curvas de descarga post-pico en máquina de ensayo blanda (a) y rígida (b) con respecto a la probeta (modificado de Brady y Brown. 1985).

400

Granito Caliza

} Clase I

Mármol Granito

300

Basalto

ro . El ensayo

que fo rman los planos de anisotropía con respecto a la di rección de la carga axial. Las deformaciones se mi de n con bandas extenso mé tri cas fij adas directamen te sobre la roca. En la Fig ura 3 .59 se esquemati za una célula tria xial con los co mpon entes necesario s para la realizació n del ensayo y las bandas extenso métri cas adhe ridas a la probeta para e l registro de las deformaciones. C uando la probeta co mi e nza a se r cargada, se co mpri me radialm ente Ca causa de la presión confinante) hasta un mome nto e n qu e co mien za a «dilatarse» como res ultad o de la frac turación intern a del materi al (Figuras 3.60 y 3.61 ). Esta dilatación , que co mi enza en la región e lástica, co ntinúa en la reg ión postpi co de l ensayo . La dilatac ió n decrece con e l aume nto de la presión confinante, pudie ndo llegar a ser inex istente e n e nsayos co n altos va lores de a J . •

INTERPRETAC IÓN

Los res ultados del e nsayo de co mpresió n triaxial depend erán fu nd ame ntalmente, además de las ca rac terísti cas de la roca, de la presión confinante aplicada.

IWII'''~'f~·eEl''~1;l'

,-t------ tlsi"nt"s esféricos de acero

Máquina servo-controlada para ensayos de compresión (foto M. Ferrer).

de com presión triaxial es el más ex tendi do de los ensayos de co mpresión Illulti ax ial e n mecá ni ca de roca s. La re lac ión enlre los esfuerzos aplicados a la pro beta es: 0"1 > (J2 = 0") i= O.

¡--¡--- Célula de acero

- - t - - + ---I--Probeta de roca • PROCED IMI ENTO

Entrada de aceite

El ensayo se reali za sobre probetas se mejantes a las de l ensayo uniaxial , qu e se introduce n en c ilind ros de acero en cuyo interi or se ap li ca la presión hiclráuh ca sobre las paredes de la probeta. És ta se rodea de un a membrana impe rm eable n ex ible para aislarla de l líquido a presión. Al inicio del e nsayo se aplica n simullá nea mente la carga axial y la presión co nfinante, de tal forma que sean aproximadamen te igual es los rangos de ambos esfuerzos. Una vez alc anzado el ni ve l de presión co nfinante deseado , se aplica ca rga axia l hasta co nseguir la rotura de la probeta. La presión co nfinante de be mantene rse constante a lo largo de todo el e nsayo. Los datos a registrar durante e l ex perim ento son la carga o e l esfuerzo axial al' la deformac ió n ax ial , e l ángul o de l pla no de fractura y, e n su caso, e l án gulo

'-+ --I--+-- Bandas exlensomélricas

I I--I++---f'~="---+-- Membrana de caucho

WIiI~.!U"¡¡I'E"E"'~·I' Esq uema de una célula t riaxial (Hoek

y Brown,

1980).

J

MECÁN ICA DE ROCAS

171

a)

• I

I I

40

I

T

I

I

I

I

I

I I I I

I I I I

I

I I I I

I

I

I

I

I

I

I I I

I I

I I I

I I

I I

I I

I

I

I

= 10,0 MPa

03

= 5,0 MPa

6' I

20

"

10

I

I

I

't

• '"

03

30

e.

I

I

Dilatación

ro "-

I

I

1,'

I

•

O

I

1,5

1,0

0,5

2,5

2,0

Deformación axial (%)

• '"

O I- - - + \ - - - - - - - - - - + -

.. I

b)

-0,6,---------------.

¡1/

Inicio de la dilatación Inicio de la fracturación

e

:8

- 0,4

J'l

03

~1~ -0,2

Contracción

+

J Deformación volum étrica en el ensayo de compresión triaxial.

0 k----7L-----~~------------------~

e

.!

03

= 5,0 MPa

03

= 10,0 MPa

·0

0,2

e

El valor de la resistencia compresiva para un determi nado valor de 0") se obtiene dividiendo la fuerza aplicada por la sección de la probeta. La resistencia de pico será diferente en cada caso, aumentando según lo hace (J3' En la Figura 3.62 se presentan las curvas obtenidas en ensayos tri ax iales para diferentes valores de presión confinante. La interpretació n de los resul tados de este ensayo se basa en la ap Licación del cri terio de rotura de Mo hr-Coulom b. A partir de las curvas (J-S obtenidas para difere ntes valores de (T3' se pueden dibujar los cí.rcul os de Mohr y la envo lve nte de rotura, que proporciona los valores de e y cP del material ensayado (Recuadro 3.8).

= 2,0 MP

8

0,4

0,5

2,5

2,0

1,5

1,0 fax (%)

Resultados del ensayo de compresión triaxial sobre una caliza oolítica . con medidas de deformación vo-

lumétrica (Elliot, 1982; en Brady y Brown, 1985).

a

03

=D Dúctil

Frág il

• FACTORES QUE AFECTAN A LOS RESULTADOS DEL ENSAYO DE COMPRESiÓN TRIAXIAL

La presión confinante contro la los resultados que se obtie nen del ensayo triax ial. Su incremento da lugar a (Figura 3.62):

_

172

Aumento de la resistencia de pico (a unque generalmente no es un incremen to lineal). Transición de comportami ento frágil a d(¡ctil en la probeta y en los mecanismos de defor mación. La región correspondie nte al pico de la c urva se alarga y suav iza.

INGEN IERíA GEOLÓGICA

O_____ L-_ _ _ _ _ _ _ 03 = _ ~

~,

Deformación axial

Ui!!iiEE'it.il Curvas esfuerzo-deformación de ensayos triaxiales

en roca para diferentes valores de presión confinante crecientes desde O hasta D. A partir de un determinado valor de 0"3 el comportamiento de la roca pasa de frágil a dúctil.

Ejemplo de cálculo de los parámetros resistentes e y 4J a partir de ensayos triaxiales A parti r de las c urvas ¡¡I-el/X obtenidas e n cada ensayo, se toma n los va lores de la resistencia de pico, (JI' = al' que se emplean para dibujar los co rrespond ie ntes círculos de Mohr en un di ag rama (T,,-!. Se dibuja la línea tangente a

0p

=B

-- -- -- - --

I

B

•

los círculos, qu e rep resenta la e nvo lvente de rotura de l materi al ensayado, y so bre és ta se leen directamente los va lores de cohesió n y fri cció n rep resentativos de l materi al.

---- -------

/

•

,

La región de la c urva post-pico, hasta alca nzar la resistencia residual, se reduce y llega a desaparecer para altas presiones confinantes. La presión de transición frág il -dú ctil para la roca se defi ne co mo la presió n co nfinante a la cual oc urre un ca mbio e n los mecani smos de deformación frág iles a dúctiles, y se manifi esta por c urvas esfu erzo-deformación horizo ntales ti partir de la resiste ncia de pico, típicas de co mporta mi e ntos dú ctil es. En la mayo ría de las rocas resistentes es ta presión puede co nsiderarse del orden de 0'1 > 3,50'1' La Figura 3.6 Ib) mu estra la influencia de la presión confinante e n la dil atac ión de las probetas como co nsecuencia de la frac luració n in tern a: la «ca nti dad» de dilalac ión decrece co n e l incremento de la presión. En

la Figura 3. 61 a), pa ra la curva 0'] = 2 MPa, se ll ega a va lores l'esid ua les del materi al después de un a marc ada resiste ncia de pico; pa ra la curva 0'3 = 5 MPa, es ta te nd encia está menos ac usada, alca nzá ndose valores res iduales cercanos a los de pico; finalmente, para la curva 0'] = lO MPa, no existe un a resiste ncia de pico d ife renciada, producié ndose UIl endurecimi ento al haberse sobrepasado la presión de transición frágil-d úc til. La presión intersticial, ll, e n caso de rocas permeables, contrarresta la intluencia de la presió n co nfi nante, de tal for ma qu e la res pues ta mecánica de la roca viene co ntrol ada por la presión efectiva: 0'; = (J] - I/. Para un mi smo valor de (J3' el incre mento ele /l da lugar a la disminu ció n de la resis tencia de pico de la roca y a mode los de compo rtami entos más

J

MECÁN ICA DE ROCAS

173

u=O ti

.;-

u=A

ro

'x ro e '0

- - - - - - - - - U"

.~

B

e

~ u=C

I

- -_ _ _ _ _ _ U" D

•

Deformación axial, fax

Influencia de la presión intersticial o de poros, u. en el comportamiento de la roca para presión confinante 173 constante. Presión de poros creciente desde O hasta u = 173 •

frág iles. Es decir, se producen efectos co ntrarios a los que pro voca el aum ento de la presión co nfinante. El incre mento de temperatura e n ensayos tria xiales produce generalmente un desce nso de la resisten cia de pico y de la presión de transición frágil-d úctil. La presencia de microfisuras preex istentes en las rocas influye e n los res ultados obtenidos en los e nsayos y en el modelo de las curvas esfu erzo-deformación. La presión confinante no influ ye sobre la ori entación del plano de rotura.

Ensayos de resistencia a tracción •

ENSAYO DE TRACC i ÓN INDIRECTA O BRAS I LEÑO

Consiste en medi r la resistencia a tracc ión uni ax ial de una probeta de roca indirectam ente, asumi endo qu e la rotura se produce por tracción cuando la roca se somete a un estado de esfu erzos biaxial , con un esfuerzo principal tracc ional y otro compresivo de magnitud no superior a 3 veces el es fu erzo traccional. Se aplica una ca rga verti cal com presiva sobre un di sco o cilindro de roca, que se coloca en hori zontal entre dos placas a través de las c ua les se transmite la fuerza, hasta co nseg uir su rotura. Se pueden emplear placas planas o esféri cas cóncavas para transmitir las cargas, que deberán ser perfectamente paralelas (Figura 3.64) . La carga se ap lica con un rango t.a l que se consiga la rolura de la roca en un os 15-30 s; la IS RM (1981 )

p

ENSAYO DE TRACC i ÓN DIRECTA

Co nsiste en medir directamente la resistencia a tracc ión uniaxial de un cilindro de roca. Para ello se suj eta fi rme mente por sus ex tremos la probeta y se ap lica una fuerza traccional uniaxial en la dirección de la mayor longitud de la probeta, hasta conseg uir su rotura. En los ex tremos del cili ndro se pegan mediante resinas do s cabezales sobre los que se efectúa la tracción. También se puede ta llar la probeta con unos e nsanchamientos ex tremos que se solidari zan con el siste ma de tracción. La relac ión L/ O de la probela debe ser 2,5 a 3, y el diámetro no menor de 54 mm. Las bases del cil indro debe n ser lisas y paralelas, perpend ic ulares a la dimensión máxima. Se deben seguir las mi smas es pec ificac iones e n cuanto a preparación y tallado ele probeta que para los ensayos de co mpresión. La fuerza

174

traccional se aplica de forma co ntinua con un ran go uniforme, entre 0,5 y L,O MPa/s, de tal for ma que la rotura se produzca e n unos pocos minutos. La resistenc ia traccio nal (JI se calcula dividie ndo la fu erza apli cada en el mom ento de la rot ura por el ,írea circ ula r de la probeta. Se reco miendan al menos 5 e nsayos para la dete rminación de un va lor representati vo de la resistencia traec ional (ISRM, 1981 ). Estos e nsayos so n difíciles de real izar, tan to po r el problema de tallar las probetas de form a especial , como por asegurar un perfecto pegado de la probeta a los cabezales ele tracción.

INGENI ERíA GEOLÓG ICA

Mordazas

Probeta

Resina

p Tracción indirecta (JI = 2PI.n:DL

Tracción directa

WlllfF'"

Esquema de los ensayos de tracción.

reco mi e nda un ran go de 200 N/s. Debe n seguirse las mi smas reco mendaciones dadas en los apartados previos en cuanto a preparación y ta ll ado de pro betas. La carga co mpresiva produce una co mplej a di stri bución de esfuerzos en la probeta. La resistencia a tracc ión se ob ti ene mediante la fórmul a: ~

(J,

2P/nDL

donde:

P = carga que prod uce la rotura. D = diámetro de la probeta. L ~ longitud de la probeta.

Velocidad de ondas sónicas El ensayo de ve locidad só ni ca permite medü' la veloc idad de las ond as elásti cas lon gitudinal es y tran sversales, VfI y VI" al atravesar una probe ta de roca seca o saturada. La ve locidad de las ondas está re lac ionada co n las característi cas mecá ni cas del material, su resistencia y su de formabilidad , y a partir de e ll a se calculan los módul os de defo rmac ión e lásticos d inámi cos: E¡/ y Vd' El e nsayo co nsiste en transmitir ond as lon gitudinales mediante co mpresión ultrasó ni ca y medir el ti e mpo qu e tardan di chas ondas e n atravesar la probeta. De igual forma se tnlllsmÜell ond as transversa les o de corte mediante pu lsos só ni cos y se registran los ti e mpos de ll egada . Las velocidades corres pondientes, ~) y V~, se calc ula n a parti r de los ti empos. El tran smiso r o generador de la fuerza co mpresiva y de los pulsos se fija sob re un ex tremo de la probeta, y en e l otro se sitlÍa el receptor que mid e el ti empo que tardan las ondas en atravesar la longitud de la mu estra de roca. El receptor puede tamb ié n colocarse en un latera l de la probeta, variand o as í la di sta ncia a recorrer por las ondas. Las probetas puede n ser c il indros o bloques recta ngulares, reco mend ánd ose que su mínim a d imensión sea al menos de 10 veces la longitu d de onda (ISRM , 198 1). La ve loc idad de las ondas de co rte V,. es aproximadame nte dos te rc ios de la ve locidad ~, de las ondas longitudinal es. Los módulos elásticos dinámicos del macizo, E" y Vd' se obtienen a partir de las fórmu las: E,,~pv;,

( I - 21',,)( I

+

v,,)

( 1 - v,¡) \1

"

=

(V,) VJ' - 2 2[(V"I V)' - l]

donde p es la den sidad de l material rocoso (kgj m J ) y Vil Y V,· so n las velocidades de las ondas longitudinales y de cizall a (m/s) :

W!i!f"4' G.Aparato para el ensayo de veloc idad sónica (foto L. de Vallejo). I - v

E

VI'

~ [ ;' ( 1 + vd)O ~ 21',,)

V,. ~ [ ;' 2( l

E

V --.l!. V,

= [2

l

+ Vd)

J'/2

J'12

(I - V) J'/2 d

( 1 - 2vd )

E l va lor del módulo de defo rm ació n dinámi co E" es mayor que e l determinado a partir de ensayos de co mpresión uni axia l, ya que la rápida aplicac ió n de esfue rzos de baj a magnitud hace que la roca tenga un comportamiento puramente elásti co. El valor de VI" ad emás de correlac ionarse linealmente co n la deformab ilidad de la roca , es indicati vo de su ca li dad , como se describe e n e l Apartado 3.2, al estar relacionado con propiedades co mo la porosidad y la resiste ncia a com presión sim ple (Fi gura 3.66). El coeficie nte de Poisson no presenta una re lac ión definid a con VI"

Limitac10nes de los ensayos de laboratorio Los ensayos de laboratorio so n necesa ri os para determinar las propiedades de las rocas, constitu ye ndo lino de los aspectos más impo rta ntes de la mecáni ca de rocas. E l tipo y núm ero de e nsayos a reali zar depe nde, princ ipalmente, de la fin a lidad de las in ves tigaciones y de l tipo de proyecto; e l tam año, núm ero y lu gar de procedenc ia de las muestras a e nsayar depende del problema de ingeni e ría geo lógica a resolver y de los co ndic ionamientos eco nómi cos. Los e nsayos de laboratorio no proporcionan las propiedades de los macizos rocosos , aunque aporta n va lores qu e a veces pueden ser ex trapolados o co rre-

J

MECÁN ICA DE ROCAS

175

350

ro "-

•

300

~ ID

c.

E .¡¡; e

-o .¡¡;

250 200

•

l' a. E

o 150 o ro ro 'u e 100 ID :;; .¡¡; ID

•

50

'"

•

• • ••

O 1.000

• 2. 500

•

•• •• •

4. 000

• • • •• •• • •

• •• •• • ••• • ••

5.500

Velocidad de ondas P (mis )

Relaciones ent re la velocidad de las ondas sónicas y la resist encia a comp resión simple (mod ifi cado de Johnson y De Graff. 1988).

lacionados con las propi edades fundamentales de los mismos. S u ve ntaja es que so n más asequi bles qu e los ensayos de ca mpo, y puede realizarse UIl gran núme ro de e ll os en cond icio nes variab les. S in e mbargo. los e nsayos de laboratorio y los resultados qu e a pa rtir de e llos se obtie nen prese ntan un a se ri e de limitaciones a la hora de extrapolar los datos a esca la de mac izo rocoso, re lacionadas con los siguie ntes aspec tos :

Representatividad. Las muestras que se ensaya n correspond en 1.1 puntos ai slados del mac izo rocoso, no siend o represe ntat ivas de todo e l

ámbi to de estudi o ni de la variabilidad de factores prese ntes en la natura leza y que condi ciona n los comportamientos de los mate ri ales, de ahí la importa nc ia de rea li zar un núm ero de e nsayos estadísti ca mente representati vo . Por otro lado, las co ndi c iones a mbie ntales en qu e se enc ue ntran las rocas e n e l ca mpo (presión confinante, tempe ratura, composic ión quími ca del agua in tersticial, etc.) son d ifíciles de reprod uc ir en laboratori o. Escala. Se e nsaya n peque ñas porcio nes de materi al, a pa rtir de las cuales se pre tende la ca racteri zac ió n y la predicc ión de l comporta mie nto de á mbitos más amplios. La diferenc ia con las escalas y comporta mie ntos rea les hace necesari a la utili zación de fac tores de conversión o correcciones pa ra ex trapo lar los res ultados a escala de mac izo rocoso. Velocidad. Los procesos de de formació n y rotura se reprod ucen e n laboratorio generalmente e n un os pocos mi nutos, mi entras que e n la natu ra leza es tos procesos pueden ser e l resul tado de co ndi c iones y acc iones a lo largo de pe ri odos muy dil atados de ti e mpo. Si a estos aspectos se añ ad e la influenc ia de otra seri e ele factores re lacionados con la ej ec uc ió n de los e nsayo s, co mo e l tipo y caracte rísticas de la máqui na ut ili zada, la prepa ració n ele las probetas, etc. se ente nderán las limi taciones y d ific ultad es asoc iadas a la caracteri zació n de las propiedades de los mac izos rocosos a pa rtir de e nsayos de laborato ri o. Las mi smas lim itac iones, aunqu e e n me nor grado, prese nt an los e nsayos in sill/ : los res ul tados sólo son aplicab les a la zona afec tada por e l ensayo. S in e mbargo su mayor ventaja es que se rea li zan sobre e l propio mac izo rocoso .

Discontinuidades

Influencia en el comportamiento del macizo rocoso Las superfi c ies o planos de d isco nt inuid ad de los macizos rocosos condi c ionan de una forma defi niti va sus propi edades y comporta mie nt o resistent e, deformacio na l e hi drá uli co. Las d iscontinuid ades imprime n un

176

INGENI ERIA GEOLÓGICA

carácter di sco ntinuo y ani sótropo a los mac izos, hac ié nd olos más de formables y dé biles, lo que supone un a gra n di ficultad para eva lua r e l co mporta mi ento mec,

b)

a) Curvas típicas tensión tangencial r-desplazamiento tangencial'l para discontinuidades planas. b) Resistencia al corte teórica de una discontinuidad plana.

r

W"'fF':!"

____ S_

r

Influencia del ángulo de rugosidad en la resistencia al corte de ta discontinuidad.

Si se ejerce un esfuerzo tangencia l so bre una d iscontinuidad so metida a Qajos esfuerzos norma les, al producirse el des plaza miento a fa vor de l pla no ti ene lugar una dilatancia (apertura o separación) de las paredes de la di scontinuidad, al tenerse que superar el ángulo i para que haya desplazamiento; opera entonces la fri cción efectiva " + ¡(Figu ra 3.8 1l, y el va lor de T" vend rá dado por (considerando e = O): T" =

(J;, tag (r

• Tensión normal efectiva, G n Representación del criterio lineal de Patton Y del criterio no lineal de Ladanyi y Archambault para estimar la resistencia de planos de discontinuidad rugosos en función de las tensiones normales actuantes.

184

INGENIERiA GEOLÓGICA

Desplazamiento tangencial, p Curvas correspondientes a ensayos de resistencia al corte para diferentes valores de a n ' crecientes desde O hasta O: a) Desplazamiento tangencial· desplazamiento normal. b) tensión de corte-des· plazamiento tangencial (Goodman, 1989).

será práctica mente cero a l no ex istir fri cció n efec ti va (gráf ico b). Si aum enta e l valor de (JI/ las curvas corres pondi e ntes muestran una di sminuci ón de la dilatancia o apertura, y un aum ento de la resis tencia al corte. Lo anteriorme nte ex puesto es v;:Í lido cuando la di rección de desplazami ento por corte es perpe ndi cular a la de las irregulru'idades de las paredes de la junta. Si es parale la la ru gosidad no tendrá e fecto sobre la resistencia del plano (Figura 3.84).

2,8

2,4

2, 0

Z

~

E 1,6 e

w ~ e -;; 1,2 ro

~

w o

~

0,8

Criterio de Barton y Choubey Se trata de un criterio empírico, deducido a partir del análi sis de l comportamie nto de las di scontinuidades e n ensayos de laboratorio, qu e permite es timar la resistencia al co rte en di sco ntinuidades rugosas. Se expresa de la sigui en te form a:

0,4

0,8

1,2

1,6

2,4

2,0

Carga normal (kN)

Dirección de corte A

Dirección de corte B

e n donde: T ya;, son los esfue rzos ta ngenc ial y normal e fectivo so bre e l plano de di sco ntinuid ad. ep,. es e l ángul o de roza mie nto residual. lRC es e l coeficiente de rugosidad de la di scontinuidad (join! roughn ess coejJ;ciell!) . lCS es la resistencia a la co mpresión de las paredes de la disco ntinuid ad (io in f \Val! cOl"llpres-

Influencia de la rugosidad en la resistencia de las discontinuidades seg ún la dirección de corte (Brown et al" 1977; en Brady y Brown, 1985).

•

ESTIMACIÓN DEL ÁNGULO DE ROZAMIENTO RESIDUAL,

1Jr

SiOll sfrel/.gfh ).

Seg ún la expresión ante rior la resiste nc ia de la di sco nti nuidad de pende de tres co mpo nentes : una compone nte fri ccional , ep,., una co mponente geo métri ca dada por e l pará metro JRC, y una compone nte de «asperi dad» controlada por la re lac ió n l eS/a;,. Esta «asperidad » y la co mpone nte geo métrica represe ntan la rugosi dad i. Su va lor es nulo para esfue rzos no rmal es altos, cuand o l CS/a" = l. Los va lores más represe ntativos suele n esta r entre 3 y l OO. La resiste ncia Fri ccio na l total viene dada por (ep,. + i), Y por lo general no es superior a 50°. A Illayo r valor de a" menor va lor de la res istenc ia fricc iona l total. Co n la relac ión de Barton y C houbey se obtienen ángu los de rozami ento muy altos para tensiones de compresión mu y bajas sobre la di scontinuidad . Por e llo no debe usarse para tensiones a" tal es que lCS / (J" > 50, debiendo tomarse e n estos casos un án gul o de rozami e nto co nstante independi ente de la carga, co n un va lor ep" igual a:

+

c/>,. + /.] ,

donde i es el ángu lo de la ondulació n a gran escala de las di sco ntinuidades. En el Apartado 3.6 se describe n otros aspec tos del efecto escala en la es tim ación ele la resistencia al corte de las di scontinuidades.

1 ~~~~~~

2 ~~~ 3 ~1 4E I

~3

2

Componente de "asperidad" JCSla n'

3 4 Componente de geométrica JRC

Angula de fricción residua l, r/lr

Desplazamiento tangencia l

W!iiff'ot, Influencia de la esca la sobre las tres componentes de la expresión de Barton y Choubey (Bandis et aJ.. 1981 l.

Discontinuidades con relleno En el caso de di scontinuidades re ll enas de material arc illoso o de otra naturaleza (pro veni e nte de la alteración o de la rotura po r cizall a de las paredes, depositado por el agua, e tc.), la resistencia al corte de los planos estará condi cionada por su tipo y espeso r. Si el espesor es importan te, generalme nte la rotura por corte tendrá lugar a través de l rell eno, y la resisten cia de l plano ele di sco ntinuid ad será la del re lleno. Si és te es duro y co nsolidado, la rotura puede producirse a favor del contacto roca- re lle no. Las propi edades de los re llenos, co mo la resistencia al con e, deformabilidad y pe rm ea bilidad, puede n ser muy va riabl es, y controlan e l co mportami ento de la d isco ntinuidad. Al co ntrar io qu e las discontinuidad es lim pias, los re lle nos presentan cohesión (a no ser que e l relleno sea una mi lon ita o UB a brec ha sin ceme ntar). Un aspecto definitivo es e l tipo de relle no, que, en término s generales, puede ser: Arcilloso. Brec has o frag mentos angulares rocosos con mayor o me nor proporción de matriz arcillosa. Materia les cri sta li zados (calcita, yeso, etc.). Depe ndi endo de l es peso r de l re ll eno, la ru gos idad de los planos, parámetro definiti vo en la resistencia al corte ele discontinuidades limpias, puede te ner una influencia nul a e n la resistencia al corte. En e l C uadro 3. 18 se inclu yen va lores de los parámetros res istentes cohesivos y fri ccionales para di scon tinuidades con rellenos.

Ensayo de laboratorio de resistencia al corte El ensayo dete rmjna la resistencia al corte ele pico y re sidual e n di scontinuidades en fun ción de los esfuerzos norm ales aplicados sobre e l plano, y co nsiste en apli car esfu erzos tangenciales a una muestra de roca que co nti ene la di sco ntinuidad a ensayar hasta provocar el desplaza mi e nto relati vo entre las dos partes. La carga norm al aplicada, (JII' pe rm anece constante a lo largo del e nsayo. A partir de los datos de esfuerzo y des plaza mi e ntos producidos se obtienen los pará metros resiste ntes e y el> de la di scontinuidad, tanto los va lores de pico como los residuales. • PROCED IMIENTO

El apa rato co nsiste en un a caja de corte des montable en dos mitades e n dond e se introduce n las dos partes de la muestra ta llada o probeta conteni endo e l plano de di scontinuidad, hacié ndolo coincidir co n la uni ón de las dos mitades de la caja. Las mu es tras se fijan a caela parle de la caja co n mortero O resina. La superfi cie a e nsayar debe esta r colocada paralela a la dirección de aplicació n de la fuerza de ciza ll a, preferib lemente se rá c uad rada y con un área mín ima de 2.500 mm . Las partes superior e inferior de la caja deben esta r sufi cie nte me nte separadas para permitir la cont racción verti ca l de la disco ntinuidad al ser cargada normal mente. E l plano de di scont inuid ad debe tener la mín ima alteración posible, mante ni endo las condicio nes na turales qu e presenta en el macizo rocoso (hum edad, rugosidad, etc.). La altura de cada una de las dos partes ele

J

MECÁNICA DE ROCAS

187

Parámetros resistentes de discontinuidades con rellenos Resistencia de pico Roca

Basalto Caliza

Di orita Dolomía Esq uistos y c uarc itas

Granito

Grau vaca Lutita

Pizarra

Descl'ipción

Brecha arc illosa con frag me nt.os rocosos. Relleno arci lloso de 6 mm . Id. de I a 2 cm. Id. < I mm. Marga de 2 CIll. Relleno de arc illa. Relleno arcilloso de ~ 15 cm de espesor. Re lleno arc illoso 10-15 cm de espesor. Relleno arc illoso fino en planos de estratilicaci6n. Re lleno arcilloso espeso en planos de estrat ifi cación. Fall as con relleno arc illoso. Fallas con re Ueno arenoso. Zona de ci zalla, granito roto, roca des integrada y re llenos Hrci llosos. Relle no arcilloso de 1-2 mm en planos de estratificación . Relleno de arc illa. Arcilla e n planos de eSlralificac ió n. Alteradas y laminadas

Ángulo de

Cohesión (kglcm' )

fricción (")

2,4

42

I 0,5-2

0,41

13-14 17-2 1 25 26,5 14,5

0,3-0,8

32

6, 1-7,4

41

O O

3,8 0- 1,0 0,5

Resistencia I'csidual Ángulo de

Cohesión (kglcm')

fricción e)

O

13

O

15-24

0,22

17

O

21

O

19,5

31 24-25 40

2,42

42

0,6

32

0,5

33

Datos de varios autores y de ensayos reali zados b;tio condiciones diferentes (Hoek y Bray, 1981 ).

la muestra sepa radas por la discontinuidad debe ser ;?: O,2L, siendo L la longitud del lado de la muestra. Una vez introducida la muestra en la caja de corte, se ap lican esfuerzos normales, perpendicu lares a la superfi cie de discontinu idad, hasta el valor deseado; se apl ica entonces una fuerza tangencia l, hid ráu lica o mecáni camente, sobre los la terales de la caja de corte hasta co nsegu ir el des plazam iento por co rte a lo largo del plano. El ensayo se complíca en caso de que la disco nt inuidad aparezca rellena de material blando y co n agua, en cuyo caso debe co nseguirse la consolidac ió n del relleno y la disipac ión de la presión de agua antes de proceder al ensayo de co rle (ISRM, 198 1).

plaza mientos perpe ndi cula res al plano al tenerse que superar las irregulari dades para que haya desplazamiento tangencial), que permiten dibujar las curvas r-desplazamiento tangencia l y r-des plaza mient o normal correspondientes. De es tas curvas se ob tie nen los valores de t llim Y 1'rcsidu:ll' que se rep resentan en un diagrama r-a" sobre el que se leen d irectamente los valores de cp y e co rrespondi entes a la resistenc ia de corte y a la resistencia residual (Rec uadro 3.9). La célula de Hoek es un apa ral'o de co rte portatil para la realización de ensayos en campo o en labo ratorio, co n el mismo procedim iento desc ri to anteriormenle (Figuras 3.87 y 3.88). Pennile reali zar ensayos rápidos en tes tigos de sondeos que conte ngan una di scontin uidad .

• INTERPRETACIÓN

El va lor de los esfu erzos norma l y tange ncial de pico se obt iene di vidiendo las fuerzas aplicadas por la sección de la probeta qu e perma nece en co ntacto:

Durante el ensayo se miden los va lores del esfuerzo de cizalla y de los desplazam ientos ta nge nciales y norma les (en di scontinu idades rugosas se darán des-

188

INGENIERIA GEOLÓGICA

•

INFLU ENCIA DE l.A ESCAl.A

La escala del ensayo, es decir, el tamaño de la muestra ensayada, inf1uye en los resultados obtenidos, lo que se denomina efecto escala. La resistencia al corte de las d iscontinuidades depende pri ncipalmente de la rugosidad y ond ulació n de los planos y, por tanlo, del área ensayada. En el laboratorio sólo se ensaya una pequ eña porc ión de la junta, mientras que Jos ensayos

., , Cálculo de los parámetros resistentes e y A partí.r de las c urvas r-desplazami ento tange ncial obtenidas en cada ensayo, se miden los va lores de l esfue rzo de ciza lla T pico Y rr~,;dllal' Estos va lores se represe ntan e n un gráfico r-a" para los va lores de 6/1 corres pondie ntes a los difere ntes ensayos reali zados, y las I.íneas obte ni das del aj uste proporcionan los valores de co hesión y

cp

de las discontinuidades

fri cción re presentati vos de la resistencia al corte de pico y res idua l de la discontinu idad ensayada. Los puntos de la

gráfica deben ::~ lIs tarse a una recta, al basarse el proced imi ento e n el criterio lineal de rotura de Mohr-Cou lomb. En caso de discontinuidades rugosas, la relación ent re T y (JII será bil ineal, co mo se represen ta en la Figura 3.8 1b.

Desplazamientos tangenciales (mm)

iJl silu puede n considerar la rugosidad a mayor escala (Figura 3.89). El efec to escala sobre la resistencia al corte es mayor cuan lo mayor es la ru gos idad, y d ismi nu ye al aumenta r la ese nia de ensayo. Lo anterior es ap licable si los esfuerzos norm ales son bajos y se pe rmite la abertura o di lata ncia de la disco nt inuidad durant e el e nsayo; si no se permi te, la in fl uencia de la esca la es menor. La resistencia al corte de pico d ismi nuye co n e l aumento de l área ensayada. Para juntas relle nas con mate ri al arcm oso, e l efec to escala puede ser nulo. Como res um en de lo ante rior puede es ta blecerse que al conside rar una mayor escala de ensayo el ángu lo i de las rugos idades es meno r y, por ta nto, di smi nuye e l valor de epi) y de la resistencia al corle. En el Apartado 3.6 se describe tamb ién e l efecto escal a e n las disco ntinuidades.

Permeabilidad y presión de agua La permeabilidad de un a di sco ntinu idad depende de su abe rtura y tipo de re lleno. La abertura es tá condi cionada po r e l estado de esfu erzos del macizo; por ta nto, la permeab ilidad es ta mbié n función de los esfuerzos il/ si/ I/ . Si se co nsidera un a d isco ntinu idad plana y limpia, el va lor de k viene dad o por:

donde: g = acele ració n de la gravedad. a = abe rtura de las di sco ntinuid ades. 'Y w = peso específico del agua.

J

MECÁN ICA DE ROCAS

189

. - : ; ? ' ; ' - - _ - Igualador de carga /"- Ensayo de resistencia al corte en laboratorio

.1J.l-_-Gato de carga normal Mortero o resina / Caja superior

Comparador

"»'-:"':\:"'-:"- '

z~

~

1 .... "

Ensayo de resistencia al corte in

,,, " ,, " I "

situ

Caja inferior

Célula de Hoek para determinar la resistencia al corte de discontinuidades (Hoek y Bray. 1981).

Diferentes escalas en la determin ación de la resistencia al corte (lSRM 1981). En una discontinuidad ondulada a escala decimétrica Y rugosa a escala milimétrica. los ensayos de laboratorio sólo pueden considerar la seg und a condición.

JI = coefic ie nte de viscos idad cinemática del agua (0,0 101 cm 2 s- 1 a 20") . 11 = coe ficiente ele viscosidad dinámi ca de l agua (0 ,01005 g s - 1 C111 - 1 a 20").

S i la disco ntinuidad es rugosa, la abertura «hi dráulica» (a ¡) será menor qu e la «real o mecá ni ca» (a), Y l ambas se relac ionan (según Lee el al , 1996; en Singha! y Gupta, 1999):

siendo JRC el coeficiente de rugos idad de la junta (según se ha desc rito a nt e ri orm e nte e n es te apartaclo). Si se considera un a familia de di scontinuidades, la permeabiJjdad depe nde tambié n del espaciado entre los planos. El coefi cie nte de permeabil idad o co nductividad hidráuli ca de un sistema de di sco ntinuidades planas y limpias, con espac iado b, puede est.ima rse a partir de las ex presiones empíricas:

La relación entre e l coefi ciente de perm eabilidad, la abertu ra de las juntas y su espaciado se presenta en

ij*"65':I:' Células de Hoek (fotos M. Ferrer). 190

INGENI ERiA GEOLÓG ICA

la Figura 3.90. La presencia de ag ua en las di scon tinui dades dismi nu ye su resistencia al corte; la presión ejercida por el

agua se opone direc tamente a la componente normal del esfuerzo sobre la junta, di sminu ye ndo el esfuerzo efecti vo (Figura 3.9 1). A partir del criteri o de Mohr-Coulomb, el valor de la presión de agua u necesaria para producir e l desplaza miento tange ncial de lIna discontinuidad es:

10'

"

1,0 :,)\C)u

Ip(\~(\

"-g 10-2 ~

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U=(J

:~ 25 (bue na-med ia calidac0: s

~

ex p

Para macizos ca lidad ):

donde A Y B so n co nstan tes de l mate ri al, all es el esfuerzo normal e n e l punto de inte rés ya/m es la resistencia a tracc ión de l macizo, qu e viene dada por:

s

Co n el fin de am pli ar el ran go de ap licació n del C[iterio gene ralizado, sobre todo a macizos rocosos de mala ca li dad, y e mpl ea r parámetros más geo lógicos para la evaluació n ele su res istencia, Hoek ( 1994) y Hoek el al, ( 1995) han propuesto un índice geológico de resistencia, GS I (geological strel/gth ¡l/dex), que evalúa la calidad de l mac izo e n fUll ción del graclo y las características de la fracturación, es tru ctura geo lógica, tamaño de los bloques y alteración de las di sco nti nu idad es (Figuras 3.94 y 3.95). Los valores de 111, s y (J. se ob tienen med iante las ex presiones: 1/1

co nstituye ndo es ta fórmula la ex presión de l criterio generalizado, dond e 11/, s y a depend en de las propiedaeles y características de l mac izo rocoso. La e nvo lve nte de Mohr,correspondiente a este cri ter io se ex presa (Figura 3.93) :

m,

OS I - 100 9

CO Il

,

~

0,5

OSl < 25 (mala-mu y mala

OS I a ~ 0,65 - 200

s~O

El va lor de aSI ~ 25 es arbit rario. Para aS I > 25 (macizos de media a muy buena calidad) es te índice puede obtenerse a pa rti r de l RMR (Apartado 3.8), mediante la co rre lación sigui e nle, en cuyo caso debe

J

MECÁN ICA DE ROCAS

195

asig narse un valor de 15 para las cond iciones de agua de l macizo y un va lor de O al paráme tro de aj uste pa ra la orientació n de las discontinu idades:

Los resultados deben ser cotej ados con otros métodos y, siempre que sea posible, con datos de campo y análisis él posterio ri (back anafysis),

GS! = RMR{R9, - 5

• OBTENC IÓN DE LOS PARÁMETROS RES ISTENTES

DEL MACIZO e y

En la ap licac ió n del criterio de Hoek y Browll y en la interpretación de los valores de resistencia ob tenidos debe tenerse en cuenta:

o::

2

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7

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I

I

100

200

I

I

I

300 400 500 a; (MPa)

I

600

IWiilll."~!f~·fEl,~u¡DI Representación de la influencia de la m ag nitu d de la tensión normal en la resistencia al corte de d iscon~ t inuidades. a) Ensayos de resistencia al corte en laboratorio e in situ en muestras de 100 a 1.000 m m de. longit ud. b) Ensayos t riaxiates en probetas de 10 mm de diám etro (Barton. 1990).

indi vid ua les, de las qu e depe nd e la res istencia de l macizo. No obstante, los difere ntes modelos de rotura puede n modifica r e l co mporta mi e nto elel mac izo rocoso, no permit iendo establecer, por e l mome nto, un c ri terio gene ra l. Dada la práctica im posibilidad de determ inar la resistenc ia de l mac izo rocoso en e nsayos ;n sittl, frec uente me nte se aplican c riterios de ro tu ra qu e debe n se r interpretados teni e ndo e n c ue nta la escala ele aplicación. Así, e l criterio de rotura de Hoek y Brown co nsidera e n pmte este efecto a l incorporar las constantes 111 y s de l maci zo rocoso, qu e depende n de l grado de frac turació n y de las características de l mac izo. Respecto a la deformabilidad, los estudi os teó ri cos y ex perimenta les co inciden e n la independenc ia e ntre los va lores medios de l mód ul o de defo rmac ión y e l tamaño de la muestra ensayada para ull a misma inte nsidad de frac turac ió n o frec uencia de ju ntas de l maci zo rocoso. Sin e mbargo, la dispersión de los resultados d isminu ye con el a umento de l vo lumen e nsayado, a l igua l que oc ulTe para la matriz rocosa. La deformab ilidacl depe nde del grado de frac turac ión y de las propiedades deform acio nales de las d i s~ co ntinui dades y de la matri z rocosa. Al aum entar la intensidad de fracturac ió n aume nla la elefonn ab ilidad de l mac izo, debido a la infl uencia de un núm ero c re-

Z10

INGEN IER IA GEOLÓG ICA

cie nte de discont inu idades. En la Figura 3. 108 se presentan los resul tados de ensayos biaxia les llevados a cabo en mues tras co n d ife re nte intensidad de fracturación y tamaño de bloque. Las curvas es fuerzo-defor-

mación obtenidas muestran una disminución de l va lor del mód ulo de Young, E, al reducirse el lHmaño de los bloq ues y. e n co ntra de lo que cab ría espe rar, un aumento de la resistenc ia, fe nómeno explicable por la va ri ac ión de l meca ni smo de rotura de traslacio na l él ro tacio na l. Co n respecto a la influe nc ia de l tamaño de la Ill uestra e nsayada, e n la Figura 3. 109 se presentan los val o res de l módul o de e lasti cidad obte nidos e n e nsayos de laboratorio e ;11 si/ti (d ilató me lros y galo piano a gra n esca la) . Al tiempo que aum ent a e l vo lumen ensayado, y por ta nto se considera mayor núm ero de discont inu idades, la d ispersió n de los res ultados y e l va lor medio de E disminuyen. No obsta nte, ta mbié n debe co nsiderarse la infl uencia de l lipa de e nsayo rea lizado (C unha, 1990, y Ioris y Rechilski, 1993; e n Serrano, 1997). El módulo de deform ació n med ido con dilatóm etro pa ra vo lúmenes de 10, 20 Y 30 m' no varía, y la d ispersión de los datos se reduce a l aumentar de tamaño. Los resultados de e nsayos de placa de carga mu estra n una variac ión de l mód ul o de deformac ió n según el tamaño del ensayo sobre d iferentes tipos de roca, no ex istie nd o un a

0,

Ensayo biaxial

lE = 18.460 MPa

70

IE - 7.500 MPa

I

rf!j

60

ro "-

~

o,

50

ti' ~ 40

"

250 bloques

o,

"

e

'0 .¡¡;

e 30 ~

250 bloques

20

4.000 bloques

o,

o,

~o,

10

0,25

O

0,5

0,75

0,25

O

Deformación axial,

"1 ,

0,5

0,75 4.000 bloques

y transversal , 102 (%)

ii!!iIi:I del tamaño de bloque sobre la resistencia al corte del macizo rocoso (modificado de l ' ''~'f~·FEI,¡u~!:JI Efecto Sarton, 1990) .

100

ro

Dilatómetro

Ensayos labor torio

Gato plano gran escala

80

"~ e -o '13 ro

--....

60

~

ID

" ".Q ":;;-O ~

40

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~

~

20

o

10-4

10- 3

10-2

.

"~ 10- '

10

100

Volumen (m 3 )

Variación de la deformabilidad del macizo rocoso en función de la escala considerada: la curva tiende a estabilizarse para volúmenes cercanos al VER (Cunha y Muralha. 1990).

J

MECÁN ICA DE ROCAS

211

E

~

Ensayos de laboratorio

0,1

'"

ID "O

ro '5 e

"O

1

Dilatómetro

:g

8

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'6

10

f-

10'

f-

Ensayos triaxiales a gran escala

.!l! ID "O

o

"O

ro 'ü ro

o. 10' w '"

Ensayos de placa de carga y gato plano

Gato plano radial

Cá lculos ana líticos y numéricos basados en ensayos en matriz y discontinuidades. Ensayos de velocidad sónica. Correlaciones con indices de calidad: ROD , RMR. Análisis a posteriori.

I'wili:l.!i~'f~.Fa'I,~u~1 Métodos para estimación de la deformabilidad del macizo según el espaciado de las discontinuidades (modificado de Natau, 1990) .

1

ley úni ca para el efecto escala; en unos casos el módulo de deformación disminuye y en olros aume nta con el incremento del área de carga. En la Figura 3.1 10 se presentan los diferentes proced imjentos para es timar la deformabilidad en fun ció n del es paciado de las juntas en el macizo rocoso. Otro aspecto di scutido e n la bibliografía es el efecto teórico contrad ictorio al aumentar el tamaño y la profund idad de la mu estra e nsayada: por un lado, el módulo de deformación se redu ce, al incluir más di scontinu idades, y por otro lado debería aum entar, al afectar la zona ensayada a zonas más profundas don de la roca está más sana (Serrano, 1997). En macizos rocosos sanos a gran profundidad, con juntas muy espaciadas y cerradas, la matri z rocosa y el mac izo presenta rían la mj sma deform abilidad, independie ntemente de la escala conside rada. Co n res pec to a la ex trapol ac ió n de los dalos de deform abilidad obte nid os en laboratorio a escal a de macizo rocoso existe n una seri e de correlaciones (descri tas ante ri orme nte) pero e n c ualquie r caso debe n se r consideradas sus limitaciones y las característi cas propias del macizo rocoso de que se trate. Por lo gene ral estas correlaciones son apl icables a maci zos rocosos res iste ntes. En té rminos ge ne rales puede es tablecerse qu e para reducir el efec to escala y obtener res ultados representati vos es necesario rea li zar un núm ero importante de ensayos a peque ña escala o un número me nor de e nsayos que afecten a mayores volúmenes, próximos al VER; esto último es difícil dado que para la deformabi lidad, como para la mayoría de las propiedades de los maci zos rocosos, sería necesari o e nsayar vo lúmeIles de varios metros c úbi cos.

ZlZ

INGENIER íA GEOLÓGICA

El efecto escala e n la medida de l estado de tensiones del macizo rocoso (A parlado 3.7) es difícil de e va luar por la escasez de experime ntos y res ultados representativos a nivel genera l (las medidas se ve n frec uentemente afectadas por efec tos locales), y por las importantes dife renc ias entre los métodos emp Icados. Po r otro lado, exceptua ndo los es tados de esfue rzos an isótropos presen tes en los maci zos rocosos, asociados a dife rentes efectos estructural es, tectóni cos o topográfi cos, qui zá sea el factor con me nor incide ncia del efecto escala, estando la magnitud de los esfuerzos condicionada fundamentalme nte por la profund idad. Seg ún Martin el al. ( 1990), e n base a un programa de ensayos e n granitos reali zados por la «Atomic E ne rgy of Canada Limited» para estudi ar el efec to escala en la de terminación de los esfu erzos ;11 si/I/ , no hay evidencias significati vas de la intlue ncia del volum en aún variando és te en cinco órdenes de magni tud. Algunos autores proponen una ley general seg ún la cual la mag nitud de los esfuerzos di sminu ye al aume ntar el volu men del ámbito con siderado (Figura 3. 111 ). En la prácti ca, deben te nerse e n c ue nta las difere ntes técni cas de e nsayo según el volume n in voluc rad o, que van desde los mé todos de sobreperforacióll en sondeos a medidas en pozos o gal erías de varios metros de di á metro. Los métodos qu e e ng loban mayores volúme nes, como la hidrofracturació n o la medida de con vergencias e n excavaciones subte rráneas, son los más re presentati vos. Con respecto al prime ro de estos, la Figura 3.11 2 muestra un ejempl o sobre el efecto es~ cala e n los res ultad os obte nidos e n funció n del di ámetro de los sondeos.

Escala de grano

Escala de plutón

Macizo fracturado

Estrato

•

O

Diferentes niveles de tensiones residuales

Probeta (A)

/~ Sondeo (B) Estructura de ingenierla (C)

' _. Tectónico Regional

Continental

Local

Grande

Pequeño Tamaño del dominio

li4i1i.1'¡¡~!f~.FEI'I'I'I' Relaciones entre la magnitud de las tensiones y la escala del ámbito considerado (Hudson y Harrison, 2000),

di scontinuidades, dejando entonces de tener influencia el volumen de ensayo considerado. La medida de la permeabilidad en volúmenes pequeños puede dar un a idea totalmente errónea del valor real de l macizo y, dependi endo de la zo na afectada, los resul tados pueden ser muy variab les (Figura 3 ,113); si se extrapolan los resultados de permeabilidad de ensayos a pequeña escala para predecir el flujo de agua en el macizo rocoso, los valores obtenidos exceden a los reales, a veces en tino o más órdenes de magnitud.

14

;;a. ~

~: ,

12

ro

,~

"5 'ro

10

.¡¡ E e

'o '¡¡ ~

.g

,g ID

'O

8

•• +

6

4 2

• Resultados experimentales

a.

Granito = 8,5 MPa

(JI

•

e

'o '¡¡; ~

•

+ (J3=(J2=0

•

~

. Caliza ~ 0,=3MPa 03 =02

+ Valor teórico

O O

10

20

30

=O

40

Diámetro qel sondeo (mm)

Variación de la presión de fractura hidráulica según el volumen de ensayo para dos macizos rocosos (modificado de Haimson, 1990).

-g

:g

""

/ ' Va lor extremo ',~

~' "

:oro

No homogéneo

VER

c..::.""!"-=====---- Homogéneo

§

~ Medio discontinuo

La permeabilidad de los macizos rocosos está condicio nada por el número de di sco ntinuidades, su abertura y su interconexió n. Su determinación mediante ensayos ill situ en sondeos sólo es vál ida si la perforació n atraviesa un número representati vo de

Medio poroso Volumen

Qbili'E""

Representación del efecto escala en la medida de la permeabilidad de macizos rocosos (Bear, 1972: en Hudson y Harrison, 2000).

J

MECÁNICA DE ROCAS

213

El VER es, por lo tanto, un concepto fundamental en la determi nación de la permeabilidad y el flujo de los macizos rocosos. En ocasiones, las limitaciones de los ensayos en sondeos pueden superarse mediante la

J,1

real ización de excavaciones o galerías en los macizos rocosos, donde los fluj os se miden directamente. El coste de estas obras, no obstante, las li mita a determinados proyectos de ingeniería.

Las tensiones naturales

Origen y tipos de tensiones Los materiales geológicos se encuentran sometidos a tensiones naturales como consecuencia de su historia geológica. Las tensiones en el interi or de un macizo rocoso están producidas por las fuerzas exteriores aplicadas y por el peso de l propio material. El estado o sistema de esfuerzos resu ltante suele ser bastante complejo. El canícter heterogéneo, discontinuo y anisótropo de los macizos rocosos hace, además, que el estado de esfuerzos pueda variar de forma importante entre zonas próx imas. El estado de esfuerzos en un punto queda definido por el tensor de esfuerzos, como se ha explicado en el Apartado 3.3. Los esfuerzos tectónicos son la causa principal de las tensiones almacenadas en las rocas y que pueden liberarse de mu y distintas formas, desde ten·emotos y desplazamientos en fallas hasta explosiones de roca, fracturas y deformaciones en excavaciones subterráneas. Su conocimiento es fundamental en campos tan diversos como la explotación y producción de petróleo, gas o energía geotérmica, la minería y las obras subterráneas, o los estud ios de riesgo sísm ico y predicción de terremotos. Las obras de ingeniería influ yen sobre el estado de tensiones in sita aportando ll uevas fuerzas o modificando la distribución de las existentes. Las principales aplicaciones del estud io de las tensiones naturales en ingen iería geológica son los túneles y las obras subterráneas en general, do nde la estabil idad de las excavaciones depende de la magnitud y orientación de las tensiones, siendo fundamental el conocimiento del estado tensional in. situ. La corteza terrestre está sometida a distintos tipos de tensiones o esfuerzos cuyos efectos se man ifiestan en los movimientos de las placas tectónicas, en las deformaciones de las rocas o en la liberación brusca de energía en forma de terremotos, entre otros. El estado 214

INGENIERIA GEOLÓG ICA

tensional en la corteza obedece a distintas causas, siendo las principales : Tensiones de origen tectónico. Tensiones gravitacionales. Tensiones de origen no renovable. Las tensiones de origen tectónico son las responsables del movimiento de las placas li tosféricas y constituyen la fuente principal de los esfuerzos presentes en las rocas. A través del conocimiento geológico es posible determinar las zonas corticales sometidas a esfuerzos; mediante diversos métodos de análisis estmctural se puede llegar a estimar tallto la orientación de los esfuerzos como la magnitud de los mismos. Las tensiones gravitacionales o li tostáticas se producen como consecuencia del peso de los materiales geológicos. Si en un punto 11 0 actúa otro tipo de esfuerzos, el estado tensional es el correspondiente a las fuerzas gravitacionales que ejercen los materiales suprayacentes y confinan tes, y las tensiones o esfuerzos principales SOI1 la vertical y la horizontal: (TI = (Tv, (T2 = (T3 = (T1r La tensión vertical en un punto debida a la carga de materiales suprayacentes viene dada por 10

10-4

4-2

2- 1

rocosa

Compresión simple

> 250

250-100

IDO-50

50-25

25-5

5- 1

< 1

Puntuación

15

12

7

4

2

1

O

RQD

90%-100%

75 %-90%

50%-75 %

25 %-50%

Puntuació n

20

17

13

6

3

1

(MPa)

2

< 25%

Separació n entre diaclasas

>2 m

0,6-2 m

0,2-0,6111

0,06-0,2 m

< 0,06 m

Puntuación

20

15

lO

8

5

Longitud de la discontinuidad

< 1m

1-3 m

3- 10 m

10-20 m

>20 m

Puntuación

6

4

2

1

O

3

Abertura

Nada

< 0,1 mm

0,1-1,0 mm

1-5 mm

>5 mm

'"'5

Puntuación

6

5

3

1

O

"g o

Rugosidad

Muy rugosa

Rugosa

Ondulada

Suave

Puntuac ión

6

5

3

1

O

Relleno duro

Re lleno blando

Relleno blando

Ninguno

Relleno duro

Relle no

5 mm

5 mm

Puntuación

6

4

2

2

O

Alteración

In alterada

Ligeramente alterada

Moderadamente alterada

Muy alterada

Descompuesta

Puntuació n

6

5

3

1

O

Caudal por 10 m de túnel

N ul o

< 10 litros/min

Relación: Presión de aguafTensión principal mayor

O

0-0,1

0, 1-0,2

0,2-0,5

> 0,5

Seco

Li geramente húmedo

Húmedo

Goteando

Agua flu yendo

15

10

7

4

O

~

v

~

'" u

Li geramente

rugosa

~

4

'6 ~

-'l v

'"o ~

"'

Agua freática 5

Estado general Puntuació n

10-25 litros/min 25- 125 litros/min > 125 litros/min

Corrección por la orientación de las discontinuidades

Puntuac ión

Desfavorables

Muy desfavorables

- 5

-10

- 12

- 2

-7

- 15

-25

-5

- 25

-50

- 60

Muy favorables

Favorables

Túneles

O

-2

Cime ntaciones

O

Taludes

O

Dirección y buzamjento

Medias

Clasificación

232

C lase

1

TI

ID

rv

V

Cali dad

Muy buena

Buena

Media

Mala

Muy mala

Puntuación

100-81

80-6 1

60-4 1

40-21

< 20

INGEN1ERiA GEOLÓGICA

Clasificación geomecánica RMR (Bieniawski. 1989) (Continuación) Características geotécnicas Clase

1

11

m

IV

V

Tie mpo de man tenimienl.O y longitud

10 años con 15 m de va no

6 meses con

8 m de vano

I semana con 5 m de vano

ID horas con 2,5 m de vano

30 minutos con l m de vano

Cohesión

> 4 Kp/c m2

3-4 Kp/c m'

2·3 Kp/cm2

1-2 Kp/cm'

< 1 Kp/cm2

Ángu lo de rozamien to

> 45°

35°-45"

25°·35°

15°.25°

< 15°

Orientación de las discontinuidades en el túnel Direcc ión pelllendi cul ar al eje del túnel Excavación con buzamiento

Dirección paralela al eje del túnel

Excavació n contra buzamiento

f------.,------+------,------+------,.-------1 Buz. 45-90

Buz. 20-45

Buz. 45-90

Buz. 20-45

Buz. 45·90

Buz. 20-45

Muy favorable

Favorable

Media

Des fa vorabl e

Muy desfavorab le

Media

Buzamiento 00·20". C ualquier dirección Desfavorable

Calidad de macizos rocosos en relación al índice RMR Ángulo de rozamiento

Clase

Cnlidad

Valoración RMR

Cohesión

1

Muy Bue na

100-8 1

> 4 kg/ cm'

> 45"

80-6 1

2

35°-45°

2

25°.35°

2

15°.25°

2

< 15°

11 111

IV V

Bue na Media Mal a Muy mala

pliegues ti otras estructuras tectón icas, discord ancias, zonas import antes de alteración o de an uencia de agua, etc. La principal ve ntaja de las clasificaciones geomecáni cas es qu e proporcionan un a eSlimac ió n inicial de los parámetros mecánicos del mac izo a bajo coste y de forma senci ll a. No ob'stante, debe ser considerada la excesiva simplificación qu e suponen a la hora de trabajar con mac izos rocosos blandos, tectonizados y

6041 40-21

< 20

3-4 kg/c m 2·3 kg/c m 1-2 kg/c m

< I kg/c m

alterados, para los que, por lo genera l, sobrevaloran las propiedades mecán icas y resistentes, sin tener en cuenta aspectos importantes como la defonnab ilidad ele los macizos. Estas limi taciones deben ser consideradas al apli car las clas ificaciones, debiend o interpretar los res ultados con cri teri o y siempre en base al conocimien to de las propiedades y del comportamiento geo mecánico de los diferentes tipos de maci zos rocosos.

J

MECÁN ICA DE ROCAS

233

1. Análisis geológico del macizo

Identificación de unidades litológicas Análisis estructu ral Zon ificación lito-estructu ral Condiciones hidrogeolágicas Condiciones geomorfológicas

---+ ---+ ---+ ---+ ---+

Descripción litológica Datos estructurales Identificación de zonas Datos hidrogeológicos Datos geomorfológicos

~

Levantamiento de cortes y planos geológicos de detalle.

- Zonificación litoestructural.

2. Obtención de datos geomecánlcos

Selección de estaciones geomecánicas: identificación de afloramientos representativos de las distintas zonas litoestructu rales.

-

Rellenar hojas de campo en estaciones.

~

- Testificar los sondeos geotécnicamente.

Toma de datos geomecánicos en cada estación geomecánica de acuerdo con las hojas de campo. 3. Cálculo del índice RMR, Q, SCR o SRM ("

Cálculo del índice AMR en cada estación geomecánica. ~

Cálculo del in dice O, SCR o SRM, en función de su apli cación.

- Aplicación a túneles, taludes y cimentaciones.

Sectorización geomecánica según la clase de roca. (1)

Estos índices se describen en los Caprtulos 3 (RMR) , 9 (SRM)

- Correlación con propiedades geotécnicas del macizo rocoso.

y 10 (Q Y SRC).

Material necesario

Cinta métrica

Martillo de geólogo

EscJerómetro

Máquina de fotos Fracturación Espaciado Abertura

Dirección Buzamiento Estructura Litología Resistencia

Resistencia Registro fotográfico

Sistemática en la aplicación de las clasificaciones geomecánicas.

Bibliografía recomendada Bicn iawski, Z. T. (1989). Engi neeri ng rock mass clasificalions. EeI. John Wi ley anel Sonso Brady, B. H. G. a nd Brown, E. T. ( 1985). Rock mechan ics fo r underground mining. George A llell and U nwin, Londoll.

Z34

INGEN IERíA GEOLÓG ICA

Goodman, R. E. (1989). Inlroduclion lo rock mechanics. Ed. Jo hn Wi ley & Sonso Hudson, J. A. and Harrison, J. P. (2000). Engineering rack rnechanics. A n in troduction

Pergamon.

('O

the pri ncipIes.

ISRM ( t 98 1). Rock characterization. Testing and moni toring. ISRM suggested methods. Brawn, E. T. Ed. Commision on testing and monitoring. International Society fo r Rock Mechan ics. Pergamol1 Press. OIalla, c., Pe ruc ho, A. y Arroyo, F. ( 1994). Med idas de tensiones en formaciones rocosas. Monografía del CEDEX. Mi ni steri o de Fo me nto. Oleo Mazo, C. (1978) . Ensayos en la mecánica de rocas. Boletín del Laboratorio del Transporte y Mecánica de Suelos. CEDEX, 11 .° 128.

Referencias bibliográficas Attewe ll , P. B. Y Farmer, l. W. (1976). Principies of engineeri ng geology. Chapman and Hall , Londres . Bandis, S. c., LUlllsden, A. C. y Barton, N. ( 198 1). Experimental studies of scale effects on the shear behaviour of rock join ts. 1nt. Journal of Rock Mech. Min. Sci. aJ1(1 Geoch. Absts., vol. 18, pp. 1-2 1. Band is, S. c., LUlllsden, A. C. y Barton, N. ( 1983). Fundamenta ls of rock joint deformat ion. Int. Jo urnal of Rack Mech. M in. Se i., vo l. 20, n." 6. Barton, N. (1990). Scale effects or sampling bias? En: Sca le effects in rack masses. A. Pinto da Cunha Ed. Balkema. Barton, N. y Choubey, V. (1977). The shea r stre ngth of rack joi nts in theory and pract ice. Rock Mechanics, vo l. 10, n." 1, pp. 1-54. Barton, N. Lien, R. and Lunde, 1. (1974). Engi neering classification of rock mas ses for the design of tunnel support. Rock Mechanics. Springer Verlag, vol. 6, pp 189-236. Bieniawski, Z. T. (1973). Engi neering class ification of join ted rack masses. Transactions, South African ¡ nsr. of C ivi l Eng ineers, vol. 15, n." 12, pp. 335344. Bieniawski, Z. T. ( 1978). De tennining rock mass deformab il ity: experience fram case hi sto ries. In1. Joumal on Rack Mech. and Min. Sci., vo l 15, pp. 237-248. Bieniawski, Z. T. (1979). The geomechan ics c1assi fi calion in rock engineering app lications. Prac. 4(h International Conference on Rock Mechanics. Montrea ll x. Balke llla, vo l. 2, pp. 4 1-48. Bieniawski, Z. T. ( 1984). Rock lllechanic design in mining and tunelling. Ed. Balkellla. B ien iawski , Z. T . ( 1989). Engineeri ng rock mass c1assifi ca ti olls. Jolm Wi.ley and Sons, lnc. B lylh, E. aJ1(1 De Freitas, M. ( 1984). Geology for e ngi neers. Ed. Edward Am old, London. Brady, B. H. G. and Brown, E. T. (1985) . Rack Mechanics fO I" unelerground lllining. George All en and Unwi n, London.

Cunha, A. P. (1990). Seale effects in rock mechanics. En: Scale effects in rack masses. A. Pinto da Cunha Ed. Balkema. Cunha A. P. Y Mural ha, J. ( 1990). Abo ut LNEC experience on scale effects in the deformabi lily of rock m3sses. En: Scale effects in rock masses. A. Pinto da Cu nha Ed. Balkema. Du ncan C. W. (1999). Foundatiolls on rock. 2 nd ed. E & FN Spon. Emblenton, C. and Thurner, J. (1979). Processes in geomorphology. Fanner,I. W . (1968). Engineering properli es of rocks. Spon Ltd. London. Farmer, l. W. ( 1983). Engineering behaviollr o f rocks. 2nd eel. Chapman and Ha ll , London. Ferrer, M. y González de Va llejo, L. (199 1). Stressstrai n relalionshi ps in the analysis of the fail ure process of weak rack masses. 7(11 1nt. Congo on Rock Mechan ics. 1111. Soco fOl" Rock Mechanics (ISRM). W. W illke Ed. Aachen, Alemania, vol. 1, pp. 225-230. Gonzá lez de Vallejo, L. 1. (199 1). Las lensiones naturales en las rocas. Monografía n.o 6. Master ele Ingeniería Geológica. Uni versidad Complutense de Madrid. Goodma n, R. E. ( 1989). Inlroduetion to rock mec hani cs. Ed. John WiJey & Sonso Haimso n, B. C. (1990). Scale effecls in rack stress measuremenls. En: Scale effects in rock masses . A. Pi nto da Cunha Ed. Balke ma. He rget, G. (1988 ). Stresses in Rack. Balkema. Hoe k, E. (1994). Strenglh of rocks and rock masses. ISRM New Jou m a! 2 (2), pp. 4- 16. Hoek, E. and Bray, J. W. ( 198 1). Rack slope e ngineeri ngo 3rd ed. The 1nstitution of Mining and MetalIu rgy, London. Hoek, E. and Brown, E. T. (1980). Undergrollnd excavation in rock . The 1nstitution of Mini ng and Metallurgy. London. Hoek, E. & Brown, E. T. ( 1988). The Hoek-Brown fai lure cri terioll. A 1988 lIpdale. Rock engineeri ng for uooergraund excavations. Proc. 15(11 Canadian Rock Mech. Symp. Curran Ed . Uni versily of Toronto. Hoek, E. and Brown, E. T. (1997). Prac ti cal eslimates of rock mass strength. Int. Journal oí" Rock Mechanics and Mining Sciences . EIsevier, vo l. 34, n.') 8, pp. I 165- 1 186. Hoek, E., Ka iser, P. K. & Bawden, W. F. ( 1995). Support of lInderground ex ca vati ons in hard rocks . Balkema. Hudso n, J. A. (1989). Rock mechani cs principies in engineering practice. Bulterworlhs. Ciria. Londoll. Hudson, J. A. and Harrison, J. P. (2000). E ngineering rock mechan ics. An intraduction to the principies. Pergamon.

J

MECÁN ICA DE ROCAS

235

ISRM ( 1979). Suggested metilods for determi nin g the uni ax ia l compressive strength and defonnab ilit y of rack materials. lnt. Soco Rack Mech. COlllmision 0 11 standari zalion of laboratory ane! fi eld tes ts. ]nlern ati onal Journal of Rack M echan ics, Mining Sciences ane! Geomechanical Abstracts, vo l. 16.

lSRM (1981). Rack cilaracteri zati on. Testing and monitorin g. ISRM sugges ted methods. Brawn, E. T. Ec! . Commision on testing and Illon itori ng. International Society for Rack Mechan ics. Pergamon Press. Jaeger, 1. C. y Cook, N. G. W. (l979). Fundamentals of rock mechallics. 3rd ee! . Chapman ane! Hall , London. Jiménez Salas, J. A. Y Justo Alpañes, J. L. ( 1975). Geotec nia y cimien tos 1. Propiedades de los suelos y de las rocas. Ed. Rueda, Madrid. Johnson, R. B. Y De Graff, J. V. ( 1988). Pri ncipIes of engineerin g geology. John Wil ey and

Sonso

Kim, K. y Franklin, J. A. ( 1987). Sugges ted methods for rack stress determin atian. Int.

JI. Rack M ech.

Min. Sci. and Geo mech. Absts., 24- 1, pp . 53-74. Leeman, E. R. ( 1970). Ex peri ence th rought the world w ith lhe CSlR doorstopper rack stress measurement equi pment. Congress lnt. Soc o Rack M ec h.

(ISRM). Belgrado, vol. 2.4-6. Martin, C. D. , Read, R. S. y Chandler, N. A. ( 1990). D oes scale influence ill sir/./. stress meas urement s? Some findings at the underground research laboratory. En: Scale effects in rock masses. A. Pinto da

Cunha Ed. Balkema. Martínez-Díaz, 1. (l998). NeOlectó ni ca y léctólüca acti va del sector centro-occidenta l de la Región de

Murcia y sur de Almería (Cordillera Béti ca-España). Tesis Doctoral. U ni versidad Complu te nse de Ma-

drid. Mo ntoto, M. y Esbert, R. M. ( 1999). Petra física de la

236

Na tau, O. ( 1990). Scale effeels in the determina tion of Ihe deformabili ty and strength of rack masses . En: Scale effects in rack masses. A. Pin to da C unha

Ed. Balkema. Obert, L. y Du val , W. 1. (1967). Rack mechanics and the desigll of structures in rack. Jolm W iley and

Sons Ed. Paterso n, M. S. ( 1978). Ex perimental rack deformation. The brittle ri eld . Springer- Verlag.

.

Palian , F. D. ( 1966). Multiple modes of shear fai lure in roc k. Proc.

PI

lllt. Congress

0 11

Rock Mechan ics.

ISRM. Lisbon, vo l. 1, pp. 509-5 13. Rahn, P. 1-1. ( 1986). Engineering geology. An enviro nmental approach. E lsevier Ed.

Sel mer-Olsen, R. y Broch, E. ( 1977). Ge neral design pracedure for undergroul1 d open ings in Norway. Rocks torage 77. 1s1 rnt. Symp. 0 11 Slorage in Exca-

vated Rack Cavel"llS. Sweden. Vo l. 2, ( 11 -22). Serafim J. L. Y Pereira, J. P. ( 1983). Consideratio ns of th e geomechani cal c1assificati oll of B ieni awski. Prac. ln t. Symp. 011 Eng. Geol. and U ndergraul1d Constructi ol1. Li sbon. Balkema.

Serrano, A. (l997). Mecán ica de las racas. Colegio de ICCP, Madrid. Serrano, A. y Olalla, C. ( 1994). Carga de hun dimiento el1 macizos rocosos. M onografía del CED EX.

M-36. Madrid. Sheorey P. R. (1997). Empirical rack failure criteri a. BalkemH. Singhal , B. B. S. y Gupta, R. P. ( 1999). Applied hydrogeo logy o f fract ured rock masses. K lu wer Academic Publishers.

Walth an, A. C. ( 1999). Foun dations of engineering geology. E & FN Spon. Wawersick, W. R. and Fairhurst, C. (J 970). A sludy of

matri z rocosa. T rabajos de Geología, n. :O 2 1. Uni-

brittl e rock fracture in laboratory co mpression expeI;m ents. International Journal of Rock Mechanics

versidad de Ov iedo, pp. 239-252.

and Mini ng Sciences, vo l. 7, n." 5, pp. 56 1-575.

INGEN IERIA GEOLÓGICA

DESCRI PCIÓN DE MACIZOS ROCOSOS

• 1.

Metodología y sistemática

2.

Descripción y zonificación del afloramiento

3.

Caracterización de la matriz rocosa

4.

Descripción de las discontinuidades

5.

Parámetros del macizo rocoso

6.

Clasificación geomecánica y caracterización global del macizo rocoso

~,1

Metodología y sistemática

La descripc ión y caracteri zac ió n de los mac izos rocosos e n allor3 mi entos es una labor necesaria en lodos los estudios ele ingeni ería geológica c uyo objetivo sea e l co noci mi ento de las propiedades y características geotéc ni cas de los materi ales rocosos. Estos trabajos se rea li za n durant e las primeras etapas de las in vesti gaciones ill sif/f . El desarrollo de los trabaj os de campo en afl oramientos permite obtener información necesaria para evaluar e l comportamiento geotéc ni co de los mac izos rocosos, planificar las fases de in vesti gac ió n más a vanzadas e interpretar los res ultados que se obtengan de las mismas. Debido a la gran vari edad de co ndicio-

nes y propiedades, la ca rac teri zació n de los macizos puede ser ulla tarea compleja, sobre todo si se presentan co njuntam ente mate rial es rocosos y suelos, zo nas fract uradas, tectonizadas y/o meteori zada s. En la d es~ cripción se deben inclu ir todos los as pec tos y parámetros que puedan ser observados, ded uc idos y medidos e n los afl ora mi entos. Las desc ripc iones de los mac izos rocosos co n fines geo técni cos precisan de obse rvac iones y medidas adi c ionales a las geo lógicas; de ahí la necesidad de establecer una sistemáti ca qu e homoge neice crit eri os y faci lite la comunicac ió n e ntre todos los profesi onales que te nga n que reali zar los trabajos de descripc ión de macizos rocosos a partir de aflorami entos. Estas desc ripc iones pueden im plica r un c ierto grado de subjetiv idad que debe evi tarse, en la medida de lo posible, rea li za ndo observac iones sistemáticas y utili za ndo una termin ología estandari zada, te ni endo en cue nta los sigui e nt es aspectos: Todos los factores deben exa n1i narse siste máti camente y en sec uenc ia lógica. No debe omit irse ninguna info rm ación bás ica sobre e l aflora mi en to. Las descripc iones de be n co mun ica r una image n mental precisa y permi tir deducir la informac ión más re levante.

238

INGENIER iA GEOLÓGICA

El nlllllero de datos debe ser estadística me nte representati va. La ca rac terizació n de ca mpo de l macizo rocoso es un eje rcicio progresivo qu e co mi enza co n un a d es~ cripción ge nera l de las co ndi cio nes del te rre no, y co n la ide ntificació n y clasificación de los mate ri a les qu e for man los macizos. Las observac ioncs posteri ores más compl ejas sobre propi edades y factores concretos puede n aumentar e l grado de interp retac ión y por tanto de subjetiv idad . En general , e l procedimi e nto a seguir pa rte de un a desc ripción general de los aspec tos y caracte rísti cas observa bles a s impl e vista , en base a los c uales se establecen distin tas zo nas más o me nos homogéneas en base a la litología, estru ctura tectóni ca, etc.; poste ri orme nte, se describe n y caracteri za n co n de talle los componentes de las diferentes zonas de l maci zo y sus propi edad es; finalme nte, a partir de lodos los datos obte nidos, se c lasi rica geo mecá ni came nte e l macizo rocoso. La caracte ri zac ió n de cada zon60

V Completamente meteorizada

FOTO

N'

Muy brechificado

>30

IOBSERVACIONES:

40

38

Muy pequefios

(Varios golpes)

(+ 1 Golpe martillo) 4

3

111 Medianamenle meleofizada

Seco (con seriales de egua)

1 42 1 3° 1 5° 1

Pequel'\os 10-30

RELLENOS Meteorización

•e

Fillraciones

Resistencia

~

I~

TIPO DE PL ANO

Qi!!iili,tJ

So-Estratiricación S I-Esqulstosidad

Jl ...J ~-J u ntas F¡... Fo-Fallas

RELLENO G·Gravas

S·Arena S-Brecha A-Arcillas M-Milonita

a-Cuarzo C-Calci ta

O-Óxidos F-Feldespatos

Est adillo para la t oma de dat os geom ecánicos en ca mpo (cortesía de Prospección y Geotecnia).

4

DESCRIPCiÓN DE MAC IZOS ROCOSOS

241

b)

Fotografías y esquemas

e)

Descripción geológica general Form ac ión y edad geo lóg ica. Litologías. Estructuras observables a gran escala. Rasgos estru ctu rales ge nerales: mac izo estrat ificado. fall ado, fracturado, masivo, C('C, Zonas al teradas y meteori zadas y es peso r de las

mismas. P resencia de agua, surge ncias, etc. Es recomendabl e inclu i r cuantos clatos se aprecien, inc luso los que puedan considerarse de in terés secun-

dari o. Si e xiste alguna duda sobre las co ndi ciones de l afl oramiento ta mbién deben indicarse en la desc ripció n. el )

División en zonas y descripción general de da zona

ca~

La zo ni Ficació n se reali za rá en base a c riterios litológicos y es tructurales co nsiderand o los secLores más o menos homogé neos de l afl ora mi ent o, no siendo conveni en te estab lecer demasiadas zonas, aunque el núme ro y la ex tensión de las mismas de pend erá de l grado ele

heterogeneidad de los mate ri ales y estructuras que fo rme n e l mac izo, de la e xtensión del alloramiento y de l grado de detalle y fin alidad de la in vest igació n. Se debe rea li zar una breve descripción ge neral de cada zona, sin entrar en detall es re fere ntes a la matri z rocosa o a las di sco ntinuidades, incl uyendo datos so bre la li to logía, estado de meteorización, fracluració n y presencia de agua. Estas descripcio nes cualita tivas deben aportar un a idea del materi al a estudi ar, pero sin va lorar c uantitati va me nt e las prop iedades del macizo y de sus co mpo nentes. Para la di visió n en zo nas del atl ora miento y la descri pción genera l de cada un a se recomi enda utili zar es tadill os C0l110 el de la Figura 4. 1. e)

Identificación de zonas singulares

Zo nas singul ares son aque llas zonas, e leme ntos o estru ctu ras no siste mát icas, que no se repiten en el macizo, y que tienen in tl uencia en sus pro piedad es y co mpo rta mi e nto mecá ni co, por eje mpl o Fallas, diques, zonas de brecha, cavidades, zonas de fl uj o de ag ua, etc. Estas zonas deben tratarse y descri birse de forma incliv idua lizada, ind icando la problemát ica es pecífi ca qu e presenta n, así co mo su intlu encia e n el com portami e nt o general del macizo.

Caracterización de la matriz rocosa Los aspectos que debe n desc ri birse e n campo son: lde nt ificació n. Meteorización o alteración. Resistencia a co mpresión simp le.

Identificación La identi t1cacióll de visu de una roca se establece a partir de su composición y de su tex tu ra o relaciones geométricas de sus mi nerales. A estos c ri teri os desc ri pti vos se un en las característi cas ge néti cas, cuando éstas pueden ser deducidas de la paragénesis minem l, composición química, f0ll113 y es tructura de l yacimiento, y de las re laciones temporales y espaciales con OU·as rocas. Las observaciones más práct icas so n: Co mposició n mi ne ra lógica. Forma y tamaño de los granos. Color y transpa re ncia. Dureza.

Z4Z

INGEN IERiA GEOLÓG ICA

Para la correcta obse rvación de estas propi edades es necesario lim piar la roca, e li mi na ndo la capa superfi cial de alte rac ió n. Según el tipo de roca, otros aspec tos que pueden ser determinados so n la presencia o ausencia de ex fo liac ió n y la existe ncia de maclado y tipo de macla. La composición mineralógica permit e clas ificar li to lógica men te la roca. Los mine ra les más co munes que forma n las rocas se pueden ident ificar él nivel de muestra con una lupa, si las d imensiones del mi ne ra l lo permi te n. La ide ntificació n de ta ll ada de los mi neraJes requ iere un est udio petrográfico median te I50% de los granos son

cementadas por una

20

0,002

Tamaño de Rocas con estructura masiva y textura cristalina (mayormente ígneas) grano, mm

>50% de lOS Descripción

0.6

Rocas con foliacían

Claro rinclpalmenle ILlcEAS

ROCAS METAMÓRFICAS Se distinguen por su foliación. La foliación en los gneises se observa mejor en el afloramiento. Las rocas metamórficas sin foliación son muy difíciles de reconocer. Cualquier roca generada por metamorfismo de contacto se describen como comeanas y generalmente son algo más resistentes qua la roca original.

ÁCIDA Mucho cuarzo

Vidrio volcánico

oE

Amorfo o Cripta cristalino

7 Oscuro

Color

INTERMED. ~ SICA Algo de Nada de cuarzo cuarzo

'00'

ULTRA BÁStCA

ROCAS IGNEAS Constituidas por granos minerales fuertemente unidos. Elevada resistencia cuando aparecen sanos: no porosas Aparecen como: 1. Balolitos; 2. Lacolitos; 3. Sills; 4. Diques; 5. Flujos de lava; 6. Filones.

----------------------~.... La ide ntifi cac ió n de la roca se co mpl eta de fi niendo el tamaño de gra no y el color. En el Cuadro 4.2 ele clasificació n ele rocas para usos geo léc nicos ap::lrece el tamaño de grallo como cri terio de clasificación, adopta ndo las rocas sed ime ntarias una terminología es pecífi ca e n func ió n de este parámetro.

El tamaño de grano hace referencia

él

las

di111ell ~

sio nes medias de los min era les o frag mentos de roca q ue compo ne n la ma triz rocosa. La es timac ión de l tamaño de grano se rea liza normalmente de vislI. con una regla o con la ay uda de comparadores de ta maño.

En rocas de g rano fino es útil la ayuda de una lupa de mano. El tamaño de las partículas mine rales que com-

La dureza es un a propiedad directamente re l'lcionada co n la res iste nc ia, qu e de pende de la compos ició n mine ralógica y de l g rado de a lteración qu e afec te a la roca. Su desc ripció n es cuali tativa. Ge nera lmente se adoptan como crite rios la de nsidad y la res iste nc ia de la roca, es tab lecié ndose el g rado I para la roca menos densa y res istente (y = 1,5 t/ m' y fr, . = 50 kg/ cm 2) y e l g rado 14 para la más de nsa y res istente ()' = 2,7 l/m' y

(J,.

= 1. 800 kg/cm' ).

Pa ra evalua r la du reza de los mi nerales se e mp lea la escala de Mohs, qu e asigna un va lor de I para el mine ra l má s bla ndo (talco) y un va lo r de 10 para el más duro (d iamante).

ponen la roca puede ser homogéneo (rocas eq uigranu -

lares) o prese nlar variaciones importanles (heterogral1u la res). Los térm inos util izados y los inte rvalos de tamaño reconocidos internac ionalmen te so n los ind ici:ldos e n

Meteorización

el Cuadro 4.3.

Clasificación del tamaño de grano de las rocas Tamaño dcl grano

E(IUivalcllcia con los tipos de sucios

Grano grueso

>2 mm

Gra vas

Grano med io

0,06-2 mm

Arenas

Grano fino

< 0,06 mm

Limos y arci llas

Descripción

El color de una roca de pe nde de los minera les que la co mponen. Alg unos m inera les tie ne n un color distinti vo, pero frecuenteme nte contienen susta ncias o impurezas que lo mod ifi can. El co lor se puede descri bir de forma se mejante a l de los sue los, da ndo un colo r prin c ipal seg uido de uno secundario e ind icando, por últ imo, la inte nsidad que prese nta (por ej emplo, g ranito g ris verdoso c laro). Existen cartas de colo res que se e mp lean para la co mpa rac ión , evi tando así cualq uier g rado de subjetividad e n la desc ripc ión. La o bservac ión debe realizarse sobre la roca fresca, una vez reti rada la ca pa superfi cial de a lteració n. Cuando la roca no ha sufrido procesos de a lterac ión y presenta un color original y ca racte rístico, se de fin e como roca sa na. Las variacion es de color:Jci ó n de la roca en e l a fl ora m iento indica n q ue e l ma terial rocoso ha surrido procesos de meteori zac ió n. La va riac ión e n la colorac ió n puede afectar a todos los mineral es constituyentes o solo a algunos, as pecto que ha de indicarse en la descripc ión .

244

INGEN IER íA GEO LÓGICA

El grado de meteori zac ión de la roca es una obse rvació n importa nte en cuanto qu e co ndic iona de rorma de fini tiva sus propiedades mecánicas. Según avanza el proce so de meteo ri zac ió n aumentan la porosidad, pe nn eabil idad y de fofmab ilidad de l materia l rocoso, al tiempo q ue d isminu ye s u resistenc ia. Los procesos de me teorizac ión física y q uími ca q ue afecta n a las rocas se desc riben en el Apa rt ado 3.2 del Capílu lo 3. La identi ri cació n de l es tado o grado de meteo ri zació n de la matri z rocosa se puede realiza r de forma sistemát ica a pa rt ir de las desc ri pcio nes del Cua-

dro 4.4.

Descripción del grado de meteorización Término

Descripción

Fresca

No se observan signos de me teori zación e n la matri z rocosa.

Decolorada

Se observan cambios en e t color origi nal de la matri z rocosa. Es conveniente indi car el grado ele cambio. Si se observa que el cambio ele cotor se rest ringe a uno o algunos mine rales se debe me ncionar.

Des integrada

La roca se ha alterado al eSlado de un suelo , Illnntenié ndose la fábri ca original. La roca es friable , pero los granos minerales no está n descompuestos.

Desco mpuesta

La roca se ha alterado al estado de un suelo, al guno o todos los minerales están descompuestos.

b)

e)

iiiW,*'"

Diferentes grados de meteorización de m atriz rocosa granítica. a) roca ligeram ente decolorada, con cambios en el color original de la matriz rocosa: b) roca desintegrada. alterada al estado de suelo, manteniendo la fábrica original; e) roca descompuesta, con minerajes descompuestos y pérdida de la textura original. Los elementos de escala de las fotografías correspon-

den a 30 cm (a y b) Y2 m (e): (cortesía de Prospección y Geotecnia).

Las condiciones cli máticas son el principal agente en la meteorización, y el aspecto q ue ofrecen las rocas meteorizadas varía para las distintas regiones cli máticas. En la Figu ra 4.3 se presentan a lgunos ej emplos mostrando diferentes grados de meteori zación de la matriz rocosa. Los di stintos tipos de rocas son afectados desigualmente por los procesos de meteo ri zació n (como se describe en el Apartado 3.2 del Capítulo 3), siendo éstos más intensos c uanto mayor es e l tiempo de ex posición a los agentes atmosféricos.

'"~--~--~----------------------------Resistencia La resistenc ia de la matri z rocosa puede ser estim ada e n el an oramiento mediante Índices de ca mpo o a partir de correlacio nes con datos proporcionados por senci ll os ensayos de campo, como el ensayo de carga puntual PLT o el martill o Schmidt.

Los Índices de campo permiten una estimació n de l rango de res istencia de la roca. Los criterios para su ide nt ifi cación aparecen descritos en el Cuadro 3.7 de l Capítulo 3, y deben se r aplicados sobre la roca una vez limpiada la capa de alteración superficial. El ensayo de carga puntual o de rotura entre puntas, PLT, permite obtener un índi ce, I s' con elacionable con la resiste ncia a co mpresión simple. Mediante el martillo Schmidt o esclerómetro se mide la resiste ncia al rebote de una su perfic ie rocosa, que se co rrelaciona con la resistencia a co mpresión simple. En el Apartado 5 de l Capítul o 6 se describen ambos ensayos y sus aplicaciones; e n las F iguras 6.68 y 6.69 de dicho capítulo se mu estran los dos aparatos de ensayo. En ambos casos es recomendable tomar un núm ero elevado de medidas y rea liza r su aná lisis estadístico. Con los valores de resistencia obtenidos con estos mé todos se puede clas ificar la matriz rocosa en base a los criterios del Cuadro 4.5.

~

DESCR IPC iÓN DE MACIZOS ROCOSOS

245

Clasificación en base a la resistencia de la roca Resistencia a compresión simple (MPa)

Descripción

1-5

Muy blanda

5-25

Blanda

25-50

Moderadamente d ura

50- 100

Dura

100-250

Muy dura

> 250

ExLremadamente dura

Descripción de las discontinuidades Las discontinuidades cond icionan de una forma defi niti va las prop iedades y el comporta mie nto resistente, deformacional e hidrául ico de los macizos rocosos. La resiste ncia al corte de las di scontinuidades es el aspecto más importante en la de terminació n de la resistencia de los maci zos rocosos duros fraclLI rado s, y para su estimación es necesario definir las característi cas y propiedades de los pl anos de di scontinuidad.

En el Apartado 3.5 del Capítulo 3 se desc riben los tipos de di scontinuidades y se defin en los pará me tros físicos y geométri cos qu e condicionan sus propiedades y su comportamie nto mecá ni co. La desc ripción y medida de estos pará metros para cada fa milia debe ser realizada en campo: Orientació n. Espaciado. Co nt inuidad o persistencia. Ru gosidad. Resistencia de las pa redes. Aberlura. Relleno. Fil tracio nes. Algun os de es tos pará metros, como la rugosidad, resistencia de las paredes, apertura y relleno, determi nan el componami ento mecá ni co y la resiste ncia al corte de las discontinuidades.

246

INGEN IERIA GEOLÓG ICA

Orientación Las di sco ntinuidades siste máticas se prese ntan en familias con orie ntación y caracte rí sticas más o menos homogé neas. La ori entació n relativa y el espaciado de las diferentes famili as de un maci zo rocoso defin en la forma de los bl oqu es qu e confo rma n el macizo. La ori entación de las di sco ntinuidades con respecto a las estructura s u obras de ingeniería condiciona la presencia de inestabil idades y roturas a su favor. En la Figura 3.68 del Capítul o 3 se prese nt an eje mpl os de la influ encia de la orie ntación de los planos de debiUdad e n obras como talud es, presas y túneles. La ori entación de una di scontinuidad e n el es pacio qu eda deFinida por su dirección de buzamie nto (dirección de la línea de máxima pe ndi ente del plano de di scontinuidad res pecto al norte) y por su buzamiento (inclinació n respecto a la hori zo nta l de di c ha línea). Su medida se realiza median te la brúju la con clinómetro o con el diaclasJm etro. La dirección de buzami ento se mide sig uie ndo la direcció n de las ag ujas del reloj desde el norte, y varía e ntre 0° y 360°. El buzami ento !;e mide mediante el cJin ómetro, con va lores entre OU (capa hori zontal) y 90° (capa vertica l). Los va lores de dirección de buza-

-

ii!í1il.~!im!fm.'~'I'J' Representación esquemática de las propiedades geométricas de las discontinuidades (Hudson. 1989).

mi ento y buzamiento se sue le n regi strar en este orden en los estadillos, indicando el tipo de discontinuidad al que corresponden los valores. Por ej emplo, la notación So 270°/60° indica un plano de estratificación con un buzamiento de 60° seg(m una dirección de 270°. También puede de finirse la orientación de un plano de di scontinuidad por su rumbo o dirección (ángulo que forma una línea hori zontal trazada sobre e l plano de di scontinuidad con e l norte magné ti co, mi die ndo hacia el este) y su buzamiento, debiendo indicar en este caso el sentido del buzamiento (norte, sur, este, oeste). La dirección del plano y la dirección de buzami ento forman un ángulo de 90° (Figura 4 .5) . Ejempl o: la notación J2 135"/50" SW indica un plano de di scontinuidad que pertenece a la familia de diaclasas J 2 con una dirección de 13SO respecto al norte y hacia e l este y con un buzamiento de 50° hacia e l suroeste; la ori entac ión de este mi smo plano también queda definid a por 3 15"/50" SW o por 45" W/50" SW. Es aconsej able medir' un núm ero sufi ciente de orientac iones de di scontinuidades para definir adecuadamente cada familia. El n(¡m ero de medidas dependerá de la dimensión de la zona estudiada, de la aleator iedad de las orie ntaciones de los planos y de l detalle de análi sis. Si las orientaciones son constantes se puede reducir el n(un ero de medidas. La representación gráfica de la orientación de las diferentes famiUas de discontinu idades puede realizarse mediante:

Proyección estereográfica, representando los polos o planos co n va lores medios de las diferentes familias. Diagramas de rosetas, que permiten representar un gran número de medidas de orientación de forma c uantitati va (Figura 4.6). B loques diagrama, permitiendo un a visión general de las familias y sus orientaciones respectivas, como se mues tra e n la Figura 3.77 del C apítulo 3. Símbolos en mapas geológicos, que indican los valores medios de dirección y la dirección y valor del buzami ento para los diferentes tipos de discontinuidades GUIltas, fallas, foliación , etc.).

Plano de discontinuidad

~--h~----~ N

o = dirección del plano = buzamiento a = dirección de buzamiento

fJ

Plano de discontinuidad Medida de la orientación de discontinuidades.

4

DESCRIPCIÓN DE MACIZOS ROCOSOS

247

• tan cia

respecto a la influ encia de las di scontinui-

COIl

dades . En macizos rocosos con espaciados grandes. de varios metros, en los procesos de deformación y rotura prevalecerá n las propiedad es de la matriz rocosa o de los planos de di sconti nu idad seg ún la escala de trabajo considerada y la situación de la obra de in-

geniería con respecto a las discontinuidades ; si los espaciados so n menores, de varios dec ímetros a I ó 2 metros, el compol1amiento del macizo lo de term inarán los planos de debilidad; por último, si el espaciado es mu y pequeño el macizo estará mu y fracturado y

presentará un co mportam ien to «¡sátrapo», controlado

por las propiedades del conjunlo de bloques más o

70·90

.P'

menos uniformes. El espaci ado se define como la distancia entre dos

/30-40

mil"'"

planos de di sconlinuidad de una misma familia, medida e n la dirección perpendi c ular a d ichos planos. No rma lmente es te valor se refi e re al es paciado med io o modal de los valores medidos pa ra las d isco ntinu idades de un a misma fam ili a. La medida del espac iado se reali za con un a ci nta métri ca, e n un a longitud sufi cientemente represe ntativa de la frec ue ncia de di scon tinuidades, al menos de tres metros. Como norma general , la longitud de medida de be ser un as diez veces superi or al es paciado. La cinta debe colocarse perpendi cula rme nte a los pIanos, registrándose la di stan cia e ntre d isco ntinuidad es adyacentes . Po r lo general, las supe rfi cies ex puestas de los afloramientos rocosos no permiten rea lizar las medidas del espaciado en la d ir ección perpendi cular a las su-

S

Representación de datos de orientación en un diagrama de rosetas según dos métodos (lSRM. 198 1j.

Espaciado El espaciado entre los planos de di scontinu idad condi ciona el tamaño de los bloq ues de matriz rocosa y, por tanto, define el papel que ésta lendrá en el comporta mi e nto mecáni co del macizo rocoso, y su impo r-

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1

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I ../ f

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e3

/'

V'

Vt ,1

,'..-1,, /

V'

~/,

I


= -

[{J ] =

[

[S] =

M· T- L (L -------u-M. T-

Fuerza

M·L· T

L)'

2

Dado qu e el volume n de agua ex istente en e l acuÍfero, VII' e n el prisma co nsiderado, es igual al vo lu me n de l materi al ac uífero de dicho pri sma VA po r la porosidad eficaz 17,. de l ac uífero, puede establecerse :

Según la Fig ura 5. 13, VA será e l producto de la base unitari a por e l espeso r de ac uífero b, luego:

• Decompresión de l acuífero: S i la pres ió n di sminuye e n /1p , el vo lum en inic ial de l acuífero, VA' di sminuirá en un va lor .ó. VA' Este valor .ó. VA es eq ui vaJente al ag ua que se cederá en la deco mpresión del ac uífero. La relación entre e l esfu erzo que ha producido la deco mpres iól1 y la vari ación re lativa de vo lu men que ha ca usado, vendrá dado por e l módulo de e last icidad de la formación perm ea bl e: ¡"p

E= ¡.,v A

M· T- 2

L

L

M·T-

= - - -. - --,

--+

2

M· T- 2

+ M. r

=

ad imensional

Elllos ac uíferos libres, al descender el ni vel se produce n los mjsmos fenó menos de liberación e lást ica, pero al ag ua liberad a por es te concepto hay qu e añadir e l agua vac iada ex istente en los poros, es decir, el ag ua desa turada al vac iar una altura de I m e n un prisma de ac uífero de base unitaria. Es te último va lor es coincidente con la porosidad eficaz, Por tanto, Uamand o S' al coefi ciente de alm ace nami ento de un ac uífero f un cionand o como Libre, se ti ene:

siendo, lógica mente, adimensional, El coefi cie nte de almacenami ento por liberación elástica S es muy pequ eño en relació n co n el coefi ciente de almacenami ento por desaturac ión O porosidad efi caz, por ello se suele as umir, sin co me ter e rrofes signifi cativos, que:

~,

S' =

En esta última expres ión, puede sustituirse: l/E = a

t1.p = pg = y",

Y,.,

=

b

(compresi bilidad verti cal de la formac ión) (inc remen to de presión al desce nder el ni vel piezo mé tri co 1 m) sie ndo b el espesor de l ac uífero:

/1."

En definitiva , el coefi ciente de almacenami ento en los ac uífero s libres es coincidente con la porosidad eficaz l/e O coeficiente de almace namiento por desaturación.

Permeabilidad La Uberación tota l de ag ua o coefi ciente de almacenam iento por li beración e lást ica, S, será la sum a de los dos volúmenes calcu lados:

s=

¡., V",

+ ¡., VA

S = y",b(a:

=

{Jy",bll

ov,. l1y!'.xl1z ay

av. - ' I1zl1x 11y az

Para respetar las condi ciones de masa entra nte igual a masa salien te, estas tres cantidades tienen que ser nulas. Por tanto:

av. az

+ -' I1z!'.xl1y =

O

OV. OV)' oVz -+-+-= 0 ox oy oz I

Vz

.. r----+ óy - - - ¡ -o.

•

que es la ec uació n de la continuidad en flujo estacionario.

~ .

'

...--¡-=------+~ó

x

que se aproxi ma según:

dV

, +-' dZ óz

u+~x~ + ___ -----.... ------ r ------- ---------:; .. +-"--+ y JI

af ay !'.x' a'f I1x' f(x) + - !'.x + - -- + - - - + . ox ax' 2! ax' 3 !

av av - x !'.xl1yl1z + - y l1y!'.xl1z ax ay

v, ........ .

uy

=

Balance de agua en un cubo poroso elemental (VER) .

Ecuación de Laplace La ec uación de Laplace es la primera de las ecuaci ones diferenciales en derivadas parciales que gobiern an el fl ujo en medios porosos (permeables en general, cuando el medio pueda ser asumido como poroso). Se refiere al flujo en co nd iciones de rég imen perm anen te y en ausencia de fuentes y sumideros_

~

HIDROGEOLOGIA

277

Esta ecuación, como todas las ecuac ion es de l flujo en medios porosos, se obtiene aplicando conjun tamente la ecuación de la continuidad y la ley de Darcy.

De hecho, es lógico que así sea. El flujo se estudia aceptando, de una parte, que la masa entrante debe ser igual a la saliente, y que ambas, dentro del medio poroso, están condicionadas por los planteamientos de Darcy. As í, se tiene:

aV., + ~ aV., aV., ax ay + -az = ah k -

-

-

xx

O (continuidad)

ah

- k". -a y

ax

aax ( -

ah) ax + -aya ( -

k .cr

1 1

/

... _------ ---

.-, /",- .'

R(x,y) . Q11x'lIy

b = Potencia del acu ítero

7

Esquema para la deducc ión de la ec uac ión de

Poisson.

v., =

aah) y + -aza ( -ku -aazh) -

k yY

/;1y'i

WIl.~!iDifa ·fE:eIl':I'

sustitu yendo:

-

/_I1x _ _

O

Si se considera el medio homogéneo (la penneabilidad es la misma en cualquier punto del espacio) e ¡sátropo (la permeab ilidad es la misma en cualquier

dirección del espacio), se tiene que:

bombeos y recargas (fuentes y sumideros) asociados a problemas reales. La ecuación de Poisson de fluj o en medios porosos en rég imen permanente, y con posibilidad de integrar bombeos y recargas, puede desarrollarse con la ayuda

del esquema de la Figura 5.1 8. Se considera una recarga R(x, y) por unidad de área y unidad de tiempo. Aplicando condiciones de fluj o estacionario:

av, fu (My) = ::..:.1: av !!.y(bfu ) = ax ay

y:

Aplicando Darcy con hipótesis de homogeneidad e

a'h a'h a'/¡ - + - + -= 0 ax' ay' az'

¡sotrapía:

que es la ecuación de Laplace (régimen permanente,

y siendo:

medio homogéneo e isátropo y ausencia de fuentes y

sumideros). Hay dos tipos característicos de condiciones de contorno: -

condiciones Dirichlet: ni vel piezométri co conocido en fron tera. condiciones Neuman: fluj o conocido en frontera.

La resolución de la ecuación solo es posible por métodos analíticos en sistemas físicos senciHos, como

es el caso de fluj o hacia pozos y algunos problemas de fluj o entre zanj as. Para casos rea les más compl ejos debe acudirse a métodos aproximados de resolución numérica, O también, en algunos otros casos, a méto-

R(x, y)!!.x!!.y

T = kb se obtiene la ecuació n de Poisson:

a'/¡ a'h ax' ay'

R(x, y)

-+-= - - -

T

en rég imen permanente, presencia de fu entes y sumi-

deros y permeabilidad homogénea e isótropa. En esta ecuación se ti ene:

si R(x, y) = O, es coincidente con la ecuación de Laplace si R(x, y) es positiva = recarga si R(x, y) es negativa = bombeo.

dos gráficos de resolución, como redes de flujo. Todo lo dicho para la resolución de la ecuación de

Ecuación de Poisson Laplace no integra en sus planteamientos la ex istencia de fu entes y sumideros. Sin embargo, y aún en problemas de régim en permanente, es preciso incluir

278

INGENIERíA GEOLÓGICA

Lapl ace es válido para la de Poisson. Sin embargo, esta última es mas realista y completa y se ajusta mejor a la mayoría de los problemas reales que suelen presentarse. Establece de modo simplista que la suma de entradas y salidas de ag ua en un recinto acotado debe ser igual al bombeo O recarga que incida sobre tal recinto, siempre en condic iones de régimen perma-

nente (no variac ión de los niveles piezométricos en el recinto) y de medio homogéneo e isótropo en cuanto a la permeabi lidad.

•

Il.x

Ecuación del flujo en régimen transitorio b

En el régimen permanente se obtienen soluciones de eq uili brio para un fenómeno concreto. No se trata de cómo ni cuándo se alcanza ese equili brio, únicamente se calcula la solución de eq uilibrio. Si un sistema está en eq uilibrio, para cambiar esta situació n se requieren ciertas acciones sobre el sistema, tales como bombeos o recargas. El sistema evoluciona hasta aJcanzar de nuevo la situac ión de equilibri o correspondiente; mientras esta nueva situación es aJcanzada, se suceden un conjunto de situaciones a lo largo del tiempo. que es lo qu e se denomina régimen transitorio. Los ni veles van variando y en consecuencia se va almacenando o desal macena ndo agua en el recinto. En este caso, la ecuac ión de la continuidad, en régimen transitorio, se apLica al recinto según: Volumen saliente = Volumen entrante - Volumen desalmacenado (en un in tervalo de tiempo 6.t) En el intervalo 6.1, el ni vel va ría 6.11, como indica la Figura 5. 19. El volumen de roca vaciado ve ndrá dado por 6.11 . 6..x. ó.y, Y el volumen de agua contenido en este volumen de roca vendrá dado por S· 6.11. . Ax· 6.y. El volumen desalmacenado en el tiempo 6.1 será S , /',J" dx , dY/dl , Introd uciendo este término en la ecuac ión de la continuidad en presencia de fuentes y sumideros, es decir, incluyendo el término del vo lumen desalmacenado en la unidad de tiempo en el término de recargas, se tiene:

av,

- ' &(My)

ax

= R(x,

av, dy(b&) =

+-

ay

ah y, I)dxdy - S al (dXdy)

apLicando Darcy generalizado como en anteriores ecuaciones:

ah

V.\.

= - k.U -

ax

ah

- k", ay v, =

W!iiffjij'

Esquema para la deducción de la ecuación general del flujo transitorio.

y asumiendo un a vez más cond iciones de homogeneidad e ¡sotrapía (k.u = k v \' = ku. = k) , discreti zación cuadrada (& = dy) Y T';; kb, se obtiene:

-a'h + -a'h ax'

ay'

S ah R(x, y, 1) - - ---'--'-'-'---'T al T

= -

ecuación general del flujo en régimen transitorio, presencia de fu entes y sumideras y permeabilidad homogénea e isótrapa. Los términos de esta ec uación tienen el siguiente significado:

a'/¡ a'h suma de caudales entrantes por las caras -ax-'+ -a' y : laterales

S ah T al ' R(x, y, t)

T

volúmenes desalmacenados en la unidad de tiempo bombeos o recargas en la unidad de tiempo,

En definitiva, esta ecuación indica que el balance de caudales entrantes y salientes en un recinto por razones de gradientes piezométricos, más las recargas extern as ~al sistema, como bombeos y recargas, debe ser igual a los caudales de llenado o vaciado del recin to. Como se puede observar:

S ah -a = o, se obtiene la ecuació n de Poisson de réT t gll11en ' permanente con f uentes y SUnll'deros

si ~

S ah si - -a =

T

I

oy

R(x, y, 1)

T

=

o, se obtiene la ecuación de

Laplace. La ecuación general del flujo y su resolución para cada caso concreto con sus adecuadas condiciones de contorno es de uso general en los problemas de hjdrogeología e ingen iería geológica.

~

HIDROGEOLOGIA

279

Métodos de evaluación de parámetros hidrogeológicos La evaluació n de parámetros hidrogeol6gicos como la penneabilidad, transmisividad, porosidad, coeficiente de almacena mi ento, etc., es ulla de las tareas básicas en un estudio hidrogeológico. Estos parámetros son la base del cálculo de drenajes, n1lraciones, caudales de bombeo, tie mpo de tránsito de sustancias transportadas por el agua subtelTállea, etc. Debe perseguirse el rigor y la máx ima fi abilidad posible en la determinación de estos parámetros, que son, e n defi niti va, los que definen las características de los acu íferos y su capacidad para almacenar y transmitir el agua subtelTállea. Básicamente existen tres tipos de métodos: ensayos de bombeo, ensayos de in yecció n y trazad ores. Tambié n se pueden utilizar métodos de laboratorio so bre muestras extraídas del ac uífero, au nque suelen considera rse más fiables los primeros y, sobre todo, gozan de un a mayor y significati va val idez espacial.

Ello implica que el acuífero pueda se r co nsiderado homogéneo, isótropo e infinito, junto a la no existencia de recargas verticales. Para el caso de fluj o radia l hacia un punto donde se sitúa el pozo de bombeo, puede transformarse la ecuación a coo rdenadas polares, tomando como eje de coorde nad as el eje del pozo, que será un pu nto al proyectarlo sobre el plano xy. La transformación se reali za según :

x = rcoSCl. y= r sen a An ulando los términos en a, se tiene la ecuac ió n:

a'/¡ 1 ah -+ -- = 0

a,2 r ar

que al depe nder solo de r puede escribirse de la fOlTIm :

Ensayos de bombeo Los ensayos de bombeo son, s in lugar a dudas, el método más co mpleto y fiable para el cálculo de los parámetros hid rogeológicos de un acuífero. Consisten en bombear un pozo, en principio a cauda l constante, y analizar el desce nso de los ni veles pi ezo métri cos, tanto e n el pozo de bombeo como e n pozos o pi ezómetros ci rcund antes. Exjsten dos tipos básicos de métodos: ensayos de bo mbeo en régime n perma nente y e nsayos de bo mbeo en régimen transitorio o variable. En los primeros los ni ve les piezomé tri cos no varían, y se interp retan los descensos producidos e n el entorno del pozo como co nsec uencia de un bombeo constante e n el mi s m o~ en régimen variable lo que se a naliza es la evolució n de los ni veles e n el pozo de bo mbeo y pozos de observación a lo largo de la prueba. •

ENSAYOS DE BOMBEO EN RÉG IMEN PERMANENTE.

DEDUCClÓN DE LAS ECUAC IONES

La ecuac ió n genera l del fluj o bid imensional baj o condiciones de ac uífe ro confinado y régimen permane nte vie ne dada por:

ah

-

a'h

+ -

ax' ay'

= 0

sie ndo h el ni vel piezométrico.

280

INGEN IERIA GEOLÓGICA

por lo tanto:

( dI!) dr r -

= efe

Para calcu lar la co nstante, solo hay que suponer qu e el caud al que sale por el pozo debe ser igual al que atrav iesa una superfi cie cilínd rica de altura co nsta nte b y rad io genérico r. En es te caso, según Darcy:

d"

Q = 2nrbk dI' luego:

d"

ete = r -

dI"

= -

Q-

Q

= --

2nbk

2nr

y por tanto:

d" =

Q dr

---

2nr r

Si se reali za la integ ració n entre el radio genérico r y el radi o ele intluencia R. di sta ncia a la cual el descenso es nul o, se tie ne que el nivel variará entre el valor h a di sta ncia genérica y el va lor hll re presenLativo de ni veles e n reposo a escala regional:

"" J

Q d" = " 2rr.T

f N-dr r

r

obteniéndose la solución de Thiem (1906): h - h o

~

Q

R

- -In2nT r

do nde: ho = nivel piezométri co ini cial h = nivel piezo métrico a la distancia r Q ~ caudal de bombeo T = transmisividad R = radio de in tl uencia r = distanc ia al eje del pozo.

Si el ac uífero se comportara como li bre, habría una variac ión fu ndamenta l respec to al caso ante rior; el espesor constante b representado por la altura del cilindro será variable e igual al ni vel 11., ya qu e al ser libre el ac uífero, el ni vel saturado se correspo nde con el nivel piezomélrico referido al fondo de la formación perm eable. Por tanto:

Q~

dh 2"rhk-

/¡d/¡

~

Planta del cilindro de radio r y altura b

d,-

luego :

Q dr

1U!!I.m!i!~€a*I""~~ia" Esquema para la deducción de la fórmula de

--

2"k r

Thiem.

Análogamente al caso ante ri or, pero sie ndo 11.0 , co nceptualmente. el espesor saturado inicial, se tie ne:

"" J

Q

hdh~ -

2nk

11

IR-dr /"

r

y finalm ente:

ho, -

2

h

~

Q

R

- In nk r

que es la solución de Dupuit ( 1863). Todas estas fór mul as parten de la aceptació n de qu e la transmisividad es consta nte en cualqui er punto del espacio; es decir, asum en un medio homogéneo e isótrapo. A la relació n de Thiem también puede llegarse por métodos más simples, sin acud ir a la ec uación ge neral. A continuac ió n se incl uye este último desarro llo mate mático por ser bastante representativo e intuiti vo. Según la Figura 5.20, si se considera un ac uífero cauti vo o confinado en el que un pozo perforado en el mismo bombea un cauda l constante Q, y existen dos pozos de observació n (n.u I y n." 2) estando el ni vel estabili zado en todo el cono de bombeo, se puede estab lecer que el caudal qu e sale por el pozo es igual al que alravi esa una superficie cilínd rica ideal de radio genérico r y altura el espesor del acu ífero b .

Las depresiones en el pozo de bombeo, y en los piezómetros n.o 1 y n." 2, serán d", di Y el2 , Y los niveles hp ' h 1 Y 11. 2 , respectivamente. Los piezómetros se encuentran a las distanc ias /"1 y /"2 del pozo de bombeo. A la di stan cia genérica r, la depresión el y el nivel h. Segú n la ley de Darcy, puede establecerse que el caudal que atraviesa la superficie cilíndrica porosa será igual al prod ucto de la permeabilidad del acuífero por el área de paso y por el gradiente hidráulico que existe entre uno y ot[O lado de la superficie cilíndrica considerada. Es decir:

Q ~ kA i donde A = 2nrb es el área de paso, i = dh jd,. es el gradiente: d/¡

kb

Q ~ k2"rb -

dI"

~

T

Q dr 2"T ,.

d/¡

dh~ - ·-

Q ~ 2"Trdr

Para integrar esta última expresión, se tienen que definir los límites de integración . Cuando h varía entre un nivel genéri co h y el ni vel inicial del acuífero

~

HIDROGEOLOGíA

281

• MÉTODO DE THIEM. AcuíFERO CONFINADO EN REGIMEN PERMANENTE

Si físicamente en e l ensayo se puede considerar que se reúnen las sigui entes co ndiciones: régimen permanente no existen recargas exteriores acuífero homogéneo e isótropo en cuanto a su permeab ilidad k el acuífero es infinito el pozo de bombeo ti ene diámetro cero e l pozo atrav iesa co mpl etamente la formación permeable el agua que se bombea produce un inmediato descenso del nive l, y no vuelve a introducirse en el acuífero el flujo de agua hacia el pozo es radial y no ti ene componentes verti cales el caudal de bombeo Q es constante

r

se llega, co mo se ha vi sto, a la ecuación de Thi em para régimen permanente Y acuíferos cautivos (Figura 5.20):

Planta del cilindro de radio r y altura h

Q

R

2"T

r

d = - - In -

Esquema para la deducción de la fórmula de Dupuit.

h • r variará entre un radi o ge néri co 1", en el que el ni o vel vale h, y una di stancia R (radio de innuc ncia) a la clIal e l descenso es nulo y. por tanto, h val e 11.0 :

"" i

dh =Q-

/¡

2nT

iR

Q

-dr

r

R

h - h = - In o 2"T r

y

r

Q

R r

d = - - In -

La deducción de la fórmula de Dupuit por este procedimi ento sería análoga sigui endo la Figura 5 . ~ 1 : Q = kAi siendo A = 2rr.rh el área de paso, i = dh /dr el gradiente: d/¡

Q = k2"r/¡ dr

=

Q

hd/¡ = - -

dr

2"k r

e integrando con los límites ya conocidos de la fórmul a de Dupuit: " , Q R Ir - /¡- = - In o rrk r

Z8Z

IN GEN IERíA GEOLÓGICA

f l

y r2 Y restan -

r, Q d - d = - In I

2nT

2

f¡

yen logaritmos decimales y efectuada la divi sión con 2n queda: d, - d, = 0 ,366

Q

r

T log ~,

Por analogía, si se co nsidera que no existen pérdidas de carga en el pozo y que el radio de influencia (di stancia al punto en que la depres ión causada por el bo mbeo valdría prácticam ente cero) vale R:

o bien

2"T

que particulari zada para las di stancias do se transforma en:

Q

R

2nT

r"

dp= - , In -

O

Q

Ji

T

rf!

dp = 0,366 - log -

que es la relación de Thiem ex puesta an teriormente, donde dp es el descenso del pozo y r" es e l radio de l pozo. lndi ca sencillamente que las diferencias e ntre las depresiones (d¡ - d 2 ) en dos pozos de observación, situados a di stancias 1"1 Y r2 del pozo que bombea a caudal constante Q, es el producto de Q/2nT por el logaritmo ne periano del cociente inverso de las distancias, /"2/rl· Este ti po de ensayo no permite, lógica mente, calcular el valor del coeficiente ele almacenamiento, S, dado que al no vari ar e l ni vel no se producen vac iados e n el

,

456789101

3

1

3

2 4 56789 102 f---c--i

3

4 56789 1Q3

~

f"f "':,"'"'~' ~~ '

'o

'w

"

4-

f

¡

00

I

4 5 67891 ~

3

1

(rp dp)

"

2

~

" " ,

~

,,

,,

..........

(r, d,)

o.

w

o

o

'Oro

1

(r4

..-

~ 'g

d4 )

~~

o:S

J

~

f

~~ (R O)

¡

I

3

3

4 5678910'

4 567691()2

3

4 5 6

3

4 567891QJ

,1

789 1 0~

Distancia (m)

WII!ff**f Recta de Thiem . acuífero. Sin embargo, es muy (¡t il para calcular la transmisividad, T, en zonas qu e llevan mu cho tiempo bombeando continuamente y en las qu e el régimen puede considerarse permanente. El método de cálculo de la T es el siguiente: si se considera un punto de observación genéri co a una distancia r¡ del que bombea a caudal co nstante Q, y en el qu e se ha produc ido una depres ión di sobre el ni ve l estático antes de comenzar el bombeo, puede establecerse:

el;

~

Q

R

0,366 -T log -.

r,

Q

Q

Es decir, tendrá la forma que se dibuja en la Figura 5.22. Esta recta: ti ene por pendi en te el valor 111 ~ - 0,366 Q/T corta al eje x en el valor R = rad io de influencia corta al eje y en el va lor del descenso en el pozo de bombeo cuando no ex istan pérdidas de carga cuando existan pérd idas de carga, éstas vienen representadas por la desviación de la recta ideal. El método práctico para calcular la pendi ente consiste en medir la diferencia de ordenadas para cada ciclo logarítmico en abscisas; la pendiente será esta diferencia: - L'>y -!J.d In= --

d . ~ 0,366 - log R - 0,366 - log r i ' T T Si se toma Ig r¡ como variable, para lo cual sólo será necesario trabajar en un gráfico semi logarítmico, esta última fórmu la (en dicho tipo de gráfi co) representará una recta de la forma:

fu

L'> log r i

Por talito, si se toma un ciclo logarítmico: L'> log r i

~

log lO" log 10" - Iog 10',- 1 ~ -"'-------c log 10" 1

log 10

~

I

y m

y=mx+n

~---

~

-L'>d

luego:

donde:

Q

T ~ 0,366 L'>d

y = d,. In ~

Q

-0 ,366 -T

x

~

logr i

n

~

ete

~

Q 0,366 T logR

• MÉTODO DE DUPUIT. Acu íFERO LIBRE EN RÉG IMEN PERMANENTE

En el caso de qu e el acuífero sea libre, el nujo dej a de ser radial (Figura 5.23), En estos casos, al valor del

~

HIDROGEOLOGiA

283

•

Acuífero confi nado

MÉTODO DE DE GLEE. AcuíFERO SEM tCONF1NADO EN RÉG IMEN PERM ANENTE

Queda por ci tar el caso de qu e ex ista un a recarga vertical un iforme a través de un terreno semipermeable. es decir, el caso de acuífero se miconfinado. Las condi ciones se mues tra n en la Figura 5.24 (ver ta mbié n Figura 5.5). La resolución de las ecuaciones proporciona la fórm ula de De Glee:

Acuífero libre

donde:

r = dista ncia ni punto de observació n B = fac tor de goteo (se defi ne a continuación) Ko (r/ B) es una funció n qu e no tie ne solución analíti ca, por lo c ual es tá tabu lada; se representa en la Figura 5.25, de la que puede n obtenerse los va lores de Ko en fun ción de r y B. Para llegar a d icha fó rmu la se ha co nsiderado:

Esq uema de bombeo en acuíferos libres y ca ut ivos.

que existe un ac uífe ro supe rior bien alimen tado que el ni ve l de part ida es el mismo en el ac uífero superior qu e en el inferi or qu e el acuífero supe rior no cede agua a través del pozo que al deprim ir al ni vel del inferi or, se crea un gradi ente, hacia el mi smo, que obliga al ac uífe ro superio r a recargarl o a través de la formac ió n semi perm eable.

descenso que se ha medido en el ca mpo, se le hace un a co rrecció n llamada correcció n de Dupu it para acuíferos lib res. Para el cálc ul o de es ta corrección, se parte de la Fo rmu la de Dupuit: 2 o Q R 11 - Ir = - In -

rrk

o

r

y

II¡ - 11'

= (11 0 - 11)(110 + h) = d(211 0

-

d) =

El factor de goteo, viene dado por:

= 211.(d - (,f-/ 2ho))

l uego

B= d'

Q R d- - = - In 2110 2rrT r dado que kilo

= To

Es ta fórmu la es igual a la de T hiem salvo q ue ti ene qu e d ibujarse co n un a corrección e n la escala, es decir, co n una corrección en el descenso observad o: descenso observado = el descenso corregido = d - ((P/21l u), siendo " n el es pesor saturado inicial. Una vez eFec tu ada la correcc ió n de los valores de descenso e n pozo y piezó me tros, se procede de modo análogo al descri to para el método de Thi em para ac uífero co nfi nado o caut ivo, pero haciendo uso de los de scensos corregidos. S in e mba rgo, no me rece la pena hacer es ta corrección c uand o el desce nso es menor del 10 % o 15 % de l es peso r saturado ha-

Z84

INGEN IERíA GEO LÓGICA

*

R

Pozo

&+

Ob'

-k'

1ft NP inicial (ambos acuiferos)

- -=::::::::------ ,-- -;;~~~ ~~;;r: -- ~ -- -- .... r:-/ - - - - -- - - - t -J o---- - - -,. - -- ---- - ,: ---~~~o::_'-i..::., ~~'~- -- -- - -- - ---- =- --:.:~=.-_': I

r"b1

_

--

111111111111111111111111111111

W1i'fft{1

Esquema de bombeo en acuífero sem iconfi nado.

""

3

2

3

4 5678910- 2

2

3

45678910--\

3

4

3

56789100

4 5 6 789 10\

'

'S"8

':' 1 8

~

7

7 6 5

6 5

3

3

"JO

10-\

,

iil ~

,z

9

9

9 6 5

96

f:

5 4

3

3

, '1 10-3

3

45678910-2

3

456789 10-1

3

4

2

3

4 56 78910\

rl B

'j!ll!ff*+i Ábaco de la función de pozo en acuífero semiconfinado y régimen permanente (las flechas indican los ejes de lectura para cada curva).

siendo: b'/ k' = resisti vidad hid ráuli ca k' = pe rmeabilidad ve rtical del se mipermeable

b' = espesor del semi permeab le T = transmisividad del ac uífero inferior. C uan do la relac ió n 1'18 es me nor de O, 1, la función Ko (r/B) toma va lores qu e pueden sustituirse por In 1, I 28 /r. Así, para estos casos: Q

1, 128

2"T

r

d ~ - In --

y no es necesario utili zar tab las o gráfi cos. Queda por último indica r que, evidente mente, los resultados del ensayo se aj ustarán más a la realidad cuanto más se ajuste la rea lidad física del ensayo a las cond iciones mate máticas imp ues tas para reso lver la ec uac ión general.

•

ENSAYOS EN RÉGIMEN TRANSITORIO. PLANTEAMIENTO DE LA DEDUCC IÓN DE LAS EC UAC IONES

La ec uación ge neral de l flujo bidime nsional, bajo co ndic iones de ac uífero co nfin ado y régime n tra nsitorio, vie ne dada por:

a'/¡ ax'

a'/¡ ay'

s ah

impLicando que el ac uífe ro es hom ogé neo e isótrapo, junto a la no ex istencia de recargas verti cales . Para el caso de /luj o rad ial hacia un punto donde se sitúa el pozo de bombeo, la ec uac ión puede trans formarse a coorde nadas polares, toma nd o como eje de coordenadas el eje del pozo, que será un punto al proyec tarlo sobre el pl ano xy. La transformación se reali zaría según :

x = r cosrx y = r sen fY.

En la sustitución y operació n se anu lan los térmi nos e n fY. dando lugar a:

a,

j

0,2

r ar

T

a,

que es la ec uació n general del /luj o e n medi os porosos, exp resada en coo rde nad as polares. La resolución, llevada a cabo por Theis en 1935, d io lugar al ini cio de la hidrá ulica de pozos en rég ime n transi tori o. Para ell o, se efec t(¡ a en primer lugar el ca mbio de va riabl e:

y se aplican las sigui entes condicion es : co ndiciones iniciales:

-+- ~- . -

T

ah s a/¡

a'/¡

- + - . -~- . -

/¡

(r, O)

~

ho

~

pa ra /' > O

HIDROGEOLOGiA

285

es decir, la altura piezométr ica en el acuífero es uni forme an tes de injciarse el bombeo, e igual a Ilo . condiciones en el límite: h = ho

para r

siendo t > O

---+ 00

(t = ti empo desde el inicio del bombeo)

lím ,-.... 0

(r -aah) r

Q2nT

ley de Darcy

= -

•

METODO DE THEIS. Acu íFE RO CONFINADO EN RÉG IMEN VAR IABLE

En este caso la resolución de la ec uació n fund amental es más complicada, por aparecer el término (Sall)/(Tat), dado que al variar el ni vel con el ti empo, no se an ula. Para el caso del acuífero caut ivo y adm itiendo las mismas consideraciones limitati vas que para el régimen perm anente, se obtiene la fór mula de Theis, anteri ormente expuesta: Q c/ = -

4nT

La solución para esta ecuación y cond iciones es:

siend o W(u) la deno minada por Theis fun ció n de pozo para ac uífero confinado y régimen transitorio:

ro

f

e-" - du l/.

11

Estos res ultados obtenidos por el citado autor se refieren al caso general en el que la permeabili dad k perm anece constante e n c ual qu ier punto del espac io. Una simplificación de este método es el de Jacob, que consiste en desarrollar en serie W(u) . W (u) = - 0,5772 16 - In u

+

uJ

1/4

2.2 '

3·3 !

4 · 4!

u -

- --+ - - - - - + Cuando u < 0,03, se pueden despreciar todos los térmj¡lOs menos los dos primeros. Sin embargo, es norma ex tend ida despreciarlos a partir de lt < 0, l . Por tanto:

Q

d = 4nT(-0,5772 16 - In u)

Q 0 ,562 (In 0,562 - In u) = In - 4nT 4nT u Q

Q 2,25 Tt d= - -In - - 4nT ,2S o bien d = 0, l 83

286

T lag 7S

INGEN IER íA GEOLÓGICA

Es ta integral no tiene solución ana lítica, por lo cual , la fun ción de pozo W(u) se encuentra tabulad a. En el Cuadro 5. l Y en la Figura 5.26 pueden obtenerse los valores de W(u) en fu nción de " y de l /u respecti vamente. Por tanto se ti ene:

Q d=W(,, ) ( l) 4nT

(2)

ti = -

4Tt

QW(u) T = -4nd

(3)

4Tt S = -,2 . 1/11

(4)

Los datos de campo del ensayo se representan en gráfi cos del tipo: d - log,2

d - logt

Q

lag d = lag 4n1' + la g W(u) ,2S lag t = lag 4T

2,25Tt

c/u

1./

El más sencillo y usado suele ser el primero, que se comenta a continuación. Se toman loga ritmos en las ecuaciones (! ) y (2):

=

= -

Q

e-"

-

c/ = descenso en un pozo situado a la distancia r 11 = (,2S)/ (4Tt) 5 = coefi ciente de almacenamiento t = ti empo a partir del comienzo del bombeo, consideradas condiciones de reposo.

,25

Lf2

11

donde:

Q "0- h = d = -4nT W(u)

W(u ) =

f ro

(Jacob)

l

+ lag -

u

Si se di spone de una curva patrón (e n papel transparente) que represente W(u) en funció n de l /u, puede observarse qu e la curva de campo d - lag t y la

Valores de la función de pozo W( u) k X lO - I~

k 1,0 1,5 ... ....... 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0 5,5 6,0 6,5 7,0 .... .... ... 7,5 8,0 8,5 9,0 ..... . . . . ... . 9,5

3 1,6590 31,2535 30,9658 30,7427 30,5604 30,4062 30,2727 30,1549 30,0495 29,9542 29,8672 29,7872 29,7 13 1 29,644 1 29,5 795 29,5189 29,4618 29,4077

k

X

10 - 12

k X 10- 10

27,0538 26,6483 26,3607 26, 1375 25,9552 25 ,80 10 25,6675 25,5497 25,4444 25,3491 25,2620 25 , 1820 25, 1079 25,0389 24,9744 24,9 137 24,8566 24,8025

22,4486 22,0432 2 1,7555 2 1,5323 2 1,3500 21,1959 2 1,0623 20,9446 20,8392 20,7439 20,6569 20,5768 20,5027 20,4337 20,3692 20,3086 20,25 14 20, 1973

k

X

k

10- 11

X

k

10- 6

10 - 4

8,6332 8,2278 7,9402 7,7172 7,5348 7,3807 7,2472 7, 1295 7,0242 6,9289 6,8420 6,7620 6,6879 6,6190 6,5545 6,4939 6,4368 6,3828

13,2383 12,8328 12,545 1 12,3220 12, 1397 11 ,9855 11 ,8520 11 ,7342 11 ,6289 1l ,5336 11 ,4465 11 ,3665 11 ,2924 11 ,2234 11 , 1589 11,0982 11 ,0411 10,9870

17,8435 17,4380 17, 1503 16,9272 16,7449 16,5907 16,4572 16,33 94 16,2340 16, 1387 16,05 17 15,9717 15,8976 15,8286 15,7640 15,7034 15,6462 15,5 922

X

k x 10 - z

k

4,0379 3,6374 3,3547 3, 1365 2,959 1 2,8099 2,68 13 2,5684 2,4679 2,3775 2,2953 2,2201 2, 1508 2,0867 2,0269 1,9711 1,9187 1,8695

0,2194 0,1000 0,04890 0,02491 0,01305 0,006970 0,003779 0,002073 0,001148 0,0006409 0,0003601 0,0002034 0,000115 5 0,00006583 0,00003767 0,00002162 0,00001245 0,000007185

Para la gama de valores de If que interesen, elíjase la columna correspondiente If = k x pOlencia de 10, y en la misma fila de los valores de k (que apmcccll en la primera columna) se encontrarán, en la misma columna elegida, los va lores correspond ientes de la func ión de pozo W = (H).

,~

1/u

1~

1~

r-=~_--'--1 31O' ~

10'

t

t 1/u

-w

5.10-1

L

L

2: S:

--'--'

10' •

l OO

I

--

l O'

1O-'

10'

Q1!!i!fftN' Ábaco de la función de pozo W(u) c urva patró n W(u) - l/ u só lo difieren en cantidades constantes para orelenadas y absc isas:

Q 4nT

y

,2S 4T

(e n representación doble loga rítm ica)

Lratándose por tanto de la mi sma curva , representada

en distintos ejes. La Figura 5.27 puede ayudar a la compre nsión de este punto. El método consiste en superpo ner el papel transpa-

~

HIDROGEOLOGiA

287

• METODO DE J ACOB. ACUÍ FERO CON FINADO

EN REGIMEN VAR IABLE

p

{(XI,

-- ~-- i

La fórmul a de Jacob tal y como se ha deducido viene dada por la expresión

Y') en ejes nuevos

(X, Y) en ejes antiguos

Si se toma: X (Iog 1/u)

(IOg~) 4n T

/2 5

rente, hac iendo coincidir las dos curvas . Se loma un pun to sencillo de la c urva patrón (por eje mplo W(u) = J, J/ u = JO), Y se ven Jos vaJores de d y I que se co rrespo nd en co n la curva de campo. Co n es tos va Jores W(u) , J/ u, d y t obtenidos, se puede e ntrar en las fó rmu las (3) y (4) para obte ner los valores de T y S. El vaJor de S sólo puede ha ll arse cuando exista piezómetro. El va lor de T se puede hallar tanto e n pozos de bombeo co ma en piezómetros.

4 56 78910 1

3

2

4 56 789 10 2

3

+-

+

T

T

lo

i

1

'-'"'+

4 5 6 78910"

3

-'---'

i

~

o. Periodo de No validez de Jacob

1

+

• •M •

-3

4 5 6 789101

3

4 5678910 2

Tiempo (min)

Recta de Jacob.

INGENI ERÍA GEOLÓGICA

3

= 0, 183

x = lag t

~

1

0 , 183

Q

111

4 56789 103

3

Q

T lag I -

y=d

Periodo de validez de Jacob

.~

288

I

Q

T Jog lo

que representado e n papel semi logarítm ico es una recta de la fo rma y = IIIX + 17 (Fig ura 5.28), donde:

1

ID

Q

o

d = 0, 183 - lag -

d = 0,183

O

-= 1

se obtiene:

Sistema de cambio de ejes de coordenadas para la aplicación del método de superposición y coincidencia de Theis.

'0

-

2,25T

X'(logl)

Ie

T

d = 0, 183

log

1

2,25Tt lo g -12 5

Q

4r ( r'5)

45 6 78910 3

3

4 5678910 4

T

r •

Es ta recta corla al eje x en: d ~ O ~ 0, 183

Q T log l -

0,183

TQ log lo

EN RÉG IMEN TRANS ITOR IO

C uando se trata de acuíferos bbres es vá lido usar los métodos de T heis y Jacob, siempre y cuan do la depresión sea poco importante con respec to al espesor satu rado del acuífero ; en caso contrario, se debe hacer la co rrección de sustituir el va lor del descenso observaclo, d , por (d - (f/2 /¡o) ' En realidad el problema es más compli cado, pero puede admi tirse la corrección indicada con un a aceptable aproximación .

de donde: 1 ~ lo'

Si se rec uerda lo expuesto para gráfi cos en rég imen perm ane nte, se ob ti ene T seg ún : T

~ 0, 183 §

o bien

T

~ 0, 183 ~I

dado que 1/1. = ód = caída por ciclo logarítmico. Pa ra ca lc ul ar el coef iciente ele a lm acenam iento se determin a el pun to en que la recta corta al ej e x; es te va lor se iguala a tu (tu = pu nto de co rte con Ox), qu e como se ha visto es : y

•

MÉTODO DE HANTUSH . Acu íFERO SEM ICONFI NADO EN RÉG I MEN VAR IABLE

2,2 STI"

En el caso de los acuíferos semi confinados, y cuyo

s ~-­

,"

esquema de recarga verti cal se ha comentado ya en los ensayos en régimen perm anente, la solución de la ecuació n genera l del flujo es la fór mul a de Hantush:

Respecto a la posibil idad de utiJjzar el método de Jacob debe indicarse que los va lores de ti se hacen menores cuanto más pequeña es la distancia r al pozo de bo mbeo, y menor es el ti empo 1 tran sc urrido desde que se inició la prueba. Por ello es siempre ap licable Jacob e n el pozo de bombeo, mientras q ue en los punlOS de observac ión, sólo es aplicable a partir de un determinado ti empo qu e se ca lcula según :

Q 41[T

d ~ --W

( ll

r)

-

' B

do nde la fu nción W( u, r/ B) también está tab ulada. En la Figura 5.29 se representa la función:

< 0, 1

11

donde

2.10

MÉTODO DE JACOB-COOPER. CORRECC i ÓN DE ES PESOR SATURADO. AcuíFEROS U BRES

la =

tiempo de va lidez de Jacob.

'

10'

0,01 0,05 O,,

0,15

0,03-

0,1

O,, O,,

i ¡¡¡

OA

I

°i

l OO

r18=1

,

"-

'"

2:

10'

10'

'O'

I

7'0'

S 0,001 10- 1

10'~ 0 , 01

Q,005

'"

10'

10 '

10'

10'

'"

'''

7-10&

10 -~

2' 10- 1

' O'

10'

10'

Ábacos de la función de pozo en acu íferos semiconfinados,

~

HIDROGEO LOGiA

289

......................----------------------1 anál oga a la de The is, pero con unas deri vac io nes para cada va lor de ri Bo Hac ie nd o coinc idir por superpos ic ió n la cu rva de campo d - Ig! con la deri vación r/ 8 de la anterior qu e mejor aju stad a quede, se obtienen de un modo idé nti co a l de Tileis va lo res de W(II, r / B), 1/ 11, d, /, Y

r/B, pudiendo obtenerse la transmisividad r, el coefi ciente de almacenamiento S y la perm eabilidad verti cal de la form ac ió n sc mi confin ante, k'.

Ensayos de inyección En gene ral , en las ob ras de in ge ni ería en sentido a m-

plio, es necesari o conocer las cond iciones geológicas de l te rreno donde se reali zará la ob ra , tanto si se utiliza como soporte C0l110 si se trabaja dentro de él.

Cuand o el agua está presente en el terre no, norm almente se agravan los problemas. tanto por e l hec ho de la ex istenc ia de ag ua co mo po r la c irc un stancia de que és ta pucda circ ular. El agua que se mueve, si su desplazam ient o no se ha prev isto y co ntrol ado, p rovo~ ca problema s en las obras: fu gas, sifo namie nlos, erosio nes, di so luc io nes, ca mbi os de volumen, subpres ioIl es, elc., ag ua a pres ió n y subpres io nes. En casi todos los casos se trata de eliminar o desvi ar un exceso de agua qu e hace di fíc il o im pide el trabajo en co ndic iones normales, téc nicas y econó mi cas, o qu e cam bia las ca rac terís ti cas del terreno haciénd olo inapro piado para la ejecució n de la o bra proyec tad a. A l tratar de los métodos que se emplean en la práctica pa ra la resolució n de estos problemas, es de impo rtanc ia primordial conocer las leyes qu e rige n la c irc ul ac ió n de l ag ua en el terreno, y un a de las canlCterísticas que permi te estudi ar los mov imientos de l ag ua que pueden produc irse es e l coeficiente de permeabilidad de Da rcy, k. Este coefi c ie nte se calcu la frecuente me nte hac iendo li SO de las pruebas o e nsayos de in yecció n. lndepe nd iente mente de todo lo ex pues to ante ri o rme nte so bre los ensayos de bo mbeo, debe indicarse que, aún siendo es tos e nsayos los más fia bles y qu e más paráme tros pro po rc io nan , la tradi c ió n de los e nsayos de in yecc ió n e n in ge ni ería geo lógica hace que pueda n ser co nsideradas las téc ni cas por excelencia para la o btenc ió n de permeabilidades en las formac io nes del sue lo y subsuelo. Los ensayos de inyecció n, métodos de Lugeo n, Lefranc, Malsuo y o tros, se desc ribe n e n e l Apartado 6.5 del Ca pítu lo 6, y su lectura es necesa ria pa ra comprende r e l aná lisis qu e aquí se efec tú a. Las pruebas de inyecc ió n tienen inte rés desde e l momento que consti tu ye n e nsayos i n si/l/ . Sin embargo debe n te nerse e n c uenta alg unos as pec tos . La mayoría de las fó rm ulas para el cá lcu lo de la pe rmeabil idad por métodos de in yecc ió n parten de la ecuac ió n de T hi e m de régi men

290

tNGENIERiA GEO LÓGI CA

perm anente y ac uífero confin ado, y debería co nservarse en la rea lid ad prácti ca de los e nsayos el co njun to de limi taciones y condi cio nes de conto rn o qu e se impusieron para la reso lució n de la ec uaci ó n de l nuj o e n rég imen perm ane nte a l dedu cir la fó rmul a de Thie m: acuífero co nfinado, medio sa turado, rég imen perman ente, medi o homogé neo e isó tro po, etc. Resulta difíc il o casi imposible que se alc ance .e l rég imen permane nte c uand o se inyecta ag ua en un sondeo durante un os pocos minlllos. En ri gor es tos ensayos no son c larame nte c uantitati vos . S igue n un a metodología estand ari zada y po r e ll o s ue le n ser un bue n método de compara r la perm eabilidad a di stint as profundidades e n un so ndeo O entre so ndeos contig uos perforados en la misma fo rm ac ió n. S in emba rgo, en la mayoría de las ocasio nes los valores de penn eabilidad obte nid os son poco fiables (ve r e l Apartado l l.7 de l Capítulo de presas) . El ensayo L u geon es e l más clásico, e l qu e se reali za con mayor frec ue ncia y, tambi én e n ocasio nes e l peo r rea li za do. Se trata de un e nsayo de in yecc ión de ag ua bajo pres ió n e n sondeos en mac izos rocosos mecáni ca mente res iste ntes y c uya perm eabil idad proviene, ge ne ralmente, de la frac turac ió n tec tó ni ca o de fi suració n po r di soluc ió n. El e nsayo da una idea de la perm ea bilidad «del co nj unt"O» de l mac izo rocoso; es un e nsayo simple qu e proporc io na eJe fo rm a inmediata medidas c ua litati vas y, mediante la aplicació n de determin adas fórmul as, el va lo r eJe l coefi c ie nte k, pero, se insiste, la fiabilidad en muc has ocasio nes es baja. Aún qu erie ndo reco noce r la tradi c ió n de este e nsayo, y sobre todo sus ind ud ables vent ajas so bre Jos métodos de labo rato ri o en mu estras de testi gos de la perforac ió n, hay qu e asumi r su baja fi abilidad. Los e nsayos de bo mbeo son si n lugar a d udas el mé todo más fi able de o bte ner pará me tro s de pe rmea bilidad en las fo rmac io nes saturadas de l subsuelo, aunque son más costosos y por e ll o se lisa n poco en in geni ería geológica. Pero la confia nza en los datos qu e aportan co m ~ pe nsa con creces e l sobrecosto. Po r otra parl e, en las pruebas de inyecció n se introducen en la fo rm ac ió n ensayada vo llunenes de agua muy bajos, lo que impl ica que te ngan un ca rác ter netame nte puntual. Los ensayos de bombeo sue le n y deben ser de una duración sig nifi cat iva ( 1 a 3 días es lo usua l), y en este ti empo se ex trae gran cant.idad de agua de la fo rm ac ió n que provie ne de zo nas mu y separadas de l pozo de bo mbeo, ensayá ndose un volume n muy importa nte de l med io físico y, en co nsec ue ncia, los res ultados ti enen un a alta representa ti vidad espac ial.

Ensayos con t razadores Este tipo de ensayos co nsiste bás ica mente e n in yec tar un trazador en un punto de l ac uífe ro y observar su lI e-

r gada a otro pu nto de l mismo acuífero, midiendo lo más escru pulosa mente posible el tiempo de trán sito entre uno y otro punto. Se puede obtener de es te modo la ve loc idad de l nujo en la dirección del punto el e in yección a l punto de recogida, y conoc idos otros da tos de l acuífero co mo los gradi e ntes isopiezos puede es timarse la perm eabilidad, e inc luso la porosidad efi caz, según e l tipo y método utili zado e n la prueba. El uso de trazadores es un a técni ca particul arme nte especiali zada yal mismo tie mpo bastante utili zada e n tra bajos de hid rogeo logía e inge niería geológica. Por ejempl o, es muy común el aforo de río s turbul entos y poco caudalosos haciendo LI SO de trazadores. Así mismo, se utiJi za n co n frecuenc ia en e l estudio de fugas y filtrac iones (presas, tún eles, elc.). De todos modos, debe tenerse e n c ue nta que es prec iso plan tea r e l proble ma dentro de una magni tu d real desele el punto de vista hidrogeo lógico. Es dec ir, las d istancias entre inyecc ión y recogida ti enen qu e ser adecuadas para la pe rmeabi li elad, porosidad eficaz y gradientes isopiezos en e l acu ífe ro ; de lo co ntrari o los ti empos de trán sito puede n se r tan e levados, o e l trazador di lu irse tanto, que la prueba sea in válida, y se considere el mé todo poco efec tivo , sin qu e haya sido el método en sí e l culpable del fa ll o, si no un planteami ento de la prueba inadec uado a las c irc un sta nc ias de l acuífero. Es frec uente el e mp leo de trazado res de di ve rsos ti pos: isó topos radiacti vos de bajo periodo de semjdesinteg rac ión, colorantes, sales solu bles no in te rac ti vas con la formac ión e inc luso, en determin adas c ircun stanc ias, sóli dos en suspensión. Cada lll10 de ellos tiene sus ve ntajas e inconvenie ntes, que en síntesis se c itan a co ntinuac ión. Los trazadores radiactivos se pueden detectar a mu y bajas concen trac iones, y es posible efec tuar las pruebas co n co nce ntrac iones infe riores a los máxi mos admitidos co múnm ente en las normativas para el agua de bebida. Pueden efectuarse medid as de campo con precisió n, incluso dentro de sondeos, sin neces idad de ex traer mues tras. Se precisa mu y poca ca ntidad de trazador, fac il itando las ope rac iones de campo y siendo ca paces de traza r grandes vo lúmenes de agua. Desaparecen po r desintegració n, transc urridas varias veces e l peri odo de semid esinteg ración . Tie nen los inco nven ientes típicos de este tipo de productos: el método de detecc ió n es caro y co mpl ejo, se necesi tan equipos y pe rso na l es peciali zados, es difícil ob tener e l radioi sótopo, y se de be n solic itar las oportun as autorizaciones. Los colorantes, entre los qu e es mu y usada la tluoresceín a o a lguno de sus deri vados más solu bles, so n de mu y fác il de tección por fotocoloríme tro s e n mu y bajas concentraciones. Son muy adecuados e n ac uíferos cársti cos pero poco eficaces en materia les detríti -

COSo Tiene n e l inconve ni ente de se r fác ilmente rete ni dos por el terreno. Las sales solubles, pri nc ipalmente CINa, C INH, y CI2Ca, so n los más usualmente e mpl eados. E l más cómodo de usa r es e l CINa, pero ti ene e l peligro de que puede alte rar la fracció n arc illosa de la fo rmación , alterando la perm eabil idad , siend o necesario ac udir a al guno de los otros dos. El ion cloruro se comporta co mo un trazador prácti ca mente ideal , pero debe e mplearse en ac uíferos c uyas ag uas natural es lo co nt engan en baj a proporción. En realidad sólo se puede uti li zar si e l contenido natural es inferior a 100 ppm . Su detección se lleva a cabo por aná lisis quím icos, y en e l caso de que la co nce ntración e n sales del acuífero sea baja, se puede n utili za r salinómetros, con lo que no es necesario ex trae r muestras de los sondeos. Los trazadores sólidos en suspensión son, en genera l, sustan c ias que se manti enen en suspensión en el agua, tal es co mo e l salvado de avena, granos de almidó n, levaduras , polen coloreado e inc luso serrín , pe ro como fác ilmente se compre nde sólo tiene n aplicación cuando e l ag ua ci rcula por grandes gri etas o conductos cá rsti cos. En med ios porosos so n muy fác il mente rete nidos por filtración. La in yecc ión puede efectua rse de do s formas: instantán ea y co ntinu a. En la pri mera se inyecta un vo lumen determin ado de trazador en form a de desca rga instantán ea, mi entras que en la segunda se inyecta el trazador inin terrumpidamente en el tiempo hasta te rminar la prueba. El cálcu lo de los ti empos de trá nsito del tra~ador desde e l punto de inyección hasta el de recogida no es inmedia to; debe n efec tuarse a lguna s observacio nes. Debido al e fecto de dis persión hid rodi námi ca en e l acuífero, e l trazador se verá llega r al punto de recogida no de modo instantáneo, sino de forma gradua l. Co n inyección instantán ea, e n e l punto de recog ida se verá incre mentar la concentración de trazador hasta a lcan zar un máximo y luego di sminuirá has ta vo lver a los va lores inic iales de l acuífero, obtenié ndose un a curva concentrac iones/ti e mpo parecida a un a campana de Gmiss, y pudiénd ose estimar e l tie mpo de trán sito como e l correspondi ente a l máximo de la curva, si ésta es simétri ca. Co n inyecc ión continua, la co ncentració n de l tTazador se inc re menta progres ivame nte desde los niveles de base de l acuífero hasta alcan za r un ni ve l de estabili zació n, es timándose e l tie mpo de tránsito como e l co rrespondie nte a la CO Il centración suma entre la co ncentrac ión de base y e l 50 % de l incre me nto debido a l trazad or. Exjste un a gran vari edad de for mas de hacer pruebas co n trazadores al obj eto de poder es tim ar los paráme tros hidrogeo lógicos de la formac ión, qu e puede n co nsultarse e n Custod io y Llamas ( 1996). A co ntinu ación se describe n dos de los más usua les .

~

HIDROGEOLOG iA

291

• MÉTODO DEL POZO DE INYECCÓN DE TRAZADOR Y DEL POZO DE BOMBEO

Se consideran dos pozos situados a un a distancia d. En un o se in yecta e l trazador y e n e l otro se bo mbea a ca udal consta nte Q. Considera ndo e l fl uj o radia l a consecuen c ia del bombeo, c uando e l trazador ll eg ue a l pozo de bombeo y recogida puede s uponerse que ha ll egado al mismo cualquier partíc ul a de agua situada e n la c ircun fere nc ia de radi o d. En es te momen to se habrá bombeado todo e l agua conte nid a e n un c ilindro de ac uífero de base nd'l y a ltura la del acuífe ro sa turado ho' Como e l agua bom beada desde e l mome nto e n que se in yecta e l trazado r es Qt1 ~ siend o tT el tiempo de tránsito, puede establ ecerse: Tr(fhon /. = QtT

de dond e se obtiene el va lo r de la porosidad e li caz:

Qt,.

= --

JI

"

"e/' ila

es la Fiabilidad de l va lor de la porosidad eficaz obtenida, pero más d ifícil es rea lizar satisfactori ame nte la prueba por e l efecto de di luc ió n del tra zador y por e l g ran vo lume n de ag ua que se debe bo mbear. • MÉTODO DE INYECC iÓN EN UN POZO ÚNI CO

Co nsiste en inyectar en un pozo una ca ntid ad el e trazador y esperar un c ie rto tiempo, 1,,;. para qu e e l f1 uj o natural del acuífero Jo desp lace una d istanc ia determi nad a. Después de transc urrido es te ti empo en espe ra, se inic ia un bo mbeo de caud al cons tante Q e n e l mismo pozo en el que se ha inyectado el tTazado r y se calc ul a e l tiempo 'N que tarda en reaparecer. Después de la adi c ión de l trazador, e l !lujo lo habrá retirado de l pozo una di sta nc ia D = UI E, siendo v la velocidad real de l tl uj o en el ac uífero, A l bombear co n caudal Q durante un tie mpo t R hasta rec uperar el trazado r, se hab rá te nido que ex trae r el ag ua de un c ilindro de acuífero de radio D y altura la de l acuífero ho. En co nsec uenc ia puede es tab lece rse:

Existen limitacio nes q ue deben tene rse e n cue nta al rea li zar es te ensayo: siendo:

se supone e l acuífero ho mogéneo e isótropo el ac uífero debe ser confi nado, o libre co n descensos me no res del 10 % al 15 % de l espesor saturado inic ial de be inic iarse e l bo mbeo antes de la inyecc ió n has ta alcanzar un régimen es tabi li zado a efectos pnlcticos el vol um en de agua añadida co n e l trazado r debe ser pequeño comparado co n e l volumen extraído en el tiempo de tránsito.

k e iN la permeabilidad y el g radiente natural del ac uíte ro, qu e debe ser co nocido. S ustituye ndo, se o btiene la ex presió n:

Por último, debe recordarse que cuanto mayor es la di stanc ia e ntre pozo de inyecció n y recogida, mayor

de dond e puede o bte nerse k si se conoce " ", u ob te ner " " si se conoce k.

Métodos de resolución Existen Illuchos prob le mas en in geni ería geo lógica e n los que es prec iso e l cálc ul o sufi c ie nte me nte rig uroso de l f'lujo e n materia les natura les o de construcció n bajo dete rmin adas co ndicio nes de co nto rno. Las leyes que con trolan e l tl uj o de agua s subterráneas en medios permeables han sido es tu diadas e n los apartados precedentes. donde se ha hec ho hin capi é en la difi c ll l ~ tad q ue puede implicar la reso lu ción de las ecuacio nes di fe re nciales carac terísticas de cada fenóme no. La posibilidad de resolve rlas sati sfac to ri a mente depende de

292

INGENIERiA GEOLÓG ICA

la co mpl ej idad de l prob le ma rea l y, Illuy especialmen te, de las co ndi c iones de con torno. Los proble mas pueden presenta rse en régimen permane nte y tran sitori o, y ex iste n tres métodos c lásicos para abordar su resoluc ión: métodos m13líticos, redes de flujo y métodos numéricos. Los primeros prese ntan bastantes lim itacio nes y solo pueden reso lver proble mas en rég imen perm anente con confi g urac io nes sim ples del med io físico, y Illuy pocos casos de rég ime n tran sitorio. Las redes de tlujo

pueden emplearse para resolver problemas de régimen perman ente, con configuraciones muy simples del medio físico y co n co ndi ciones de bo rde de ni vel constante perfec tame nte delimitadas. Los métodos num éri cos, con soluciones apro ximadas, son los más completos, permitiendo abord ar problemas de régimen permanente y transitorio en dos y tres dim ensiones con parámetros hidrogeo lógicos variables en el espacio e incluso en e l tie mpo y co n cond iciones de borde diversas; son en realidad el único método di sponible para el análisis de sistemas com plejos. Aunque los métodos num éri cos requieren un cierto grado de especialización matemática e informática, actualmente la disponibi lidad de apl icaciones de modelos de flujo y tran sporte orientados al usuario, que no requi eren gran especiaü zación en materias ajenas a la hi drogeología y la ingeni ería geológica, hace que estas técnicas se ut ilicen cada vez más con carácter general. Para compre nder con claridad la diferencia en tre unos y otros métodos se inclu ye un eje mpl o resuelto por los tres procedimientos. Tal y como puede verse e n la Figura 5 .30, se tie nen dos za njas A y B, cuyos lú ve les son constantes: hA = 15 111 Y hu = 8 111. Las zanjas se e ncue ntran en un acuífero libre con permeabilidad k = 2 mjdía, pe netran totalmente la formación permeable y está n separadas una di stan cia L = 26 111. Se es tudiará el fenómeno calc ulando los caudal es circul antes entre za njas (por metro lineal de zanj a) y la forma de la superfici e pieza métri ca.

Problema de las zanjas . Método analítico.

luego:

Q

k

dx = - hdh

Cuando x varía enlre O y L, h varía entre hA y hlJ:

1"" IIdh

JL

-Q dx = k o

-Q [xlk = k

hA

[,,2]"" -

2

h,\

kQL = 2'I ( h;., Métodos analíticos Se intenta llega r a una ex presión que permita calcular e l caudal de paso por metro de za nja y la ec uació n de la superficie piezomé trica. En el caso representado en la Figura 5.30, e l ca udal por metro de zanja no pasa por una sección constante b· 1, sino por una sección variabl e h· l. El es pesor del acuífero, al ser libre, no es cons tante, sino que depe nde de l espesor saturado e n cada punto situado a la di stancia x de la zanja A , que vendrá dacio por el nive l piezomé tri co h. El caudal Q qu e pasa por un punto x gené ri co para l 111 de longitud de zanja es:.

Q=

dI¡

- kA dx

,) h¡l

y el caudal de transfe re ncia por metro de zanja vendrá dado por: k ., 2 Q =-(/¡--II) 2L A 11

que para el caso propuesto, con k = 2 m/día, hJl = 15 hu = 8 m y L = 26 m, res ulta: Q = 6, 19 m'¡día

La ec uación de la superfi cie pieza métri ca podría obtenerse buscando la relación que di era el va lor del nivel piezo mé tri co h en fun ción de la situación x. Para ello, habría que es tabl ecer la integración entre la zanja A y la zanj a B para procede r a eliminar Q enU'e ambas ecuaciones . Así pues, para e l caso de acuífero libre:

siendo: A = área de paso = h· k = coefici ente de penneabi lidad

Q=

dh

- kl¡ -

dx

111 ,

{2 dx k

= -IIdh

Inlegrando e ntre O y x :

QJ'o dx

k

=

-

1"

IIdh

hA

~

Qx k

HIDROGEOLOG iA

2

293

Integrando entre x y L:

kQ f Ldx =

-

.(

f" 8hd/¡ "

Eliminando Q por cocient e entre ambas ec uaciones:

L-

X

-~\. -

=

11 2 - II~ 112 _ 11 2

" y operando y simplificando:

La form a de la superficie pieza mé tri ca es independient e de la pe rmeabilidad y del espesor del ac uífero, y su ec uac ión es un a parábola que de pend e lll1icamente de las co ndi ciones en los bo rdes. Como se ha visto, la dedu cció n de la ec uación de la superfici e piezo métri ca mediante métodos analíticos es un problema simple y de fáci l resolución y por co nsigui e nt e de fác il ap licació n.

Redes de flujo Los métodos de resolución basados e n la co nstrucc ión de redes de nuj o son mu y cOlll un es y clás icos dentro de la ingeni ería geo lógica. Tiempo atrás no se di sponía de ordenadores ni métodos numéri cos convenienteme nte adaptados, y las reso lucio nes por métodos a nalíticos de los problemas del nujo tenían las d ific ul tades conocidas de condi ciones de co ntorno y he teroge ne idad del medio físico, que co n frec uencia imposibilitan su ap licació n. La cons trucció n de redes de fluj o, y en gene ral la aplicación de es te mé todo, han sido ex plicadas en e l Apa rtad o 3 del Capít ul o 2; no obstante deben desde aquí hacerse algunas puntllali zacio nes com ple me ntarias. La co nstru cc ió n de una red de f lujo para resolver gn.ífica mente la ecuac ió n de Laplace es relativam ente fác il en aq ue llos problemas en los qu e los límites son estables y también en e l caso de movimiento de ac uíferos confinados, mi ent ras que prese nta mayores dificul tades en aq ue ll os casos que se refiere n al movimie nto en condi ciones de acuífero li bre si no se co noce de antemano la posición de la supe rfi cie freáti ca. Una red de nujo es un gráfi co bidime nsional co mpues to por dos fa mili as de c urvas de índo le especial: las líneas de flujo o líneas de corriente, que indican la trayectoria de l mov imi ento de l ag ua, y las líneas equipotencialcs, que unen los puntos de igua l potencial. El e mpleo de las redes de n ujo es t{¡ limitado a la

294

INGEN IER íA GEOLÓGICA

in vest igación de secc iones bidim ensionales que sean repre sentat ivas del movimi ento e n e l medio poroso y al aná lisis de problemas tridimensionales que prese nten simetría axial o radia l. En un med io homogéneo e isótropo para e l que sea vá lida la ley de Darcy, las líneas de corrie nte son ortogona les a las líneas eq uipotenciales. Una red de nujo puede co ncebirse co mo un enrejado de dos fa m ilias de líneas mutuamente ortogo na les dispuestas de ta l manera que, como regla, las líneas de corri e nte acaben en líneas eqllipote ncial es, y viceversa, delinean do, en parte, e l domini o del movimiento. La excepció n a esta regla aparece c uando se presenta una supern cie de rezume. Para pode r elaborar una red de fl uj o es preciso que el movimiento sati sfaga los criterios de indepe nde ncia de l tiempo y de homogeneidad, que tenga lugar paralelamente al plano de la red y que, además, tenga va Lidez la ley de Darcy. Las redes de flujo pueden co nstruirse tanto para e l est udi o del mov imiento e n una sección vertical co mo en un plano horizontal. La mayoría de las aplicaciones cOITesponden al es tudio de la filtración a tra vés de diques, presas y es tructuras simil ares, y las redes suele n co rres ponde r a secciones verticales. Tambié n puede n e laborarse redes para el estud io de movimi entos horizo nta les uti lizando mapas de isopiezas, definidas e n e l Apa rtado 5. 1 de este Ca pítul o; e n este caso, debido a las variac iones de tran smisivi dad ya la falt a de pa rale lismo entre e l movimiento y la red, suele ser raro que se pueda ll egar a constru ir sobre la mayor parte de di c ho mapa un a red de mallas c uadradas; las desviaciones de la forma cuad rada pueden interpre tarse como var iaciones de la recarga, de la descarga o de la transmisiviciad. Para co nstruir una red de flujo no existe un ca mino único, porque, siendo co ntinuas las funciones pote ncia l (q,) y nujo (r/!) , exislen muchas posibi~dad es de elección e ntre las líneas de corrie nte y eq uipote nciales; en la práctica se escogen algunas líneas (pocas) representati vas de cada fami lia. S in e mbargo, la razón entre el número de tubos de corriente y e l de sa ltos de potencial es una constante para cada prob le ma y se deduce a partir de la fórmula de l caudal de fil trac ión. La red de nujo queda unívocamente de terminada al fijar e l número de líneas de corriente o de líneas equ ipotenciales. Es reco me ndab le limitar 11 c uatro o cinco el número de tubos de corri ente, pero, de hec ho, puede utili zarse un núm ero fracc ionari o (de tubos de coITie nte o de sa llaS de potencial). En la realidad , sólo en contados casos se rán e nteros a la vez e l número de tubos de corri e nte y e l de potencia l. El cálc ulo del ca uda l de paso que tiene luga r en un sistema re presen table e n una sección verti cal de bajo de una estru ctura hid ráuli ca, se consigue di bujando la red de flujo y retocá ndo la hasta co nseguir su n ecesa~

ri o «aspecto cuadrado». Las equipotenciales siempre serán perpendic ulares a los bordes imperm eabl es y sensibleme nte paralelas a los bordes de nivel constante; al contrario ocurrirá con las líneas de flujo . Con la red terminada se tendrá un a seri e de Np «ca nal es o tu bos de flujo», es tand o limitado cada uno de ellos por dos líneas de flujo, y un núm ero Nd de saltos de potencial entre los bo rd es de potencial constante. Para calcular el caudal, CJ , a tra vés de cad a uno de los tubos de fluj o se aplica Darcy, obtenié ndose para un tubo de flujo genérico:

I1q ~ kM

Zan'a A

T

E

l1h) 11/

(

Wiliff'"

siendo:

I1b el ancho del tubo !:111a longitud entre dos saltos de potenc ial !:1h e l salla de pote ncial en e l elemento cuadrado. Como I1b ~ 11/, por con strucc ión I1q ~ kl1h, El caudal total , Q, que pasa por los NI tubos de flujo se rá:

Q ~ N¡ l1q

~

N¡kl1/¡

Por otra parte:

1117

H

~ -

N" siendo H el salto total de nive les piezométri cos entre los dos bordes de niv el constante qu e limitan e l problema, luego :

con lo que puede estimarse e l ca uda l de tran sferencia entre bordes . A partir de los valores de /¡ obte nidos, la red de flu jo permite la dete rminación de la presión intersticial y de la velocidad en el medi o poroso. En realid ad, en cada cuadrado c urvilíneo se obtienen va lores di scretos promedios de h en vez de una vari ac ión continua, corno res ultaría de la solució n an alítica. Los va lores di sc re to s de h serán tanto más exactos c uanto más pequeña se haya hec ho la subdi visión de los elementos de la red. El hecho de qu e e l potencial di sminu ya a lo largo de cada línea de corriente pe rm ite calcu lar J¡ en cualqui er punto. En el ori gen de la línea de corriente, el nive l pi ezométri co se determin a a partir del plan o de referenc ia e legido . La di sminució n entre este punto y aque l e n el que se pretende hallar los va lores de la presión y de la ve locidad, se cal cul a en func ión de l núm ero de sa ltos de potencia l entre ambos puntos y de la pérdida po r sa lto , es decir H/Nt/. Un a vez que se ha calcul ado h, los va lores de la presión p se deduce n inmediatam ente a partir de l va lor de z y de la func ión de h ~ Z + /lly",

Problema de las za njas. Mét odo de redes de flujo .

El problema propuesto se res uelve a pmtir de la red de flujo igualmente que por métodos analíti cos. En la Figura 5,3 1 se dibuja la red para el problema de las zanjas. Los do s bordes de ni vel constante son fác iles de identifi car, pues son los ni veles de 15 y 8 m de finidos e n el problema para las zanjas A y B respectivamente. El zócalo de l acuífero es un borde imperm eabl e y las equipotenciales se ajustarán perpe ndiculares a él. E l aspecto de mayor difi c ultad es trazar la superfi c ie superior, dado que se trata de un acuífero libre; debe ajustarse entre las a lturas de A y B con una forma de parábola sua ve, típi ca de acuífero s libres, corno se dedujo e n el punto anterior. Se dibujan , como se ve en la Fi gura 5 .3 1, cuatro tubos de fluj o del mismo es pesor, qu e van de A a B conservando sus proporciones. Después se van trazan do las eq uipote nc ial es perpendic ulares a bordes y a líneas de flujo y consigui endo qu e la red quede c uadrad a. Se ti e nen c uatro tubos de fluj o y nu eve saltos de ni ve l c uyos valores están defi nidos y son la novena parte de l salto total H . En consec ue nc ia e l caud al de fillrac ión ve ndrá ciado por:

N

Q~ k ;

4 H ~ 2 (} ( 15 - 8) ~ 6,22 m'/día

,¡

res ultad o mu y parecido al valor obtenido por el método analíti co.

Mét odos numéricos Consiste n bás ica me nte en d isc reti zar e l medi o físico e n un conjunto definido de interval os, fijar el luga r y características de las fronteras o contornos del sistema, as ignar a cada uno de es tos in tervalos los ni veles piezo métri cos y parámetro s hidrogeológicos qu e les corres pondan y plantear las ecuaciones de l fluj o también para cad a interva lo. Res ulta un siste ma de ec ua-

~

HIDROG EOLOGiA

29S

Elim inando Q y x por cocie nte entre ambas ec uaciones:

Zan·a A

..

2Qx , Zanja B

k¡_1

/,2- h;_1

2Qx

";+

1 -

h¡ -h;_1 h¡+ 1 - h;

" ;

k, siendo:

B¡ =

k ¡;-

=

¡- ¡

11:_ 1 Problema de las zanjas. Método numérico.

c io nes con tantas ecuac iones e incógnitas como interva los, q ue se resuelve por ordenado r. La so lución de es te sistema de ec uac iones so n los ni veles piezo mé tri cos en cada intervalo discreto. En la Fig ura 5.32 se conside ran igualmente dos zanjas com pletamen te penetrantes en un acuífero libre. El es pacio físico ex isten te entre las dos zanjas A y B, de lo ngitud L, se divide en interva los ig ual es de ancho Ili, tal que (11 - 1) Ili = L. Cada banda de ancho x tendrá un nodo de contro l a derecha e izq ui erda, de tal modo qu e ex istirán 11 nodo s. Cada nodo ge nérico i tendrá un nive l piezomé lrico represe ntat ivo h¡ y una penneabi lj dad med ia k. . Co mo se ha indicado anteriorme nte, e l caud al q ue pasa por un punto x genér ico pa ra 1 m de lo ngitud de zanja A = h· l es:

d/¡ Q=kA -

dx d/¡

Q

Q = k" -

- dx = "d"

dx

k

1ntegrando entre i - I e i:

-Q k, -

1

J""

_Q _ x k'_ 1

dx=

.1";_ 1

=

f'"

"d"

11; - 1

kQ

,-1

[X ¡- X ¡ _

2" J'" ["J' =

I

.\·; - 1

h; _ h;_

1

2

2

2Qx ., ., - - h; - "-;_1 ( -1 Aná loga mente integrando e nLre i e i

2Qx

k., = 296

INGENIERIA GEO LÓGICA

.,

.,

" ¡+I - h¡

+

1:

II¡ _ I

-

(B, + 1)":

+ BN+I = O

Esta ec uac ió n re presenta un sistema de 11 - 2 ec uaciones lineales, al hacer varia r la ¡entre i = 2 e i = 11 - l . Ex..isten 11 - 2 incógnitas, dado que 11 1 = hft Y h" = hIJ , q ue son los ni veles en las zanj as A y B conocidos. El siste ma de ec uaciones es e l sig ui ente:

i

=

i = 3: /¡i i

i

+ (B 3 + (B 4 +

2: h; - (B,

= 4: hj -

+ B,hj = I)hj + B,/¡; = I)/¡; + B,"; = I)hi

= 11 - 2: h;' _3 - (B,,~2

+

l )h~ _ 2

i = 11 - l : /¡~ -2 - (B" _ 1 + l)h~ _ 1

O O

O

+ B,, _2/¡;' _ 1 =

+ B" _ l h~

O

= O

La soluc ió n de l sistema permitiría co nocer los ni veles en cada noclo, qu e sería una aprox imación numérica a la ecuació n de la superficie piezométrica. E l sistema ex puesto no es lineal, y por eUo se hace más co mpli cada su reso luc ió n. Se sue le acudi r a un algoritmo iterati vo basado en e l co mportami ento rea l de los acuíferos libres e n prob le mas hidrod inámicos. E n e fec to, e n los acuíferos libres e l á rea de paso de l fluj o va ría co n e l espesor saturado puntual , y éste va· ría con e l nive l piezométrico. A l vari ar e l espesor saturado, varía la transmi sividad para e l mi smo val o r de la pe rmeabilidad. El método consiste e n dar iteracio· nes al modelo co nfi g urado para acuífero co nfin ado, que es lineal y se ncillo de calc ulo, COIl las transmi sividades mod ificadas e n func ió n de los ni veles obtenidos a l fina l de cada iterac ión. Es to permite qu e en cada ite ració n los espesores rea les que se introducen confi guren e l siste ma como un ac uífero libre. Cuando los res ultados e ntre dos iteracio nes suces ivas cumple n un criterio de error, se da po r termin ada la si mulación, dando como res ult ado los últim os ni veles calc ulados. En de finiti va, lo úni co qu e se requeriría co mo modifi cació n, sería ig ual ar los espesores de celd a a los niveles piezo métric os med ios de los dos nodos adyacentes después de cada iteración. De otra parte no ti e ne sen· Lido hab lar de espesores de acuífero e n fun cio nami en-

to como libre, pues dependen del nivel piezométrico. Por ello para tratar espesores variables hay que dedu cirlos de la diferencia entre los niveles piezométricos y la cota del fondo (variable) del acuífero. El problema ej emplo propuesto se trata con el modelo «Zanja 1», realizado a tal efecto, y se obtienen los siguientes res ultados:

Se puede observar que los ni veles simulados reproduce n con aceptabl e exactitud la ec uac ión de la superfi cie pi ezométri ca obtenida por métodos analíticos; ad emás, si se desean obtener los caudales de paso se puede apl icar Darcy entre nodos y dedu cir la media. En este caso se obtiene: Q = 6, 19 m' /día

Valores d e niveles simulados Valores iniciales de simulación

Nodo

2

15 14,4294 1

3 4 5 6 7 8 9 10

13,83626 13,2 1767 12,570 14 11 ,88925 11 , 16937 10,4031 9,580376 8

I

N úmero total de nodos = 10 Perm eab ili dad genera l =2 mi día Espesor general = 15 m Ni ve l hA = 15 111 Ni vel hu = 8 m

Nivel piezométrico simulad o (m)

que es el mismo valor que el obtenido por métodos anal íticos. Debe indicarse que en es te caso só lo se han tomado 10 nod os, y ello trae como consecuencia al gún desajuste en las soluciones, principalmente en los nodos próximos a la zanja B. Mayor apro ximación se consigue simu lando un mayor número de nodos y con cri teri os de error más ex igentes . Aparentemente es te método res ulta más difícil y lento, sin embargo existen modelos informáticos de fácil configuración del medi o físico y uso, qu e perm iten simular todo tipo de opciones . Debe destacarse en este sentido el modelo «Modflow», disponible en Internet en su versión básica.

Propiedades químicas del agua La calidad químIca del ag ua subterránea y los procesos de contaminación ti enen una incidencia significativa en muchos problemas relacionados con la ingeniería geológ ica. Unas veces so n Jos diversos procesos físico-quími cos qu e se desarrollan entre el agua subterránea y su medio soporte, tanto si es te medio es natural (form ac iones geológicas) como si es co nstru ctivo (rellenos compac tados, cimentaciones, muros pantalla, etc.). En otras ocasiones la ingeni ería geológ ica debe an ali zar y paliar problemas de contaminación en sÍ, ligados a estudios de medi o ambi ente o a obras de instalaciones de ve rti dos potencialmente co ntaminantes. En este apartado se pretend e, a modo de guía, sinteli zar los procesos ligados a la calidad y contaminación de las aguas subterrán eas, sus fe nó menos modificado res, la influencia de las actividades antrópicas y los mecani smos de introducción y propagac ión de contaminantes.

Calidad química de las aguas subterráneas La cal idad 'química natural de las aguas subterráneas está cond icionada por su origen y po r los procesos físico-quími cos naturales qu e se desarro llan en sus di versos recorridos. Ge neralmente el origen del ag ua subterránea es la infiltración de ag ua de llu via, y ésta contiene gases y algunos iones que se encuentran di sueltos en la atm ósfera. Según se inicia la infi ltrac ión del agua és ta empieza a minerali zarse. Existe una estrec ha relación entre la litología de un acuífero y la minerali zació n de las aguas subterrán eas. En el caso de acuíferos constituidos por rocas sedim entari as la minerali zació n de las aguas depende de los factores del C uadro 5.2. Los principales co nsti tuye ntes del agua subterránea son:

~

HIDROGEOLOGiA

297

Factores de mineralización del agua en acuíferos de rocas sedimentarias Factores litológicos -

Superficie de contacto roca/agua.

-

Granul ometría.

-

Fases sólidas solubles. Agua intersticial y oc lu ida.

-

-

pH. Eh. Déficit de saturación.

-

Presión de vapor

-

de gases disueltos.

mayoritarios: HCO;, SO¡ - . e l - , NO» Na +, K +, Ca2 + , Mg2 + . CO2 • O 2 y Si02

m inoritarios: NO; , PO~ - , BO) . F- , S2- , Br - , r-, NH4+, Fe H , Mn2+ , Li +, Sr2 +, Z11 2 +

elementos traza: A13 + . Ti 4 + . Co2 + , Cu2+ , Pb2 + , Ni2+ , Cr'H . A veces puede ex isti r materi a orgán ica debido al arrastre de sustan cias orgáni cas en el ag ua de in filtración . La calidad natu ral del agua es, en general, muy variada; así se encuentran en algunos acu íferos aguas muy puras, con conteni dos jónicos muy bajos del orden de 3 meq(l , y otras en las que la diso lución de sales ha si do muy imporl'ante y alcanzan contenidos ióni cos de 20 o 30 meqj l. En líneas ge nerales las ag uas subterráneas están mejor protegidas frente él la posible contam inación que las aguas superfi ciales, pero una vez se ha incorporado el contaminante al flujo subterráneo es mu y difícil y costoso detectar su presencia y, por tanto, poner en marcha medidas para detenerlo antes de que afecte a pozos y sondeos de ex plotació n. Para llevar a cabo una planificació n y contro l es preciso conocer los recorridos de los contami nantes en base a los condi cionantes geológicos, hidrogeológicos y químicos.

Procesos físico-químicos _ Interacción agua-acuífero Las aguas subterrá neas se Illueven desde una zona de recarga, por la que se produce la infiltración del agua de ll uvia, hasta una zo na de descarga, por la que salen del acuífero. Los procesos de transporte del contaminante difi eren de la zo na 11 0 saturada a la zona saturada. En ambos casos depende del Illo vi miento del agua. En zo na no saturada el movimiento del agua, y por tanto del contaminante, es vertical hacia la superficie freática, mientras que en la zona saturada el mo-

298

INGENIER iA GEOLÓGICA

Factores del sistema rocaJaguu

Factores del agua

Factores externos

Penneabilidad .

-

Temperatura.

Longitud de l recorrido y tiempo

-

Presión. Acti vidad

de contacla. Régimen de circulació n. Cambio jónico, difusión y adsorci ón.

-

biológ ica.

vi miento del ag ua es preferentemente hori zontal, o en cualqu ier caso es tá condicionado por los grad ientes pieza métricos en el acuífero. Una vez el contaminante ha alcanzado el fluj o subterrá neo se mue ve en el mismo sentido y a la misma velocidad que éste, produciéndose mecanismos de dispersión y d il ución. Cuando el contaminante alca nza el suelo comienza el mecanismo de infiJ tració n y se producen una serie de cambios físicos y químicos. Estos cambios están íntimamente ligados con la lüología del terreno, el espesor de la zona no saturada y el ti empo de permanencia en el acuífero. Entre estos camb ios cabe mencionar los fen ómenos de superficie. la preci pitac ió ndisolución y la oxidación-redu cción. La lenti tud con que se mueve el agua subterránea hace que la contaminación de ac uíferos también sea lenta, pero además, dependiendo de las condicio nes del med io y de los contaminantes, se producen unos procesos que inciden en la lentitud e incluso ate nu ac ión de l contaminante. Los procesos más frec uentes se describen a cont inuació n. • PROCESOS FiSICOS

Filtraci()" mecánica: se ejerce sob re las partículas en suspensión tales como arenas, limos, arcill as, algas, microorganismos etc.; la filtración es más efectiva cuanto mello r es el tamaño medio de los poros y más uni fo rme su distribución . • PROCESOS QUIM ICOS

Fenómenos de superficie: los más importantes son los cambios iónicos y la adsorc ión molec ular, qu e depend en de la natu raleza coloidal, arcill as inorgá ni cas y sustancias orgáni cas como el humus. La adsorción molecular es el principal mecani smo para retener del agua compuestos orgáni cos sintéticos, metales pesados, anio~ nes como el ortofosfato , cationes como el amoni o y potasio, etc. Otros fenómenos de su-

perficie pueden establecer, con relación a la volatilidad de al gunas sustancias, grado de ac idez, melales pesados, materia orgánica, etc. Intercambio iónico: consiste en la precipitación de óxidos de hien·o y manganeso junto con la formación continuada de lodos bacterianos alrededor de la supelficie de gravas y grielas. Generalmente se produce en la zona de tránsito de un medio redu ctor a un medio oxidante. Este proceso permite mantener la capacidad sorbente (de retención) de l teneno, pero implica una di sminución de la permeabilidad del mismo. Neutralización : son las reacciones de ácido base, y por tanto es importante en residuos muy ácidos o muy básicos. Precipitación-disolución: directamente relac ionada con el grado de saturación y las constantes de equi li brio. La precipitación afecta principalmente al Fe 2 + y Mn 2 + originado en procesos aerób icos y que posteriormente se halla disuelto en el agua. Se produce debido a la oxidación a pH entre 6 y 8 de los iones anterio rmente mencionados. Se forman los compues tos Fe (O H) 3 y Mn (OH)3 que so n insolubles. La precipitación de estos compuestos arrastra por coprecipitación muchos iones metáJjcos como el CLI, Pb, Zn, As, W, V y F - . El calcio, el magnesio, el bicarbonato y los sulfatos pueden sufrir este proceso. Algunos constituyentes traza co mo arséni co, boro, cadmio, cianuro, hierro, plomo, mercurio, etc., tienen una gran capacidad para este tipo de proceso. Oxidación-reducción: se produce principalmente durante el proceso de infiltración en el medio no saturado y juegan un papel muy importante las bacterias y otros microorgamismos existentes en el terreno. Este mecanismo es importante en la atenuación de la contaminación por produ ctos orgánicos y nitrogenados, que al oxidarse producen CO 2 y N03- respectivamente. Sin embargo, con escasez o ausencia de oxígeno, se pueden producir procesos anaeróbicos en los que se forman CO2 , CH4 , SH 2 , S, Fe 2 +, Mn 2 +, NH4+ , N2 Y NO;, por la reducción de NO;, SO~-, y compuestos de hierro y manganeso existentes en el suelo. Esto da lugar a un tipo de contaminaci ón que generalmente se detecta por el mal o lor y presencia de color. Adsorción-desorción: los elementos adsorbi dos pueden vo lver a solución cuando se ponen en contacto con aguas de menor concentración en estos elemen tos. Capacidad de retención del suelo: es la propiedad qu e tiene éste para di sminuir, de forma temporal o permanente, la velocidad de circula-

ción de contaminantes . Se produce principalmente cuando son molécul as complejas y de gran tamaño. El terreno tiene una determinada capacidad de retención frente a unas condiciones y por tanto, si los compuestos reten idos no se descomponen por otras acciones, a partir de la capacidad máx.ima de retención se paral iza este proceso. La retención implica un mayor ti empo de permanencia y ello permite que se puedan producir otros procesos. Procesos de dilución: están muy ligados a la forma de producirse contaminación y es menos importante cuando la contaminación es puntual que cuando es extensiva.

Contaminación y contaminantes de las aguas subterráneas La contam inación del agua subterránea es el deterioro de su calidad natural debido a act ividades o acc iones antrópicas que la inutilizan para el uso a que se destinaba o podría destinarse. Estas act ividades dan nombre al tipo de contaminac ión ; así, se habla de contaminación urbana, agrícola, ganadera, industria l, por sobrebombeo, etc. Por otro lado, se habla de contaminación puntual o ex tensiva en función del área afec tada, siendo generalmente de origen urbano, industrial o ganadero en el primer caso y agrícola en el segundo. Como ya se ha indicado, las aguas subterráneas están mejor protegidas frente a la contam..inación que las aguas supeJi"iciales, pero una vez incorporado el contaminante al flujo es difícil detenerlo antes de que afecte a pozos y sondeos. La contaminación de las aguas subterráneas se produce cuando los productos residuales de las diferentes act ividades alcanza n el acuífero, provocando la presencia o el aumento de determinadas sustancias características de cada un a de estas actividades. Es tas sustancias, que ponen de manjfiesto la eX.istencia de contaminac ión bien por su presencia, concentración o la com binación de ambas, se denominan Índices de contaminación. Los contaminantes de las aguas subterráneas son muy variados y de muy di versos orígenes, en ge neral son tod as aquellas sustancias que por di versas acciones se incorporan al flujo subterráneo provocando un deterioro del agua para el uso a qu e se des tina o podría ser destinada. Los contaminantes químicos incluyen una variada gama de iones y sustan cias químicas tales como los iones normales presentes en las aguas pero en cantidades superiores a las debidas a su origen natural , y COITI puestos que no ti enen un origen natural en las aguas.

~

HIDROGEOLOGíA

299

Además hay que mencionar los iones amonio y nitrilo, que proceden de la oxidación de la materia orgánica, y si bien aún en aguas contaminadas a veces no se detectan en cantidades significativas debido a su inestabilidad, cuando se detectan indican además que el foco contaminante está pró~imo. Los metales pesados, que a veces se detectan en el agua en concentrac iones traza, aumentan su contenido como consecuencia de la incidencia de actividades industriales . Al gunos son mu y peligrosos como el plomo, que es acumulati vo, y el cromo hexavalente, que además de tóxico es muy persistente. Entre los contaminantes químicos se incluyen los compuestos tó xicos y peligrosos, tales como los cianuros, los detergentes, las grasas, los pesti cidas, etc. Los contaminantes biológicos inclu yen fundamentalmente las bacterias y los virus, pero generalmente sus efectos se disminuyen debido al poder depurador del suelo y el subsuelo. Los contaminantes radioactivos no so n frecu entes debido al alto control de las sustancias radioactivas. De los seis radionuc1eidos de mayor toxidcidad, movilidad y período rad ioactivo (H-3, Sr-90, J- 129, Cs- 137, Ra-226 y Pu-239), ci nco se prod ucen en procesos de generación de energía nuclear y, si el almacenamiento es inadecuado, pueden llegar a introduci rse en los acuíferos.

Actividades antrópicas Las acti vidades y acciones an trópicas qu e pueden deteriorar el medio hídrico son las urbanas, agrícolus, ga naderas o industria les. Dicho deteri oro depende de las características de los residuos, del luga r, forma, intensidad y duració n del vertido, y de las pecul iar idades del medio receptor.

•

ACTIVIDADES URBANAS

Se entiende como act ividad urban a toda aque ll a que res ulta como consecuencia de un ase ntamiento poblacional. El número de act ividades urbanas es mu y vari ado en fun ción del tipo de població n. A grandes rasgos, se producen dos tipos de residuos: los líqu idos urbanos o ag uas residuales y los sólidos urbanos o basuras. Los residuos líquidos urbanos o aguas residuales son los retorn os del agua de consumo en acti vidades urbanas, y genera lmente incluyen ag uas residuales domésticas, aguas de limpieza vial yaguas residuales de industrias. La composición de estos residuos varía de un os lugares él otros incluso a lo largo de l año y

300

INGENIERíA GEOLÓG ICA

del día, pero en general se caracteriza por la presencia de sales disueltas, materia orgán ica, causante del color y olor, sólidos en suspensión , y microorganismos. Además, hay que tener en cuenta la posible presencia de metales pesados o sustancias «extrañas» procedentes de industrias conectadas a la red de alcantari ll ado. Una de las act uacio nes más usuales es verterlos a un curso de agua superfi cial donde la incidencia que pueden tener sob re las aguas subterráneas depende de l grado de dilu ción y de la relación río-acuífero. En zonas costeras, con frec uencia se vierten al mar directamente o medi ante un emisari o submarino. Otra manera de eliminar estos residuos consiste en ve rterlos sobre el terreno, aprovechando la capacidad de depuración de l suelo, bien para regar o para recarga r el acuífero. Los residuos sólidos urbanos es tán formados genera lmente por basuras domésticas, residuos de la limpieza vial, etc. Estos residuos pueden ser incinerados, reciclados para fabricac ión de compost o ac umulados en Ull vertedero. En este último caso se forma un líquido resid ual o lixiviado debido a la compactación propia de los residuos y a la precipitac ión. Este li xiviado ti ene una composición mu y variada, ya que depende de la composició n de las basuras, qu e también es muy vari ada de unos países a otros, de ntro de una misma ciudad e incluso de unos barrios a otros. La composición del l.ixi viado tiene altos valores de demanda qu ímica y bioquímica de oxígeno. También so n elevados los contenidos en sólidos disueltos y las concentraciones de cloruros, sulfa tos, bicarbonatos, sodio, potasio, calcio y magnesio. En muchas ocasiones el lixiviado se encuentra en un medio reductor, por lo que suele contener además de amoni o, hierro, manganeso y cinc. También puede contener prod uctos más peligrosos si se viert en residuos sólidos industriales procedentes de las industrias en los cascos urbanos. Un ag ua subterránea que sufre un a contami nació n debida a un vertedero de residuos sólidos urbanos refl ejará un aumento de la minerali zació n y temperatura con presencia de color, o lor desagradab le y altos contenidos en N H:, DQO Y DBOs, con prese ncia de . Fe + + y ause ncia de NO; .

•

ACTIVIDADES INDUSTRIALES

Son todas aqu ellas acc iones encaminadas a la producc ión o fab ri cación de malerias primas o productos utili zados por el ho mbre, ya sea para su bienestar propio o para el desarro llo de act ividades. La industria puede producir residuos sólidos y líquidos, siend o éstos últimos mucho más frecuentes. A veces los humos son vertidos a la atmósfera y constituyen un riesgo de segundo orden para el medio hídrico.

--Las sustan cias que aportan so n tanto inorg::lnicas como orgánicas. Entre las primeras se deben citar los metales pesados, peligrosos por su to xicidad, altas concentraciones en sólidos disueltos y ácidos y álcali s que proporc ionan ac idez y caustic idad. Las sustancias orgán icas presentes en residuos industriales son muy variadas. Cabe citar los derivados del petróleo y carbón, sustancias orgánicas sintéti cas tales C0l110 fenoles, detergentes, yesos, aceites, etc., sustancias orgánjcas naturales C0 l11 0 azúcares, productos lácteos, destilerías, etc. La principal causa de este tipo de conta minación la constituye la eliminac ión de res iduos y, es pec ialme nt e, los líqu idos. Éstos son e liminados, co n un mayor o menor grado de depurac ión o inc luso sin depurar, a cauces públicos, vertidos sob re e l terreno o inyectados di rec tamente en el acuífero. También pueden ser causa de contaminación las fu gas en almacenami e ntos y redes de condu cción , y los accidentes e n el tran spo rte de sustanc ias peligrosas. Los residuos sól idos se vierten junto con los residuos sóli dos urbanos tras ser acumulados sobre e l terreno en las inmediac iones de las fábri cas. A veces, dependiendo del tipo de residuo, se vierten en vertederos contro lados de residuos tóxi cos y pe ligrosos.

•

Se produce e n las sigu ientes situac iones: Vertido volunta rio sobre e l terreno. Fugas en co nducciones e instalac iones superfi ciales . Fugas por acc identes industrial es. Accidentes en e l tran sporte de sustanc ias. Por descuidos durante la ca rga y descarga. El meca ni smo de contam inación es e l arrastre de contam inantes desd e la superfi c ie de l terreno , y el mov im iento de és tos depend e de l mo vimi ento de l agua. La natural eza litológica de l terreno y su espeso r juegan un papel mu y importante en la propagac ión de la co ntamin ac ión pudi endo actuar éste co mo un filtro físico e n e l que se re tienen sólidos en suspens ión y mi c roo rgan ismos, que juegan un pape l muy importante en los procesos físico-químicos qu e se desarrollan e n la zona no sa turad a. El efecto de filtro no exis te c uando la litolog ía de la zona no sa turada es cárstica.

• •

ACCIONES SOBRE EL AGUA

El hombre ej erce dos tipos de acciones sobre el agua que de un a manera invo luntaria pueden provocar e l deterioro de la calidad de las mismas. Son las de ri vadas de la ex plotación y de la recarga. La recarga con siste en inyectar un dete rminado volumen de agua en e l acuífero a través de pozos de inyección . En ocasiones se trata de aguas residuales ; la depuración de di c has ag uas y la ubi cac ión de la inyecc ión puede n deteriorar la ca lidad. Si n embargo, a veces la recarga se utili za como medida correctora in yectando aguas de mejor calidad y modificando el Ouj o.

Mecanismos de introducción y propagación de la contaminación Cuando un acuífero se contamina es debido a la in trodu cció n y propagación de sustan cias o iones que, e n ca ntidad es superiores a las deseables, provocan e l deterioro de la ca lidad de l agua. La man era de introduc irse estos agentes e n los ac uíferos puede ser muy variada, pero ge neralme nt e se reduce a las sigui entes formas:

DESDE LA SUPERFICI E DEL TERRENO

DESDE LA ZONA NO SATURADA

Se produce e n las siguientes situac iones : Fugas de l al ca ntarillado industrial . Fugas en tuberías y tanques e nterrados. Inyecc ión de res iduos en el te rreno. Los meca ni smos de propagación a pa rtir de la zona no saturad a son sim ilares a c uando el co ntaminante se ha vertido sobre el sue lo, pero las di stancias a la zona saturada pueden disminuir notablemente.

•

DESDE LA ZONA SATURADA

El caso de los po zos de inyección es un meca ni smo más rápido de contaminar e l acuífe ro , ya que se introduce directam ente en él sin ningún tipo de depuración. El hecho de introd ucir los contaminantes a presión provoca un a di spersión de l contaminante en un radio de l pozo, tanto aguas arriba como aguas abajo.

•

A PARTIR DE OTRAS AGUAS CON ECTADAS HIDRÁULICAS CON EL AcuíFERO

Se produce n fundamenta lment e c uando es tán co nec tado s hidrául icamente un río contaminado y un ac uífero , y és te dre na a l río.

~

HIDROGEOLOGíA

301

...............---------------------------Bibliografía recomendada Custodio, E. Y Llamas, M. R. ( 1996). Varios autores. Hidro log ía subterránea. Tomo l , 2 .~\ Ed. Omega, Barcelona.

Vi llanueva, M. e Iglesias, A. ( 1984) . Pozos yacuíferos. Técnicas de evalu ació n med iante ensayos de bombeo. ITGE.

Referencias bibliográficas Castany. G. (1 97 t). Tratado práct ico de las aguas subterráneas . Edi ciones O mega, Barcelo na. C ustodi o, E. y Lla mas, M . R. (1 996). Vari os auto res. Hidrología subterránea. To mos I y Il, 2." Ed. Omega, Barcelona. Darcy, H. (1856). Les fo ntaines publ iques de la ville de D ij on. V. Dalmont, Paris. Dupuit, J. (1863). Etudes th éoriques et pratiques sur le mo uve ment des eaux dans les canaux déco uverts et á travers les terrains perméabl es. 2éme éd ilion. D unod, Pari s.

302

INGEN IERíA GEOLÓGICA

Iglesias López, A. ( 1986). La interpretació n de los ensayos de bombeo en los pozos de l terciari o detrít i~o de Mad rid . Jo rn adas sobre la explotació n de las aguas subterráneas e n la Comunidad de Madrid. PIAM, n." 13. Comunidad de Madri d, Canal de Isabel 11 , pp. 185-207. McDo nald, G. M. Y Harbaugh, W. A. (1984). A modular three-dimensiona l fi ni te-difference groundwater fl ow model. U. S. Geological Survey. National Centre. Reston, Vi rgini a. T heis, C. V. ( 1935). The re lati on between th e lowerin g of the piezo metri c surface and the rate and duratio n of discharge of a we ll usin g gro undwate r storage. Amer. Geophys. Uni on., vo l. 16 , pp. 519524 . Thi em, G . (1906). Hydrol ogische methoden. Gebhardt, Leipzig. Todd, K. (1959). Gro und water hydro logy . Jol1l1 Wiley & Sons, New Yo rk.

INVESTIGACIONES IN SITU

1.

Diseño y planificación de las investigaciones in situ

2.

Estudios previos

3.

Sondeos geotécnicos y calicatas

4.

Prospección geofísica

5.

Ensayos in situ

6.

Instrumentación geotécnica

7.

Resumen

0,1

Diseño y planificación de las investigaciones in situ para el proyecto y co nstrucció n de una obra de ingeni ería. De ellos se obtienen los parámetros y propiedades que definen las condiciones del terreno en donde se reali zarán los proyectos constructi vos, ci mentac iones, excavaciones, túneles, etc. (Figura 6. 1).

Objetivos e importancia Las in vestigaciones in situ co nstitu yen la parte ese ncial de los es tudi os geológico-geotécllicos necesarios

Toma de datos estructurales

Medida de deformaciones en rocas salinas

1. Determinar las condiciones geológicas de la zona de trabajo. - Tipo y características de los materiales geológicos. - Características de los macizos rocosos. - Orientación y características de las discontinuidades. 3. Cuantificar los datos y parámetros del terreno necesarios

para el diseño de la obra. -

-

2. Conocer los problemas geológicos que pueden afectar a la construcción. -

Filtraciones importantes. Zonas tectonizadas, estructuras singulares y cavidades. Estados tensionales anisótropos. Terrenos blandos y expansivos. Rocas agresivas o reactivas. Rocas abrasivas y duras.

Propiedades resistentes y deformacionales de fos suelos, matriz rocosa y macizo rocoso.

Datos para clasificaciones g~e_o~m_e_C~á_n_jC~a~s_.

_-.;;:::==--

Sondeo geotécnico profundo

4. Aportar criterios para el diseño

Estabi lización de un talud con bulones y muro anclado (Fotos L. Gonzá!ez de Vanejo)

m'I't". 304

Finalidad de las investigaciones geológico-geotécnicas.

INGENIERiA GEOLÓG ICA

Los resultados de las in ves ti gaciones il/. situ represe nlan un pun to crítico para la estimación del coste de un proyecto constructi vo. Una parte sustancial, frecuentemente más de la mitad, de los incrementos de coste en obras públicas se debe a la insufi ciencia de investigaciones en los estudios geológico-geotécni cos, estimándose que al menos un tercio de los proyectos sufren demoras por esta causa (Tyrrell et al, 1983), destacando la inadecuada planificación de las in ves tigaciones geotéc ni cas y la incorrecta interpretación de las mismas. Por otro lado, existe una pred isposición a considerar «no rentable» la inversión en investigaciones in. situ, dedicándose en general presupuestos insuficientes. De aquÍ la incertidumbre con que se llega a la construcción y los sobrecostes y demoras en la misma, cumpliéndose la frase «las investigaciones in situ siempre se pagan, antes o después» . No hay reglas definidas para estimar cuál debe ser el presupuesto adecuado para in vesti gaciones geotécn icas, ya que cada proyecto tiene sus particularidades, dependiendo no sólo del tipo y mag nitud de la obra, sino de la co mplej idad de las condiciones geológicas en las qu e se desarrolla y su incidencia du rante la constru cc ión. De forma orientati va, para obras importantes el presupues to debería ser del 15 al 25 % del coste del pro yecto, y del orden del 10 % o inferi or para proyectos menos importantes. Si la com pl ejidad geológica y su incidenci a en la obra es alta los anteriores porcentajes pueden verse superados. El objetivo general de las investi gaciones in. situ es conocer y cuantificar las condiciones del terreno qu e puedan afectar a la viabilidad, diseño y construcción de una obra o estru ctura. En funció n de la di mensión y natural eza del proyecto, los estudios geoló-

g icos-geotécni cos, y por tanto las in vestigaciones, deberían alcanzar los sig ui entes obj etivos : Establecer la viabi lidad del lugar o emplazamiento en funci ón de las condiciones geológicas, geolécnicas y geoa mbientales. Seleccionar los emplazamientos o trazados más favorables bajo las citadas condiciones. Identificar los problemas de ineslabil idad del terreno y los ri esgos geológicos. Determinar las propiedades geotéc ni cas necesari as para el diseño y constru cción de las estru cturas. Las investi gacio nes geo téc ni cas deben ir en consonancia con las distintas fa ses ele un proyecto: Estudios previos: definición conceptual del proyecto, estudios informativos y de viabilidad. Anteproyecto: selección de emplazamientos y trazados, estudio de soluciones y estimación aprox imada de costes. Proyecto: defini ción detallada de soluciones, diseño, presupuesto, plazos y pliegos de condicIOnes. Construcción: verificación del proyecto, control en obra del terreno y tratamientos de mejora del mismo. Explotación: ausc ultación y control de la interacción terreno-estructura. Estas fases se desarrollan en etapas cronológicamente diferenciadas, y permi te n programar las investigaciones in. si/u con una secuencia de trabajos cuya intensidad y detalle en la obtenció n de datos debe ser creciente y complementaria con la fase anterio r (C uadros 6.1 y 6.2).

Objetivos de los estudios geológico-geotécnicos en función de las fases de un proyecto Fases del proyecto

Objetivos

geológi co ~geotécnicos

.

Estudi os prev ios y de vi abi lidad

-

Vi abilidad geológica. Identifi cación de ri esgos geológicos. Condiciones geológico-geotécnicas generales .

Anteproyecto

-

Selección de emplazamientos y trazados . Clas ificación geotéc nica de materiales. Soluciones geotécni cas aprox imadas.

-

Caracteri zac ió n geotécni ca detallada. Parámetros geotécnicos para el di seño de estructuras, excavaciones, cimentac iones, etc.

Construcción

-

Control geotécnico e instrument ación . Verificac ión y adaptación del proyecto.

Ex pl otac ión

-

Control de la respuesta t.erreno-estructu ra. Auscultación.

Proyecto

o

INVESTIGACIONES IN S ITU

305

Desarrollo de las investigaciones in situ Fases del proyecto

Estudios previos

Actividudes características

gco l ógico~gcotécllicos

Topografía y reli eve.

Revisión de in formac ión

-

Hidrología e hidrogeolog ía. Mapas geológicos regionales. Historia geológica. Sis mi cidnd y otros ri esgos geo lóg icos .

Foto-inlcrpretaci6n

-

Fotografías aéreas y teledetecció n. Geomorfología. Litologfas y estruc turas. Riesgos geológicos . Cartografías geológicas de síntes is.

-

Reconocimiento de suelos y roC 10 cm x 100 longitud total

del testigo se reali za sobre el ej e centra l del mj smo, con: siderándose los fragmentos con, al menos, un diámetro completo. A continuació n se muestra el procedimiento de med ida del RQD y se describe la calidad de la roca en función de este índice:

Para la estimac ión de l RQD se consideran sólo los frag mentos o trozos de testi go de material fresco, excluyé ndose los que presentan un grado de alteración importante (a partir de grado IV inclusive), pa ra los que se considera un RQD = O%. La medid a del RQ D se debe reali zar en cada maniobra del sondeo o en cada cambio li tológico, siendo recomendable que la longitud de man iobra no exceda de 1,5 ITI . El diámetro mínimo de los testigos debe ser 48 mm . La med ida de la longitud

RQD%

Cal idad

< 25

Muy mala

25-50

Mala

50-75

Media

75-90

Buena

90- 100

Muy bue na

Fracturas inducidas

Sin recuperación

f , !'rtr/u\EE_:t~~,' :J ROD =

35+3 + 20 122

x

100 ~ 48%

Adaptado de Clayton et a/. , 1995.

Desc ripción sistemáti ca: naturaleza y composición de ViSlI, li tología, tamaño de gran o, color, tex tura, grado de meteo ri zació n, consistencia y res istencia a la penetrac ió n con penetrómetro de bolsillo (e n suelos), etc. En materi ales rocosos: desc ripción de discontinuidades (tipo, es pac iado, rugosidad, rellenos), porcentaje de rec uperación de tes ti go. Índice RQD (descrito en el Recuadro 6. 1) e índi ce N30 , que representa el número de fracturas por cada 30 cm de tes ti go. Datos de los ensayos reali zados en el inte rior del sondeo.

326

INGENI ERíA GEOLOGICA

Fotografías de las cajas, real izadas de forma que sean claramente identificables las tablillas separad oras con sus cotas, colores, tex turas, fractu ras de los Lesti gos, as í como el número de la caja y las pro fundid ades perforad as. Además deben registrarse los sigui entes datos: Profundidad y tipo de las Illuestras obtenidas. Profundidad del ni vel freá ti co. En las Figuras 6.32 y 6.33 puede observarse un ejemplo de testificació n en suelos y en rocas.

REGISTRO DE SONDEO EN SUELOS EMPRESA t'KU

lAS: X: SONDEO N,': SITUACiÓN:

: 18-5-19¡ c:i z ::>'C' ~ E

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de color negruzco.

0,90 -~

"

LIMITES DE ATTERBERG

Grava arenosa similar a la anterior con pasadas limoareno-arcillosas, más abundantes según se profundiza.

1,80

A partir de a puede obtenerse el valor de JRC de la discontinuidad, necesario para aplicar el criterio de ro tura de Barton y Chouybey, que permite estimar la res istencia al corte de discontinuidades rugosas: JRC = (a - 1>,.)/ (log (JCS/a,,)) El ensayo también puede realizarse en campo o laboratori o dispo niendo de tres testigos cilíndri cos de

EN CAMPO

EN TESTIGOS DE SONDEOS

W¡'!f'M' Ensayo de tilt test (Barton. 1981),

roca, El método consiste en poner dos testigos paralelos y j un tos sobre una superficie de apoyo hori zontal, colocando el tercero sobre ellos y apoyado en ambos. La base de apoyo se inclina progresivamente hasta que el testi go superior desli za sobre los dos inferiores, obteniéndose así el ángul o a (Figura 6.73). En este caso, a define el ángul o de rozamiento básico, 1>b' del material, que corresponde a la resistencia de discontinuidades planas y lisas sin meteori zar. Es te parámetro, CPb' junto con los datos obtenidos con el martillo Schmidt, permite calcular el ángul o ele rozamiento residual, 1>" mediante la expresión de Barton y Choubey (I977), seg ún se ex plica en el Apartado 3.5 del Capítulo 3.

Ensayos de deformabilidad Ensayos en suelos Ensayo presiométrico Este ensaio se reali za en el interior de un sondeo de diámetro convencional y consiste en ap licar escalonadamente un a presión rad ial, mediante un a sonda dilatab le, en el interior del sondeo, midiendo el desplazamiento que se induce en el terreno circundante, Una vez alcanzada la presión máx ima admisible se procede a descargar el presiómetro, de forma escalonada, midiendo las deformac iones durante la descarga. La presión se apHca a través de lIna camisa de caucho por medio de agua o gas, La mayor parte de los equipos trabaja con presiones menores de 10 MPa pero algunos permiten alcanzar hasta 20 MPa (Figura 6.74). Dependiendo del tipo y característi cas del terreno ensayado se obtiene la curva de presión-deformación (Figura 6.75), en la que se distingue un a fase inicial o

O

INVESTIGACIONES IN SITU

351

•

• 35r-------- ---------------- -- - - - - - - , 30 -

•

Ensayo Curva ajustada

25 --------- ------------------ .-------------Comportamiento

N

E

_______e!~~~~o______ _

-a 20

'"e

~ 15 ~

a. 10

- - -- -------- -- --- --- ~~~-------------

Comportamiento

i elástico ---------------------¡ --------------------

5 Adaptación al sondeo

¡,. ... ......-~ -~ - .-

-

o ~--------~--~----------~

23 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37

Do

DI

Radio interno (mm)

Ql!!iif'&1 Ejemplo de curva presiométrica.

W!!i!f'i&' Presiómetro (cortesía de In Situ Testing). de puesta en con tacto de la so nda co n las paredes del so nd eo, un a fase elástica lineal que represe nta el comportam iento e lás ti co del sue lo, y un a plásti ca o de defo rm ac ión irrecuperable hasta llega r a la rotura del sue lo. A partir de esta curva se calcula la pres ión de tlu cncia, Pf "' O presió n a la que e l mate rial deja de co mportarse e lás ti came nte, y la presión límite PI.' qu e es la presión a la que e l terre no se ciza lla, no admiti endo ningún incre mento de presión. Por último, se obtie ne el módulo de defo rmació n presiómefrico Ep a partir de la sigui ente expresión:

El' = (l

+

v) Mr

dond e v es el coeficiente de Poissoll . obtenido en ensayos de labo ratorio, M es la rigidez del te rreno, calc ul ada a partir de la pendiente de l tramo elástico de la curva presiomé tri ca, y r es el radi o de la perforación.

Ensayo de placa de carga El ensayo de placa de carga puede reali zarse en za nj as o pozos, incl uso en la superfi c ie de l terreno si ha sido previamente acondicionada. Este ensayo consiste

352

INGENIERíA GEOLÓGICA

e n ap li car una carga ve rti ca l de forma esca lon ada sobre una placa li sa y ríg ida de d imensiones vari ables (30 x 30 a 100 x 100 c m) con objeto de determin ar las deformac iones produc idas. Se suele mante ne r la carga en cada escalón hasta que e l inc re mento de asiento sea infe rior a 0,0 I mm, con un interva lo entre las lecturas de 5 mino E l escalón má xi mo él alcanzar es conve ni e nte que sea 3 veces más que la carga de trabajo de la estructura proyectada. En un e nsayo pueden real izarse varios c ic los de ca rga y descarga. La ca rga se eje rce mediante gatos hid ráulicos que acrrl an co ntra una ca rga de las tre, C0l11 0 un ca mi ón pesado, o anclando di chos gatos (Fig uras 6.76 y 6.77). Este ensayo se aplica pri nci palmente a sue los granul ares y para e l estud io de c ime ntac iones supe rfici ales. Los pa rámetros med idos durante e l e nsayo so n e l ti empo, la carga aplicada y los asientos, representán dose en diagramas carga-asiento y ti empo-asiento (Figura 6.77). Aplicando la teoría de BOllssi nesq se puede obtener e l módulo de YOUll g, E, a partir de la siguiente expresión:

E = 1.5(P) S) r siendo r e l rad io de la placa, Ps la presión med ia bajo la placa y S e l asie nto de la placa. En c imentac iones de obras lineal es (carrete ras y ferrocarril es), así como en determin adas c ime ntaciones superficiales, como losas, se util iza el coeficiente de balasto Ks correspondiente a Ull coefic iente de proporcio na lidad definido por la sigui ente re lac ión:

K, = P!S

1

r DISPOSITIVO DEL ENSAYO

Camión

c: ;:

l~~i= l astradO

V iga cruzada

"""

II:I:I

Viga de referencia

Comparadores Gatos hid ráu licos Placa Bomba hidráulica manual

1ii!"!f'@1 Equipo de ensayo de placa de carga (cortesía de

EJEMPLO

InSitu Testing).

10

9

en la que S representa los desplazamientos verti cales (as ientos) de los puntos de la supclticie bajo una presión P.

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a.

Ensayos en macizos rocosos

6 5

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4

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3 2

."0 o. ~ , 1- 0 ,76° 90

O

Ensayo dilatométrico El ensayo dil ato mé tri co co nstituye una adaptac ió n del pres ió mctro para su aplicación en rocas y, en co nsec uencia, funciona bajo s u mismo prin cipio. realizá ndose ig ualmente en el interi or de so nd eos . Co mo res ultado del ensayo se o btienen unas c urvas cargadesp laza mi ento , a partir de las cuales se determina e l módul o de deformac ió n di latomé tri co. S in embargo, a

-o 16 °·3 r-;:.o 58 O

0,5

1,5

2

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Asiento (mm)

RESULTADOS 160 140

e

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..J

120

:§. 100 o 80 o.

diferencia de los suelos, los macizos rocosos son dis-

E

co ntinuos y anisótropos, lo q ue condic iona en gran medida su deformabilidacl, po r lo qu e e l e nsayo di latométri co suele medir la defo rmac ió n e n seis direccio nes a lo largo de tres diámetros. El ensayo consiste en apl'icar presio nes crecientes a través de una cami sa e lástica al ojada e n e l ¡nted or de un so ndeo (Fig ura 6.78). Una vez que se obtiene un tramo linea l en la curva carga-desplaza miento, se reali za un a descarga de la pres ión aplicada. Es te c iclo suele repetirse entre ull a y tres veces po r ensayo, alcanzando , e n cada un o de los c ic los sucesivos, presio nes más e levadas en func ió n de las caracterís ti cas resistentes y deformacionales del terre no. Co mo resultado del ensayo se obti e nen un as curvas presióndesp laza mi ento (Fig ura 6.79) en las que se pueden

F

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60 40

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0,5

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2

2,5

Asiento (mm)

W!II'F'iU Dispositivos y resultados del ensayo de placa de carga .

distinguir las sig ui en tes etapas de de formac ió n: adaptació n de la ca mi sa al so nd eo, deformación e lástica, uno o vari os c iclos de carga y desca rga, defo rmació n plás ti ca y rotura. El mód ul o de deformación di latomé-

O

INVESTIGACION ES IN SITU

353

po

• tri co ED del terreno, tanto en carga C0 1110 en descarga, viene dad o por la siguiente ex presión: Ea = (1

+ ,,) MI'

dond e v es el coefi ciente de Poisson, M es la ri gidez del terreno, correspondiente a la pend iente del tramo elástico de la curva dilatométri ca del ensayo, y r es ~ l rad io de la perforación. Este e nsayo es muy útil en macizos rocosos muy fracturados, rocas blandas o deformables y, en general, donde la obtención de muestras es difícil o imposible y se precise obtener las propiedades elás ti cas de la roca in sillf.

Ensayo de placa de carga

W!I"F'@:' In stalación y equipo dilatométrico (cortesía de In Situ Testing).

Sue le reali za rse en el interior de galerías excavadas en roca. Los parámetros que se miden so n la carga, los asientos o des plaza mi entos y el ti empo, lo qu e permite obtener el mód ul o de Yo un g E. Este ensayo se emplea para el estudio de cimentac iones en roca en casos muy concretos, como presas de hormI gó n. El ensayo consiste en colocar un a placa de carga sobre la roca y med ir los des plazamientos qu e se produ cen al ap licarse cargas conocidas. La ori entac ión de la carga puede ser hori zontal (si se hace en los hastiales) o verti cal (si se real iza en la clave y solera de la galería), apl icándose mediante un gato y una bomba hidráu lica para poder alcanzar mayores presiones, uti li zando como carga de reacción las paredes opuestas de la galería (Figuras 6.80 y 6.81 ). El área de carga suele va riar desde 0,3 x 0,3 m hasta 1,0 x 1,0 m, si bien la elevada resisten cia que habitualmente presentan los macizos rocosos obliga muchas veces a emplear una placa más pequeña. En cada ensayo se efectúan varios ciclos de carga y descarga, obteniéndose el mód ul o de Yo un g tanto en ramas de carga como de descarga seg ún las sigui entes expres iones: E = [qL( I - ,,2)]/Z

para placa cuadrada

E = [nqd( 1 - ,,2)] /(4z)

para placa c ircular

siendo v el coefi ciente de Poisson, q la carga apLicada, z el hundimiento de la placa, y d Y L el di ámetro y ancho de la placa, respectivamente.

/ Ensayo de gato plano (flatj ack) Desplazam ientos radia les (mm)

-..

W!iif'iM' Ejemplo de curva del ensayo dilatométrico. 354

INGEN IERÍA GEOLÓG ICA

Este ensayo, reali zado en las pa redes de excavaciones, galerías o túneles, perm ite estimar el mód ul o de

l

pi

• los esfuerzos existentes en el maci zo rocoso; se miden estas deformaciones inmediatamente después de rea lizar la he ndidura y al gún ti e mpo después. entre uno y tres días. Se introdu ce entonces un gato plano en la ranura y se aplica presión hasta que las distancias entre los puntos de referencia sean igual es a las primitivas; esta presión ap licada se considera igual a la tensión inicial de la roca, 0"0' an tes de reali zar la hendidura, e n la dirección perpend ic ular al gato plano. Durante el ensayo se registran las presiones ap licadas y se miden las deformaciones prod ucidas, a partir de las cuales se obtie ne el módu lo de defo rmac ión elástica de l macizo rocoso.

deformación en macizos rocosos duros y co ntinuos, y medi r e l estado tensional de la roca. Sus res ullados pueden considerarse represent ati vos hasta una dista ncia de unos pocos metros hacia el interi or del maci zo rocoso él partir de la superficie en la que se rea li za el ensayo.

An tes de comenzar el ensayo se fijan en la pared rocosa un os clavos o puntos de referencia y se mide su sepa ració n (Figuras 6.82 y 6.83). A conlinuación se efectúa una ranura en la roca entre los puntos de re ferencia, COIl lIna sierra o mediante pe rforación ele taladros, lo que provoca un acerca mi e nto entre los puntos al tend er a cerrarse la ranura por liberac ió n el e

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Gato plano

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Tiempo

Bomba \

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Presión hidráulica

CURVA DEFORMACIONES-TIEMPO/PRESIÓN

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ESQUEMA DEL ENSAYO

Perforación de taladros (frente)

Instalación y presurización (sección)

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EBttf~ . . . . I

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J

+ A) Esquema del ensayo del gato plano; B) Procedimiento de perforación de la ranura e instalación del gato plano; C) Registro de deformaciones (A y C: Kim y Franklin, 1987; B: Brady y Brown, 1985).

356

INGENIER íA GEOLÓGICA

lI

r Sistema de medida de asientos: - 3 comparadores por placa - Precisión, mm

Galo hidráL- ~

Wi'If'f&' Lecturas inclinométricas (cortesía de Prospección y Geotecnia).

Wilif'#'i1 Extensómetro de varillas (cortesía de Ingeniería de Instrumentación y Control, IIC).

o

INVESTIGACIONES IN SITU

365

-

• Compa rador /

Base de apoyo de comparador

~

, rle v"d""
•

E nsayo

Lugar

Características

Descripc ión

Placa de

Zanjas, pozos

Med ida de las

Las pl acas pueden tener

cmga en

y e n superfi c ie.

deformac iones producidas

dimensiones variables (30 x 30 a 100 x 100 cm).

al aplicar cargas verticales conoc idas median te una pl aca li sa y rígida.

sue los

Pl aca de carga en

En galerías y túneles.

Módulo de Young y coefi ciente de bal asto.

Módulo de Young.

rígida.

Las placas pueden tener dimensiones vari ables (30 x 30 a 100 x 100 cm). Resu lta dirícil apli car cargas > 200 1.

Medi da de la derormac ión

A pl icab le en materi ales con

Módulo de deformació n presio métrico.

al aplicar cargas conocidas mediante una pl aca lisa y

macizos rocosos Prcsi6metro

Medida de las defo nnaciones producidas

Resulta dos

(en suelos)

En el interior de sondeos.

Dilatómetro (en rocas)

En el interior de sondeos.

Medida de la deformación del terreno al ir apli cando una serie de pres io nes controladas e n rocas.

Aplicab le e n materia les con 15.000 MPa. Puede eje rcer presiones mayores de 20 MPa.

Módulo de deformac ió n di latométrico.

Gato plano

En superfic ie, galerías, túne les.

Medida de la deformación a lo largo de una hendid ura c reada en la roca.

Hasta 70 M Pa.

Módu lo de deformación y estado tens io nal.

del te rreno al ir aplicando E ~ 6.000 MPa. una serie de presiones ..--" -' ;uede ejercer presiones controlad as en suelos. hasta 20 MPa.

E"

Instrumentación geotécnica Magnitud medida

Métodos

E quipos Ci nta de convergenc ia.

Con sistema dc lectura mecánico.

C inta métri ca. Calibre.

Desplazamiento e ntre puntos próx imos

Flex ímetro. Potenciómetro. Con sistema de lectu ra eléctrico.

~V DT .

Cuerda vibrante. Desp laza mientos superfIcial es Desp lazamie ntos e n profundidad

Métodos geodés icos, ni ve lación y colim ac ión.

Topográ fi cos, DOPS.

lnclinómetro.

Cuerda vibrante y olros.

Ex tcnsómeLro.

De hilos o varillas . De lectu ra mecá nica o e léctrica.

Piezómetros abicrtos. Presión inte rstic ial

Tubería aislada.

Piezómetros cerrados.

Cuerda vibrante y otros.

Tuberías piezomét ricas ranuradas*.

Tubería abierta. Transdu cto r de presión ne umáti co.

Células de pres ión total.

Transductor de presión hidráulico. Transductor de presión e léctrico.

Presiones

Mecánicas. Célul as de carga.

Hi dráu licas. Eléctricas .

• S610 en las condiciones expuestas en el Apartado 6.3.

370

ING ENIERíA GEOLÓGICA

Métodos geofísicos aplicados a la ingeniería geológica Método

Eléctrico

Técnicas

Aplicaciones

S.E.Y.

tnterprctac i6n geológica, grado de alteración, cubicación de materi ales, contenido en agua y salinidad.

Calicatas eléctricas

Idem al anterior pero para el estudio de su variació n lateral.

Dipolo·dipolo

Idem al anterior pero para el estudio de su variación a lo largo de una secc ió n.

Sísmica de refracción

Espesor de rec ubrimientos, excavabilidad, cubicac ión de áreas de préstamo, calid ad de la roca, condiciones de cime nt ac ión.

Sísm ica de reflexión

Investigación geológica pro fu nda en obras subterráneas y laderas.

EM en dom inio de frecue ncias

Interpretación geológica, grado de alteración, contenido en agua y salin idad.

Sísm ico

EM en domi nio de tiempos Electromagnético

Y.L. F.

Resist ividad del terre no e n superfi cie, inte rpre tación geológica y vari aciones late rales.

Geo-radar

Huecos y ele me ntos enterrados, con tactos li lOlógicos, investi gación del trasdós de estructuras, etc.

Grav imetría Grav imétrico M icrogn\ vime trí a Magnéti co

Magnelometría

Cro.\'s-J/Ole DOlI/n-IIole Vp-hole

Sísmica e n sondeos

TOlllografía sísmica

Res isti vidad eléctrica Potenc ial espontá neo Conductividad eléctrica Tomografía eléctrica

Eléctrica

Testificación geofísica (en el interior de sondeos)

Gamma natural Gamma espectra l Neutrón Gamma-Gamma

Nuclear o radi activa

ídell/ al anterior pero a grandes profu ndidades.

Sónica o acúst ica

Contactos litológicos con contraste de densidad. terrenos blandos, cavidades, zonas de disoluci ón, zonas de falla.

Idem al anteri or pero de mayor detalle. Ga lerías mi neras abandonadas, huecos rell enos de arcilla, co nducciones enterradas, fall as, diques, masas mineralizadas. Litología del sondeo, velocidad de ondas P y S, módulos di námicos, propiedades resistentes, excavabilidad, espesor de recubrim ie ntos. Interpre tación geo lógica, cavidades, módu los di námicos, ve locidad de ondas P y S, propi edades resistentes, zonas de frac tu ra, zonas de alteración, excavabilidad, espesor de rec ubrimientos. Sa linidad del agua, resiste ncia del materia l, secuencia lito lógica . Fracturas.

.

Inves tigación de arcill as, conte nido en agua, densidad del terreno. Propiedades mecánicas, grado de frac turac ión, secuencia li tológica.

Fluidos

Temperatu ra Cond ucti vidad Veloc idad de fl ujo

Puntos de afl ue ncia de agua al sondeo, niveles freáticos.

Geométri cos

Cali bre Dipmetro Registro de T.V.

Acotación del sondeo, huecos y rracluras, orientación de disconti nuidades.

o

INVESTIGACIONES IN SI TU

371

•

Bibliografía recomendada Clayton, C. R. l. , Matthews, M. C. y Simon, N. E.( ( 1995). Site invest igations. Ed. Blackwell Science. Day , R. W. ( 1999). Geotec hni cal and l'nundation engi neering. McG raw-Hi ll. Joyce, M. D. ( 1982). Site in vestigations practi ce. Ed. E. & F.N. Spon. López Jimeno, C. el al. (2000) . Manual de sondeos. Escuela Técnica Superi or de Jngenieros de Minas,

Madrid.

Prospección geofísica

De Fre itas, M. H. (1992). Lecture notes on site investigatioll . Master de Ingen iería Geológica. Universi-

dad Complutense de Mad rid. De Mello. J. (197 1). Standard penetrati on test. 4'" Panamerican Congress on Soil Mechanics and Foundatioll Engineering. Puerto Ri co. Junio, Vol. I.

Ferrer, M. y Go nzólez de Va ll ejo, L. 1. Ed. (1999). Manua l ele campo para la descripción y carac terización de macizos rocosos en afl oramientos . .IGM E.

Mad ri d. Fookes, P. G. (1997). The First Glossop Lecture. Geological Society of London. Geology for engineers: The geological model; prediction and perform ance.

Rey nolds, J. M. (1997). An introduction to applied and environmental geoph ysics. Jolm Wiley & Sons LId. Telford, W. M. , Geldart, L. P. , Sheriff, R. E. and Keys, D. A. ( 1990). Ap plied geop hysics. Cambridge Un iversity Press. Teledetección Colwe ll, R. N. Ed. (1999). Manual o f remate sensing. Am erican Saciely of Photogrammetry. Shcridan Press .

Chuvieco, E. (2000). Fundamentos de teledetección espacial. Ed. Ria lp. Madrid.

Referencias bibliográficas

QI. JI. Engi neerin g Geology, vol. 3, paJ1. 4. Góme z Laa, G. y Foyo, A. (1979). Ana lysis of , l -senq/

, •.

O)

q,,(bruta) ~ S"N,.

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N , ~ 1,5(N" - 1) tan

N,(---

e n teorías e lásticas, que proporcionan ó rde nes de magnitud razo nables para la estim ac ió n de los increme ntos de te nsió n ve rt ical o ri g inados por una c ime ntac ió n. En los párrafos s ig ui e ntes se inclu ye n algunas solu c iones habituales a e mpl ear en casos prác ti cos. Un mayor número de situac io nes res ue lt as pu ede e ncontrarse e n Jim e nez Salas y o tro s ( 1976) Y e n Poulos y Davis ( 1974).

•

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1

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i óa,

1

Tensiones debidas a una carga puntual en un semiespacio elástico.

CARGA PUNTUAL SOBRE UN SEM IESPACIO ELÁSTICO

Este fue e l proble ma o ri gina l es tudiado por Boussinesq (Figura 8. 13). El resto de las sol uc iones para semiespacio e lásti co provienen de la adecuada integrac ión de otras hipó tes is ele carga más complejas. La ex pres ió n para e l incre mento de tensión verti cal originado por la ca rga puntual P de la figura resulta:

!J.a

,

donde /(1 es un coefic ie nte de intluenc ia que puede determinarse ti partir de consideraciones geométricas med iante la ex pres ión sig ui ente:

+ 11 2 + 2) J III2 + /1 2 + 2 ' , ( 111 + 11 + I + /WII' )

_ 2mll(m 2 /(1 -

2

·H1·csell ·

3P Z3 2" R

=-S

donde

z, R:

parámetros geo mé tricos que de fine n la posic ión elel punto o eleme nto de s ue lo en donde se calcu lan las tensiones.

•

La re lati va co mplejidad de la formulació n anterior puede resolverse de man era se ncilla mediante e l ell1-

TENSIONES VERTICAl.ES BAJO LA ESQUINA DE

La so lución de es le problema (Figura 8. 14), deb ida a Newma rk , permile obtener e l inc re mento de tensió n verti cal a un a profundidad z bajo la esqu ina de un rectá ngulo cargado uniform eme nte con una carga reparlida q. Llamando: 111 fI

= =

L/z

8/z

se tie ne:

1J ~ 1 // / 1,~/ n W q

UN RECTÁNGULO CARGADO UNIFORMEMENTE

/

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1

7

L

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l •

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W!1'!~"lf~Ha:II~'~' Tensiones verticales bajo un rectángulo cargado 1 uniformemente.

404

INGEN IER IA GEOLÓGICA

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1

Tensiones verticales bajo el centro de un área circular cargada uniformemente.

10

m Tensión vertical bajo la esqu ina de un rectángulo

uniformemente cargado (Fadum, 1948: en Jiménez Salas y otros. 1976).

pleo de ábacos de entrada d irec ta. En la F igura 8.15 se reproduce el preparado por Fadum, que permite la o btenci ó n directa del coeficiente de innuencia en fun ción de los parámetros geométri cos 11'1 y n. Como puede aprec iarse, en la expresión de dicho coeficiente se inclu ye ya el divi sor 4n de la fórmu la de Newma rk. No ca be duda de que en la mayoría de los casos interesará co nocer las ten siones producidas por ca rgas rectang ulares 11 0 sólo bajo sus esqui nas, sino tambi é n en o tros puntos del terre no (bajo el centro, un borde, o incluso bajo un punto al ejado del área cargad a) . Para e ll o se puede hacer uso de l princ ipio de superposic ión de la teoría de la e lasti cidad, de forma que basta combinar de fo rma apropiada los increme ntos de tensión produ cidos por un a seri e de rectáng ulos debidam ente se leccio nados . Así, por ejemplo, e l incremento de te nsió n baj o el centro de un,rec tángulo de lados L y B será la suma de los increme ntos de tensión originados baj o las esquina s de 4 sub rectán g u10 s de lados L/ 2 y B/ 2.

• TENSIONES BAJO UN ÁREA CIRCULAR CARGADA UNI FO RMEMENTE

La integ ració n de la ec uación de Bouss inesq bajo el centro de l área de carga da lu gar a la sigui ente ex presió n (Figura 8. 16):

Para pu ntos di stintos del ce ntro de área de carga se puede empl ear la Fig ura 8.17 , que recoge de forma gráfica los inc re mentos de tensión vertical originados po r un a pres ión de intensidad ó'q.\., di stribu ida uniformeme nte en superfi cie sobre un circ ulo de rad io R. El g ráfi co es adim ensional y por simetría tan sólo se representa la müad de l semi espacio, con el eje de ordenadas (profundidades relativas Z/R) coincid iendo con el centro del círculo. En abscisas se represe nta la distan cia re lativa al centro del círculo de carga , X/R. Final mente, los incrementos de tensión vienen dados por una serie de líneas de igual incre mento tensional , relat ivo a la tensión en superfi cie, ó'q j l!!.q,. Este g ráfi co permite vi sualizar de fo rma sencill a e in tu iti va el concepto apuntado sobre la limi tación prácti ca del e fecto de una carga no infin itamente exte nsa. Así, en ]a mayoría de las ap licaciones se puede suponer que el lími te de interés se c ircun scribe a puntos de l terre no en los que e l incremento de te nsió n vertical es de l orden del 10 % de la carga en superfi c ie (para mag nitudes habitual es de dicha carga). Más a Ll á de esta zona, la sobretensión recibida por el terreno es, e n la mayoría de los casos, lo suficie ntemente pequeñ a como para que sus efectos sean comparativame nte inapreciabl es . Si se obse rv a la Fig ura 8.17 se puede apreciar que la zona de finida por el l O % de la carga en s uperfic ie forma un «bulbo» qu e se ex ti ende e n profundidad hasta aproximadamente 2 diámetro s (o 2 an chos) de l área de carga. Esta zona de especial inf1uenc ia se denomina «bulbo de tensiones» .

~

CIMENTACIONES

405

F.

• .

, ,

Ejemplo de cálculo de distribución de tensiones en el terreno Determinar el inc re me nto de te nsión vert ical originado por el rectángul o cargado uni fo rmemente de la Figura a una profundidad z bajo un punto c. alejado de él. Dado qu e el punto de cálculo sol icitado no se sitúa en la verti cal de la esquina del rectá ngulo cargado. es necesari o aplicar e l principio de superposición. Para ello, en la fig ura se han trazado ull a seri e de subrectúngulos.

.1t b

IL'

e

Como corolari o inmediato (Figura 8. 18), si se ~ vé ejecuta r un a cime ntac ió n di recta de ancho -S, la pro fun d idad mínim a de invest igació n (so ndeos, e tc.) deberá alca nzar aproximadame nte un a profundidad 28 por debaj o del ni vel previsto para ésta. Por otra parte, si se trata de un edificio c imentado por za patas separadas me nos de 3 a 4 anc hos, Jos bu lbos de te nsiones se solapaní n en profundid ad, por lo que habrá qu e considerar la cimentac ió n co mo si tuvie ra el a ncho tota l de l ed ificio; es deci r, co mo si se tratara de un a c imentac ió n por losa.

La estimación de asientos en suelos Consideraciones generales El cálc ulo de as ie ntos es qui zás un o de los proble mas más comp lejos de la mecá ni ca de l sue lo. Ex iste n en la actu a lidad vari os procedimientos pa ra abordarl o, co n resul tados bas tante di spares, lo que indica que no resultan suficientemen te satisfactori os. El proble ma se compli ca aún más c uando se han de predecir as ientos

406

INGE NIERIA GEOLÓGICA

Llamando !::::.(J (1

2) al increment o de tensión ver-

' 3 4

de

ti cal originado a una profundidad z bajo la esquina un rectángulo de vérti ces 1, 2, 3, 4 cargado uniform emente co n una carga repartida q, se tendrá:

e)

g

- /1([

(a

e)

' d"

-

~) Como puede ap reciarse. tod os los sub-rectá ngul os seleccionados cuentan con una esquina en la verti ca l de l punto de cálculo deseado, de manera qu e la ad ició n y sustracción apropiada de efec tos permite determinar las tensiones so licitadas. Bastaría a continu ac ió n con deterrnjnar los inc re mentos de tensión a una profundidad z correspondie ntes a la esqu ina de cada rectángu lo de la exp resió n anterio r y sustituirlos en la mi sma.

diferenciales en un a estructura, dado que la interacción entre ésta y el terre no da lugar a un a reorgani zación de cargas y mov imjentos asoc iados. Las difi c ultades e n la predi cció n ele as ientos provie nen en primer lugar de la mi sma natural eza del suelo. Así, son fases fund amenta les de es tud io la reali zació n de un a ca mpaña de reco noci mi e ntos apropiada, la obtenc ión de un perfil geológico-geotécnico fiable y la obte nció n de los pa ní me tros deformac ionales de l terreno. En los últim os años se han desarro llad o mode los co nstituti vos sofi sticad os que permite n, mediante e l empleo de herram ie ntas de cálc ulo num éri co co mo los e le mentos fi nitos, efectuar aná lisis de situac iones complej as. El mayo r proble ma de es tos mé todos suele radicar en que usualmente requi e ren la dete rminación y utihzació n de un núme ro co nsiderab le de pará metros de l suelo, de d ifíc il y costosa es tim ación, tanto en campo como e n laborato ri o . En es tas circun stancias es obv io qu e sólo para los casos más singul ares res ulta eco nómi cam en te interesante e mplear siste mas de análisis avanzados. En la práctica más habitual es prefe rible concentrar los esfuerzos inves tigadores e n la

-

1 determinació n de parámetros senci llos, representati vos del terreno, y empl ear algún método de cálculo, ta mbién sencillo, que proporcione resultados suficiente mente aceptab les.

!(

aq,

o

rr= ~

1

--

1 .r= w;,

lo,~

zR

./

/.~, JI /

./ / I ./ J / /

"'

'\

1\

Asiento instantáneo, de consolidación primaria y de consolidación secundaria

!\

/

...- , /

\

/ V /

2F"

\

1/

/ ,/

3

En los apartados siguientes se describe una metodología de predicció n de asientos para casos habituales de cime ntaciones directas.

.\ 1\ '\

./

/

1.15

R

J

1/

/

--

V V

~

I

,/V

/ O, )5 /

4

Increm entos de t ensión vertical baj o un área circular cargada uniformemente.

~48

I

" 1--8 l' "" "" "" "

I

---j1~

-- .-¡ - -

>----¡¡-------¡¡---
----¡¡---
Qpunla

m;m

-~

80

40

Zona activa superior

30

1,5 O

Zona activa inferior

30

1,5 O

Zona de seguridad

Qlotal

S (asiento) Qh _ Qh +Qh lolal pu nta fuste

W!i!¡':'.!;' Definición de zonas según la Norm a Tecnológica Española (N.T.E.).

414

INGENIERiA GEOLÓG ICA

W!i1f':fi' Ca rga de hundimiento en pilotes.

40'

Determinación de la carga de hundimiento

"

30'

m

~

20'

:'!'

10'

ID

T T

N

~

• CARGA DE HUND IMIENTO POR PUNTA

O

La carga de hundimiento por punta de un pilote es igual al área o sección tran sversal de l pilote multiplicada por la tensión unitaria en la base del pi lote que produce la rotura (Fi gura 8. 30). La ex presión genera l de dicha presión unitaria (qp)' en términos de tensiones efectivas brutas res ulta:

, - "N q,,-c

60

50

40

30

20

10

O

00 ~o

Valores de Nq

If'i~-

20

40

60

80

Valores de Ny

Factores de capacidad de carga.

I

( 1)

+ qO"IJJJ ' " + '2 D y"N )'1' nulares (gravas , arenas y limos sin cohesión), la cohesión efectiva resulta nu la, de manera qu e:

donde: N cp • N'II" N Yf! son los factores de capacidad de carga, que depende n exclusivamente del ángulo de ro zamiento interno efectivo del suelo y que

pueden obtenerse del ábaco de la Figura 8. 3 1. e' es la cohesión efectiva del terreno. q~ es la tensión efectiva vertical debida a la sobrecarga de tierras al nivel de la punta del pilote. D es diám etro del pilote. y" es e l peso específico del sue lo. Esta fórmu la es se mejante a la que proporcio na la presión de hund imiento de las cimentac iones superfi c iales. En e l caso de los piJ otes, sin emba rgo , e l terce r término de este polinomio es, en ge neral, muy pequeño frente a los otros do s, y suele despreciarse. Cuando se trata de pi lote s ejec utados en suelos gra-

-

q6

~ ~ ~ ~ ~

- - - - ----- - ---- -- -- -

iii

~ ~ ~ ~ ~

- - - - - --- -- - -- -----

Seg(m esta ex presión, para un determinado terreno con un cierto án gulo de roza mi ento interno, el factor de capac idad de carga Nf/p es una constante y, por tanto , la pres ión unitaria por punta crece proporcionalmente a q~, de forma lineal con la profundidad a que se encuentre la punta. Esto sólo es enteramente c ierto hasta unas determinadas profundidades. En e nsayos a escala real se ha podido comprobar que, efectivamente, la presión unitaria por punta en suelos granu lares c rece proporcionalmente a la longitud del pilote, pero a partir de una cierta profundidad permanece aproximadamente constante. Esa profundidad, a partir de la cual no se debe considerar crecimiento al guno, es aprox imadamente igual a 10 veces el di ámetro del pilote e n el caso de are nas sueltas y, a 20 veces el diámetro del pilote, en el caso de arenas densas. En suelos arcillosos, las condiciones más desfavorable s se sue le n producir inmediatame nte tras la carga, es decir, antes de que los excesos de presión intersti c ial generados hayan podido di siparse. El cálculo sin drenaje se efec túa en tensiones totales, adoptando q, = O, C = S"' Para un án gulo de rozami ento nulo resulta qu e Nqp = 1, ge forma que descontando e l peso propio del pilote, la presión total neta de hundimiento q" es igual a: Para el caso considerado N q ) = 9, de donde se deduce que la pres ión neta de hundimiento por punta e n arc ill as es igual a 9 veces la resistencia al corte sin drenaj e o, lo qu e es lo mismo, a 4,5 veces la resistenc ia a compresión simple.

qp

HO m'IIf'.""

O'

Tensión de hundimiento por la punta.

•

CARGA DE HUNDIM IENTO POR FUSTE

A lo largo de l fu ste de un pilote e l terreno presiona hori zontalmente sobre él con una presión efectiva a;" que varía con la profundidad (Figura 8.32) .

~

CIMENTACIONES

415

• r-

z

+a; L

D~

~ q,

dz

a'h

rr[3Jó

-

U4!iif':ftj

Determinación de las tensiones tangenciales en el

fuste.

La ex presión general de la tensión tangencial Cf¡ qu e produce el agotami e nt o de la resistencia por e l fuste de un pilote es:

ql =

c;, + a;r tan D'

donde:

a;, es la tensión efecti va horizontal. /j' es el ángulo de rozamiento terreno-pilote.

c;,

es la adherencia efectiva mo vili zable e ntre terreno y pilote.

Como puede apreciarse, la tensión unitaria q¡ se compone de dos términos, uno debido al roza miento de las tierras con el pilote y otro a la adherencia entre ambos; el primero es semejante a la resistencia friccional y el segundo a la resistencia por cohesión. La presión efectiva hori zo ntal sobre planos verticales en un suelo es proporcional a la presión vertical efecti va sobre planos hori zontales, es decir:

En e l caso de terre nos heterogéneos formados por di stintos estratos, la integrac ión deberá hacerse parcialmente para cada estrato y, des pués, procede r a sumar las cargas de hundimje nto que proporciona cada te rre no. En realidad, el método de instalació n de los pilotes tend ní sie mpre un a cierta influencia en la mov ili zación de la resiste ncia por el fuste. Así, e n e l caso-de los pilotes excavados resulta intuitivo pensar qu e la apertura de la pe rforación podrá dar lugar a una relajación de tensiones e n la hori zontal. En es tas condi ciones, el coeficiente K será probablemente infe ri or al de e mpuje al reposo Ko' Por el co ntrario, los pil otes de desp lazami e nto te nde rán a co mprimir latera lme nte al te rreno ci rcundante, de forma que el coeficiente K resultante será pro bable mente superi or a K(l' En lo que se refi e re a la adhere ncia efecti va movilizable, C;" su valor depe nde rá tamb ié n de la ejec ució n del pilote. Así, si se produce un cierto remoldeo en la zona de contacto terreno-pi lote, lo probable es que ti enda a a nul arse. Por úllimo, el fu ste de un pilote sue le resultar bastan te rugoso , por lo que al alca nzar la tensión límite, qf' la rotura se producirá probablemente a través del propio terreno cercano al pilote, dentro de la zona remoldeada de suelo. Esta forma de rotura, aparenteIll ~n te más senci lla que otra que vaya adaptándose y sorteando las rugosidades del prop io pilote, parece sugerir qu e el ángul o de roza miento efec ti vo, (5', puede tomarse igual al ángul o de rozami ento interno efectivo del suelo remoldeado. A partir de estas ideas básicas, Burl and el al ( 1977) sugiere e mpl ear las siguientes expresiones de la tensión límite por fu ste:

Arcillas normalmente consolidadas Si se supone que la instalación del pilote no altera las condiciones iniciales del terreno, dicho coeficiente será el de empuje al reposo (Ko) definido en el Apartado 2.5 del Capítulo 2. La resistencia total por el fuste de un pilote será entonces el resultado de integrar las tensiones por fuste que producen el hundintiento a lo largo de toda la longitud y del perímetro del pilote, es decir:

Q~"" =

f

q¡ = ( 1 - sen '. • K = 0,5 para arenas sueltas. • K = 1,0 para arenas densas. •

1,6

APLICACIÓN DE LA N.T.E.

Los apartados anteriores muestran algunas consideraciones fundamentalmente teóri cas en cuanto al cálc ulo de pilotes . No obstante, existen otro s procedimientos de carácter semiempir ico qu e resultan de uso muy co nvencional e n la práctica. En España so n de especial relevanci a las Normas Tecnológicas de la Edificación (N.T.E.), de las que existen dos específicas dedicadas al diseño de pi lotes de hormi gó n armado: N.T.E. ePI para pilotes ill. sifu, y N .T. E. e pp para pilotes prefabricados. Su empleo es muy se ncillo, ya que se ap lican tablas de entrada di recta qu e proporcionan las resiste nci as por punta y fu ste para un amp lio abanico de diámetros de pilote. En lo que respecta a sus consideraciones de di seño, para suelos arenosos los parámetros geotéc ni cos de e ntrada son el SPT, o la resistencia por la punta del penetrómetro estáti co. Con re lación a los suelos cohesivos, los parámetros uti lizados son la resiste ncia a la compresión simple o la resiste ncia por la punta del penet ró metro está ti co. Finalmente, las N.T.E. recoge n tamb ié n criterios de dime nsionamiento para pilotes en roca o en gravas.

Grupo de pilotes La carga admisible de un grupo de pi lotes no es igual, en gene ral , al producto de la carga admisible del pilote individual por el núme ro de pilotes que forma el grupo. Para obtener la carga de hundimie nto del gru po es preciso mu ltipli car la carga de hundimiento de l pilote individual por el número de pi lotes del grupo (11) y por un det.erminado fac tor de eficiencia (E): Q hgrupo -EQh 1/. ill di\'idll~ 1

O O

2

4

6

8

Espaciado slD Coeficiente de eficiencia para grupos de pilotes

(Oteo. 1980).

En arcillas blandas y medias, el coefi ciente de eficiencia es en general inferior a la unidad, lo que signi fica qu e la resiste ncia del grupo es menor proporcionalmente a la resistencia del pilote indi vidual. Sin embargo, en el caso de are nas flojas y med ias, la instalación de los pilotes, especialmente si éstos so n prefabricados e hincado s, puede producir una densificación y mejora de las característi cas de resistencia y deformabilid ad del terre no, por lo que normalmente E > 1, aunque no suele adoptarse en cálc ulo un coeficiente E superior a la unidad. Obviamente, el coeficiente de eficiencia es función no sólo del tipo de suelo, sino también de la di stancia e ntre ejes de pilotes dentro del gru po, es decir , depende del es paciamiento s/D, donde s es la distancia entre ej es de pil otes y D el diámetro de los mismos. La Figura 8.33 muestra los valores empíricos habitualmente empleados para la efi ciencia del grupo. Como puede apreciarse, e n caso de arc illas E oscila e ntre O,7Ó y 1, para espaciamientos en tre s/D = 2 Y s/D >8.

Rozamiento negativo sobre los pilotes Supóngase un pi lote que atraviesa suelos blandos y se empotra su punta en un es trato duro y competente (Figura 8.34a) . Si sobre la superficie del terreno se coloca un relle no o una sobrecarga de magnitud y ex tensión importantes, el suelo blando sufrirá un asi ento qu e puede ser considerabl e. El mismo probl ema puede plantearse si, e n luga r de ulla so breca rga en superficie, se produce un rebajamiento de l ni vel freático

~

CIMENTACIONES

417

•

K ------

~

~ ~ ~

~ ~

Suelo blando

~

~

~

~

~

~

'o

b)

a)

Sobreca rga en superficie alrededor de un pilote y perfil de asientos correspondiente.

Rozamiento negativo.

dentro de l suel o blando. La co nsigui ente di sminu ción de las presiones intersti ciales dará luga r a un aum ento de las te nsiones vertica les efec ti vas y, consigui entemente, a un as iento de l terreno. Ante esta situación, e l pi lote. bien apoyado en su punta, impedirá qu e el terre no de su alrededor suf ra el mi smo asiento que el resto del sue lo, dand o lu gar a un perfil de as ientos como el de la Figura 8.34b. Estos asientos de los suelos blandos al rededor de los pilotes hacen que el terreno qu ede como colgado de e llos, produciendo e n el fuste del pilote, un as te nsiones tange nciales diri gidas hacia abajo que, en co njunto, reciben e l nombre de rozamiento negativo. Estas te nsiones pueden dar luga r a un inc re mento muy considerable de la carga en los pil otes. La tensión tan gencial de rozamiento negativo puede exp resarse como:

¡;, = K.,.a;, ta n (5' En fun ción de la naturaleza de l te rreno, e l producto K.

P, = ( 10,5 - 8,5)y", = 2

t/m'

De igual forma se obtienen:

altura del punto A respecto al plano horizon ta l de referencia

P" = djfere ncia entre la presión del punto A y la presión atmosférica y", = peso específico del ag ua

t/m' t/m'

t/m' = 2,5 t/m'

P, = 3,5

P, = 4,5

P, = 4

P,

Tuberra de medida

y el valor de la presión P en el punto será:

PA = (hA - ZA)Y"

I

1_J.J++'-t----1'-

Sobre un plano AB que atraviese el ta lud, la presión ejercida se calcul a de igual modo para un número discreto de puntos de esa superfi cie. E n el ejemplo de la Figura B se pueden medir las alturas z y h (altura piezométrica sob re la línea de referencia) de los puntos considerados:

Dislribución de presiones a lo largo de una equipolencial

_ _ __ _Ll.o..e.a de referencia

WliMf"

Red de flujo de un talud. Altura piezométrica cor respond iente al punto A.

__~==::::::==~==- NF B

5

Línea de referencia Cálculo de presiones sobre los puntos de un plano que atraviesa un talud (laME, 1987)

~

TALU DES

437

• los métodos para la dete rm inac ió n de la resiste ncia al corte de d iscontinuidades. Los planos de ro tura se puede n ge nerar a favor de di scon tinuid ades y a través de «puentes» de matri z rocosa; estos últimos aportan, e n general, resiste ncia al conjunto.

/ ~7 ----- ' - - - '~---~ _ _ _ ..:...:~ .....:. _ ,:.....~ _ _ _ _ .7 Trayectorias de _ _ _ _ _ _\

, _______

------~

_\ ~ _ _ _ _ _ ~ es fu erzos " 2' ... I m_ _ _________ . horizontales

~

' r-------

Tensiones naturales Las tensiones natura les pueden jugar un papel importante en la estabilidad de los taludes rocosos. La liberación de te nsiones que puede supone r la excavación de un ta lud puede ori ginar ta l decompresión que el material se transforma y fragme nta po r las zo nas más débiles y pasa a comportarse como un suelo. Este efecto se ha comprobado en ex plotacio nes mineras de Córdoba en tal ud es lu títi cos so metid os a elevadas tensiones in ternas, fragmentándose la «formación rocosa» hasta q uedar co nvert ida e n un material granular con fragmentos centimé tricos (con varios metros de es pesor desd e la superfi cie del talud), dando lugar al des moronamiento de tal udes. El estado tensional de un talud depende de su co nfig uració n geométri ca y del es tado de te nsiones del macizo rocoso previo a la excavación. En la Figura 9.9 se presenta un ejemplo de la di stri bución de los es fu erzos litostáti cos después de reali zar una excavac ió n. En excavac iones profundas, las elevadas tensiones qu e se gene ra n e n zo nas singulares co mo el pie del talud pueden dar luga r a co ndi cio nes de desequ ilibrio, llegando incluso a producirse deformacio nes plásti cas. También e n la cabecera de l talud se ge neran es tados tensionales an isótropos con co mpone ntes traccionales que provoca n la apertura de grietas verti cales. S i un maci zo rocoso está so meti do a tensiones de tipo tectó ni co, al reali zarse una excavación ti e ne lugar la liberac ión y redi stribución de las mis mas; esta modi ficación del es tado tensional previo co ntribuye a la pérdida de resistencia del mate ria l. Las discontinui dades y las zonas co n es tructuras co mpresivas (por ej emp lo pliegues) puede n co nverti rse en zonas de debi lidad por la apa rición de te nsiones d iste nsivas o tracc ional es. El efecto de relajació n qu e produce la excavac ión puede dar lugar a desplazami entos e n el macizo rocoso, al te nder a un nuevo estado de eq uili brio, generándose grietas o aperturas de los plan os de di sco ntinuidad, que juega n un pape l impo ttante en las fases in icial es de los procesos de inesta biLidad. Este reajuste es func ión tamb ié n del tipo, estructura y resistencia del macizo, y di sminu ye co n e l ti empo. El estado tenso-de fo rmacional de un mac izo rocoso de be ser considerado en los aná li sis de estab ilidad si puede afectar a su co mpo rta mi e nto y propiedades resistentes, sobre todo e n excavaciones profundas (a

438

INGENIERíA GEO LÓGICA

~'' '-' _

_

_

-----

_

_

_

-

_ ' - o riginales

- - -

-

-, - .

'--

Trayectorias de esfuerzos inducidos por la excavación

Modificación de tas trayectorias de los esfuerzos horizonta les originales co mo consecuencia de una excavación,

partir de 50 m). Un aspecto importante es la relac ión e ntre las tensiones vert icales y hori zon tales, K = uu/u v. En función de su resiste ncia, dos macizos rocosos sometid os a igual carga vertical, puede n soportar Illu y di stintos empujes hori zontales. Fenó me nos geológicos como la erosión o los procesos neo tec tónicos pueden contribuir a la variación de las relaciones entre (J H Y (JI' en una zo na. Es tos aspectos se tratan en el Apartado 3.7 del Capít ulo 3.

Otros factores Las sobrecargas estáticas y las cargas dinámicas que se ejercen sob re los tal udes modifican la di stribu ció n de las fu erzas y puede n generar cond icio nes de inestabiLidad. Entre las primeras están el peso de estructuras o edificios, u otro tipo de ca rgas co mo rellenos, escombreras, paso de vehículos pesad os, etc. que, c uand o se eje rcen sobre la cabece ra de los taludes, aportan un a ca rga adi cional que puede co ntribu ir al aum ento de las fue rzas deses tab ilizado ras. Las cargas din ámi cas se deben, principalme nte. a los mov imi entos sísmi cos, natural es o inducidos, y a las vibrac iones producidas por voladuras cerca nas al ta lud . El pri ncipal efecto en los macizos rocosos fracturados es la apertura de las di scon tinu idades preexistentes, co n la consigui e nte reducción de su resistencia al corte, y la ind ividuali zació n y caída de bloques ro ~ cosos. En casos de fuertes movimientos sís mi cos, las fue rzas ap licadas de fo rma instantánea pueden producir la rotura gene ral del ta lud si ex isten condi ciones

Superficie del terreno

O~i~~~~~~_____ _r-_ _ _ _ _ _--='- - - --c;...-:---.-J...

----

,Superficie freática original f

y

'" '"

I

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1

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1

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1

I 1

I

I

I

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I

1; . 1

CD

CD

t'

I

1

1'2' /\61

/

®/ ___ - - y. 1 ,-

/ -+----- Superficie freálica tras la excavación

1

f

- - 1-1

---' 1

1

1

1

/

Infiltración

Infil tración

+HHH 1 1

a) y su buzamiento debe ser mayor que su ángulo

.'

.

,/ . .

.,.,,

;

d

,

•

:.,

",,/ .

--

./

a) Rotura plana.

'

......

b) Rotura circular de pie.

/

~--' --e) Rotura circular profunda. Tipos de superficies de rotura en suelos.

440

INGENIERIA GEOLÓG ICA

, o, '

., , ,

,.

/ / , \ Estrato blando ~

d) Rotura según una poligonal.

Relación un - T

Tipo de rotura 0,8

)

400

~

0,6

;;CL

H

6 "

Descripción

Relación H - '"

Rotura plana a favor de discontinuidad (estratificación , esquistosidad, junla).

300

"O

o

0 ,4

J!j 200

0,2

;;: 100

00

~

2

0,2

0,4

0,6

0,8

0 20

1,0

(MPa)

0n

0,8

40 60 8090 Angulo talud 1°)

400

Superficie de rotura escalonada en macizos rocosos formados por bloques.

i = 10°

1

H

j

~

0,6

;;-

CL

6

J!j 200

0 ,4

~

o

~ 100 00

0,2

0,4 0n

0,6

0,8

\1f

O ~L1~~LLL--L_~~L--L_~~

O

10

20

30

40

50

60

Angula de talud

70

60

90

'/¡

Estabilidad de taludes homogéneos en terrenos con rozam iento interno (Taylor . 196 1: en Jiménez Sa las y otros. 1976). En la zona A el círculo crítico de pie queda totalmente por encima del pie del t alud. En la zona B el círculo de pie más desfavorable penetra por debajo del pie del ta lud . Pa ra el significado de O y .¡; ver Fig ura 9.3 1.

• ÁBACOS DE HOEK y BRAY

Basados en el método de Tay lor, los ábacos de Hoek y Bray ( 198 1) permite n el cálc ulo del coeficiente de

seg ur idad de taludes e n sue los con roLu ra circular por e l pie del talud, de for ma rápida y sencill a, a partir de

~

TALU DES

451

•

.

I

I

•

Ejemplo de aplicación del método de Taylor Se quiere conocer el coeficiente de seguridad de un tal ud de 10111 de altura

y 30° de inclinac ión, en un terreno con

una cohesión de 1 l/ m 2, UIl rozamiento intern o de 18° y un peso específico aparente de 1,8 t/ m3 , En pri mer luga r se supone que e l coeficien te de seguridad referi do a la cohesió n F(. tie ne un cien o va lor, por ejempl o 1,3, COIl lo qu e se puede determinar el núm ero de estab ilidad , NI':

c* c/r~. 1/ 1,3 = = = 0042 yH yH 1,8 x 10 '

e ntre a mbos. S i se vue lve a tantea r con otro va lor de Fe' po r ejemplo 1,20, se obtie ne Pi> = 1,21, por lo que el coefi ciente de seg uridad rea l será igual a 1,205. S i se desea a veri guar la inclinación de un ta lud qu e te nga un coeficiente de seg uridad F = 1,5 Y una altura de 15 m, e n un terre no co n parámetros igual es a los del eje mpl o a nterio r, se ap lica el coeficiente de seg uridad de 1,5 a e y a tg q" co n lo que e l número de estabilidad será:

N = -

,

Si se introducen en el ábaco de la

~3 este va-

lor y el ángulo del talud (301') se obtendría un ángulo de roza mi e nto para e l eq uilibrio lím ite, t/J*. de unos 16,5". El coeficiente de seg uri dad res uhante frente al rozamiento será:

tg q, tg 18" P = - - = - - = 109 "

tg q,':'

tg 16,5"

'

Este valo r es inferior al va lor supuesto de 1,3, po r lo que el coeficiente de seg urid ad real estará compre nd ido

H

N= , 1,81/ x1,515

= 00247

'

y e l va lor del rozam ie nto para el equili brio límite:

tg q, tg 18" tgq,* = - = -- = 02 166 P", 1,5 '

=

q,*

12,22"

Introduciendo en el ábaco de la Figura 9 .33 los va lores de NI' y de 1>* se obti ene un ángul o de inclinac ió n del talud de unos 18u , que es e l va lor buscado.

Se consideran cinco casos con res pec to a la situación de la superficie freáti ca e n el talud , desde seco a saturado, con flujo para lelo al talud, e n funció n de lo qu e se e li ge un o de los cinco {¡bacas de cálc ul o. En e l Rec uadro 9.3 se presenta un ejem plo de ap licació n; para otras situaciones del ni ve l freá ti co de be n aplicarse los ábacos correspo nd ientes, incl uidos en la bibliografía cilada . • MÉTODO DE REBANADAS. METODO DE BISHOP

H =Ns~~1F YAV

WlilfFf§1

YAV=

Ay aparente + B Ysumergido A+B

Corrección del peso específico para ut ilizar los ábacos de Taylor.

los datos geo mé tri cos de l talud y de los paráme tros resiste ntes de l sue lo. Se asume n las hipótesis: El material de l talud es homogéneo. Se co nsidera la ex istencia de una grieta de tracción. La te nsión norm al se concentra en un úni co punto de la superfi cie de rot ura.

452

INGENIERíA GEO LÓGICA

La hipótes is de Taylor asume que las tensiones no rmales e n la superfi cie de rotura están concentrad as en un ún ico punto, lo q ue supone un cierto error, a unque, en general, qu eda del lado de la seg urid ad. Además, el ábaco de Taylor solo pe rmite introd ucir la presencia de agua en el caso de suelo homogéneo y ni ve l freá ti co horizontal (Figura 9.34). Para ev itar estos inconveni e ntes, Bishop desarrolló en 1955 un m étodo «d e rebanadas», el m étodo de Bishop, con las sigui entes hipó tesis y desarroll o (Rec uadro 9.4): Se supon e una superficie de rotura circ ul ar. La masa desli za nte se di vide e n 11 rebanadas o faj as verticales.

.... Cálculo del coeficiente de seguridad de un talud en suelos con los ábacos de Hoek y Bray Se desea obtener el coeficiente de seguridad de un talud excavado en suelos de altura H = 12 m e inclinación Ij; = 35°, parcialmente saturado, y con los parámelros resistentes del suelo e' = 1,5 t/ m2, q; = 25" Y Y = 1,8 t/ m 3 . Para la obtención del coeficiente de seguridad se siguen los pasos:

4H -.-------- --- ---- ---- - -- --- --

--------¡-

------ - - ~--

Hi

. .

Se seleccio na el ábaco correspo ndiente según la posición del ni vel freát ico en el talud ; en este caso, la superficie es asimilable a la de la Figura A, qu e se corres ponde con el ábaco 11, " 3 (Figura B),

mil",.,

Hipótesis n,o 3 para la situación de la superficie freática en el talud, correspondiente al afloramiento del mismo a una distancia 4H desde la coronación del talud.

o 2,0

1,8

e 1,6

yH tanlp

1,4

1,2

~

F 1.0

0.8

0,6

0,425-- 0,4

1,5

0,2

2,0 I

o

O

I

I

I 0,02 0,04 0,06 0,080,10 0, 12 0, 140,16 0, 180,20 0,22 0,240,26 0,280,30 0,32 0,34

t

0,063

&",*8:.

I

00

e yHF

Ábaco n,O 3 de Hoek y Bray para rotura circular en suelos,

~

TALUDES

453

• Se calcula el valor de la expresión c'/(yHtg CP~r' Si se considera la intluencia de una fuerza extel"~ na, ésta puede ser favorable o contrari a al deslj zamiento. Para anali zar el equilibrio del bloque debe calcularse la res ultan te, W"" entre el peso W y la fu erza ex terna r, con la qu e se reali za el cálculo de igual forma que para los casos anteri ores. Según este nuevo vec tor caiga denlro o fuera del cono de fricción, el bloque será estable o inesta ble (Figura 9.4 lc) . El coeticiente de seguridad para este caso es: F

= (R + RJ/S, = ( W, cos rtg "p)/(W, sen T)

intersección

W cosa

Na =N¡cosó a Nb==N,cosób

b)

N

1M';

F~ -

19o¡

s

o F = (tg "p/tg T)

siendo r el án gulo entre el vec tor N e Y el vec tor W". -

WiliffltJ a) Representación de los conos de fricción y de las fuerzas actuantes sobre los planos de cuña. b) Proyección estereográfica.

Cono de fricción para el caso de una cuña

Pa ra el caso de una cuñ a deben considera rse los ángulos de roza miento correspondien tes a los dos planos de discontinuidad (Figura 9.42a). La fuerza resistente en el plano de cuña A es la res ultante Q" de la fuerza normal N" y la fu erza resistente RII que actúa paralela a la línea de intersección de ambos planos. De igual fo rm a, para el plano B la res ultante será Q/¡. En caso de qu e la co hes ión sea nula, R" y R" representan los radios de la base de los conos de fri cción de la cuñ a sobre los planos A y B respectiva mente. Las dos fuerzas Q" y Qb se pueden componer en un plano qu e co ntiene a la línea de intersecc ió n, dando luga r a la resultante Q¡. El plano PQ contiene a Q¡, Q" y Qb' De igual form a, si en la Figura 9.42a) se dibuja la res ultante de los vec tores N" y NI> en un plano paralelo a la línea de intersección, se obtiene N¡ , vector comprendido en el plano PN qu e a su vez contiene a N¡, y a Nu' Los vec tores N¡ y Q¡ y el vector peso W representan la fuerza res istente R (vector R) y la fu erza desestabil izadora S deb ida al peso (vector W-N) qu e actúan so bre la cuña. Su proyección es tereográfica

sobre la línea de intersección de la cuña se presenta en la Figura 9.42b) ( W se representa en el centro del es tereograma). El coeticiente de seguridad será, pues, la relac ión entre las magnitudes de estos vec tores, o la relación entre las tan gentes de los án gulos ; (form ado por los vec tores N;-Q) y T; (formado por los vectores N;- W): F = tg

Jtg T;

Cálculo del coeficiente de seguridad de la cuña Los datos necesari os para resol ver el problema son: Dirección y buzamiento de los dos planos de cuña. Áreas de los planos. Peso de la cuña. Valores de la fri cció n y cohesió n de cada plano. Valores de los esfuerzos hidrostáticos que actúa n normalmente so bre cada plano de la cuña. En caso de cohesión nula en los dos planos de cuña, los pasos a seg uir se describen a continuación . En

~

TALUDES

461

......---------------------------------------------.

~

el Recuadro 9.6 y en las Figuras 9.43 y 9.44 se inclu ye un eje mplo del procedimiento, con el desarrollo de todos los pasos. l.

Se representan e n el estereog rama los planos A y B Y sus polos correspondientes, NII y N¡" Y se dibuj a la línea de intersección e ntre los dos planos.

N

a)

I

I I

N

N ,, -------al 1

, -

I

------1N I

1

.

b

I

1 I

I

I

Plano B

s N

b)

--

2.

Se trazan dos círc ulos máxjmos desde el punto de intersección de Jos dos planos hasta el pol o de cada uno de ellos, N" y N" (Figura 9.43a). 3. Se dibujan los conos de fri cción de cada plano alrededor de su polo correspondi ente (marcando los grados correspo ndientes a 4>" y ep¡, en todas direcciones alrededor de N" y NI> respec ti va mente, y siempre según círculos má ximos). 4. Los puntos donde se cortan los co nos de fri cción con los círculos máximos trazados en 2) definen los puntos a y b (Figura 9.43a). 5. Se traza un círcu lo máxi mo que pase por los puntos a y b. Este círculo rep resenta al plano PQ que contiene a los vectores Q", Q" y Qi' que qu edan re presentados e n el estereogram a, respec tivamente, por O-a, O-b y 0-;, siend o i el punto donde este círculo máximo co rta a la línea de intersección de los dos planos A y R , Y siendo O el centro del estereograma, donde queda proyectado el peso W del bloque. 6. Se traza un círculo máximo que una los polos NlI y N,,; el corte de este plano con la línea de intersección determina el punto Ni (punto de aplicación del vector Ni' resultante de las normales NlI y NI> sobre la línea de intersección), y este círculo representa al plano PN qu e co ntiene a NiI • N¡, Y Ni' quedando representados estos tres vectores en el es tereograma por O-NII , O-N" Y O-Ni'

Una vez dibujados los puntos Ni e i, se puede medir el ángulo de rozamie nto aparente co rrespondiente a la cuña, SOO kg angulosos o rectangulares. con huecos enlre bloques s: 12 cm . Talud exterior s: 1 H : 1 V,

'\

las presio nes intersti ciales, creando empujes hidrostá-

,. TERRENO NATURAL

Y de menor i nclinac~·ó~n~~~?

que el talud interior "'"

_~~~~~~?~~

Filtro entre escollera y terreno. Malerial granular de tipo pedraplén y lám ina geotextil

QL-_~_-", 5, m

\

Bloques de > 300 kg con hormigón H-150 en el cimiento de la escollera. Relación volumen hormigón/escollera :: 1/3. Anchura m (nima :: 2 m. Profundidad minima

=1 m

Est abilización de un t al ud m ed iante escollera .

Wlili:l.!i~'fE·fE·~f~;¡¡iI'

Medidas de estabilización en un talud de carretera de la Autovía A-92: colocación de una escol[era para reforzar el pie del talud. escalonamient o y retaluzado del áng ulo general y, en primer térmi no, zanja rellena de grava para drena r [a zona de pie (foto M. Ferrer).

bloques q ue se despre ndan y rotura s loca les del ta lud, para insta lació n de medidas de drenaj e y accesos para las o bras de sanea mi ento y. contro l e1 e l talud.

Medidas de drenaje Las med idas de drenaje ti ene n po r fin a li dad e limina r o disminuir e l ag ua presente e n e l talud y, po r ta nto, las pres io nes inte rstic ia les que actú an como factor desestabili zador en las superfici es de ro tura y gri etas de tracci6 n. Ade más, e l ag ua redu ce las pro piedades resistentes en determinados tipos de materi ales. Estas med idas son, ge nera lmente , las más efectivas, ya q ue

ti eos, rebland ec ie ndo e l terre no, eros ionando e l pie de l talud , etc. El drenaje puede ser superfi cial, medi ante zanjas de dre naj e y canali zac io nes, O profundo. mediante drenes hori zonta les o «cali forn ianos», pozos o drenes

vertica les, ga le rías de d renaj e y pantallas dre nantes. Los ele mentos d renan tes puede n ser pun tua les (como los pozos O drenes) o co ntinuos (zanj as y ga lerías) . En la Fig ura 9.54 se mu estra n alg un as medi das típicas de d re naj e y de pro tecció n habituales. Los drena.ies superficiales e vi tan q ue las aguas de escorre ntía se infiltre n en el ta lud o penetre n a fa vo r de di scontinuid ades y g ri etas, dando lugar a la e le vac ió n de l ni ve l freá ti co, a la aparició n de pres io nes intersti ciales y a la saturac ió n e n los sue los. Evitan, asimismo, los e fect.os erosivos de las ag uas de escorre ntía y e l lavado de discon tinui dades e n mac izos rocosos. Este tipo de medid as, más qu e estabili zado ras, so n pre venti vas. Las medi das debe n ser diseñadas para evitar la ll egada y ac umul ac ió n de agua e n e l ta lud , so bre todo en la zo na de cabecera y, e n e l c aso de taludes escalonados, en las benn as, ya q ue es frec uente qu e se produ zca n encharca mi entos en é pocas de llu via en estas zo nas pl anas. Las aguas de esco rrentía se canali za n y e vac úan medi ante zanjas o c unetas de drenaje, qu e se s ue len situ ar e n la cabece ra y los latera les del tal ud (zanj as perim etral es), y cuya sección y característi cas deben ser ca lculadas e n base a los cauda les a evacuar. Entre estas med idas se enc uentran también la canali zac ió n, desv ío o im permeabilizac ió n de cauces de arroyos o mananti ales en las inmediac iones del talud O a cotas superi o res. En taludes e n s ue los con un a ex te nsió n im po rtante e incli nació n adec uada pueden co nstruirse sistemas de zanj as o 2 40-50

Índice de ripabilidad Valoración total

< 22

22-44

44-66

66-88

> 88

Ripabi lidad

Fácil

Moderada

Difícil

Marginal

Voladura

Tipo de relroexcavadora recomendada

Li gera

Med ia

Pesada

Muy pesada

Ninguna

Pote ncia (kW)

< 150

[ 50-250

250-350

> 350

-

Peso (l)

< 25

25-35

35-55

> 55

-

Resistencia a la tracción (MPa) Va loración

Espaciado de las discontinuidades (m) Valorac ión

~

TALUDES

485

1

3

•

Bibliografía recomendada Hoek, E. Y Bray, J. W. ( 198 1). Rock slope enginceringo Insti tution oí" Mining and MetaJ lurgy. London. IGME (1 987). Va ri os auLo res. Ma nual de taludes. Madri d. López Jimeno, C. Ed. ( 1999). Varios autores. Manual de estab ili zació n y revegetación de taludes. Editori al Entorno G ráfi co. Madri d.

Referencias bibliográficas Bishop, A. W. ( 1955). The use of slip cirele in Lhe stab ility anal ys is of slopes. Geotec hnique, vo l. 5( 1), pp. 7- 17. London. CANMET (Ca nada CenLer for Mi neral and Energy Technology), ( 1977). The pit slope manual. Ministry a f Suppl y and Services . Canadá.

Cavers, D. S. (198 1). Simple methods Lo ana lyze buckling of rock slopes. Rock Mec hanics, vo l. 2, pp. 87- 104. De la Fuente, P. ( 1997). Informe sobre la inestabilidad de un terraplén en Écija. F.A.B . No publi cado. Ferrer, M. (1992). Estabilidad de talucles en roca. Monografía n.o 12. Master de Ingeniería Geológica. Departamento de Geodinámica. Universidad Complutense de Madrid. Finanzauto (200 1). Gráficas para el cálculo de rendimien tos de desgarradores Caterpillar. Good man , R. E. Y Bray, J. W. ( 1976). Top pling of rock slopes. Procc. Spec. Conference 011 Rack Engi neering for Foundat ions and Slopes. ASCE, vol. 2. Colorado. Hadjigeorgiou, J. y Scoble, M. ( 1990). Ground characteri zati on for assessment af case of excavati on.

M ine planning and eq uipment selection. Calgary,

Canadá. Hoek, E. y Bray, J. W. (198 1). Rock slope eng ineeringo lnstitution of Mining and Metallurgy. London.

486

LNGEN tER iA GEOLÓG LCA

IGME ( 1987). Varios autores. Manual de taludes. Madrid . Jiménez Salas, J. A., De JUSLO, J. L. Y Serrano, A. A. ( 1976). Geotecnia y cimientos, 11. Editori al Rueda. Madrid.

Jolm, K. (1 968). Graphical stabiliLy analys is of slopes in joinLed rock. Procc. ASCE, vo l 94, n." SM2. Lumb, P. ( 1975). Slope fa ilures in Hong Ko ng. QI. Jr. Engi neerig Geology, n." 8, pp. 3 1-65. OLeo, C. ( 1995). Nuevas Lecnologías de co rrecc ió n de mov imientos de laderas. En: Red ucción de Riesgos

Geológicos en Espa ña. IGME, pp. 83-94. Oteo, C. (1997). La es tabilidad de taludes y desmontes en el enlomo de las obras lineales andaluzas. IV Simposio Nacional sobre Ta ludes y Laderas Inesta-

bles. Granada, vol. m, pp. 1073- 11 13. Piteau, D. R. Y Martín, D. C. ( 1982). Mechan ics of rock slope fa ilu re. T hird Inl. Conf. on SLability in Surface Mining. Brawner C. O. Ed., pp. 11 3- 171. V anCOll ver.

Rodríguez Oni z, J. M. ( 1997). La utili zació n de pilotes y pasadores en la co rrección de desli zamientos. T eoría y apl icaciones. IV Simposio Nacional sobre

Taludes y Laderas Ines tables, vo l. 111 pp. 101 31072. Granada. Romana, M. (1997). El papel de las clasificac iones geomecánicas en el estudio de la estabilidad de ta-

ludes. IV Simp. Nacional sobre Taludes y Laderas Inestables. Granad a. Vol. llI, pp. 955- 1011. Singh, R. y Denby, B. (1989). Aspects of ground preparatioll by mechanica l methods in sllrface mi ni ng. Simposium 0 11 Su rface Min ing. Futllre concep ls.

Nottingham. England. Taylor. R. D. ( 1948). Soil mec hanics. John Wi ley & Sonso N.Y. Uriel, S. (199 1). Correcc ión de taludes en roca. Curso so bre Estabilidad de Tal udes. CEDEX. Madrid.

TÚNELES

1.

Introducción

2.

Investigaciones in situ

3.

Influencia de las condiciones geológ icas

4.

Parámetros geomecánicos de diseño

5.

Clasificaciones geomecánicas

6.

Estimación de los sosten imientos por métodos empíricos

7.

Criterios de excavabilidad

8.

Métodos de excavación y de sostenimiento de tú neles en roca

9. 10.

Métodos de construcción de túneles en suelos Consideraciones geológico-geotécnicas durante la construcción

•

W,1

Introducción SECCION DE UN TÚ NEL

E1 aprovechamiento del espacio subterráneo co nstituye en la ac tualid ad una de las alternativas más idóneas para el desarrollo de vías rápidas de co municación. A pesar de su mayor coste con respecto a otras soluciones de superficie, presenta cada vez mayores ventaj as, tanto desde el punto de vista medio ambiental co mo funcional (acortamiento de distancias, seg uridad, menor impacto ambi ental, etc.). La mayoría de los túneles se constru yen pa ra salvar un obstácul o natural y permitir el acceso a vías de comuni cació n para transporte urbano (metros), transvases y co nduccio nes; o para unir islas o estrechos y para pasos fluviales, en cuyo caso el trazado se efectúa bajo un a lámina de agua. Las excavacion es subterráneas están estrechamente relacionadas co n la e nergía y los rec ursos minerales (aprovec hamientos hidroeléctri cos, centra les, ex plotac iones mineras, al macenamie ntos subterráneos, e tc.; Figura 10.1 ). Dentro de la amplia vari edad de usos del espacio subterráneo, gran parte de los túneles se excava n para infraestructuras del transporte, basándose su di seño e n la seguridad y la economía. Este capítulo se centra en este tipo de excavaciones, particularmente e n los tlll1eles en roca. Los túneles se caracteri za n por su trazado y sección, definidos por criteri os geométricos de gálibo,

Conlrabóveda

TÚNEL DE CARRETERA

TÚNEL FERROVIAR IO

515

Excavación de una central hidroeléctrica subterránea (cortesía de J. Granero) .

488

INGENI ERíA GEOLÓGICA

W"if'utJ Seccio nes t ípicas de túneles y sus denominaciones.

!

pendiente, radio de curvatura y otras co nsideraciones de proyecto. Bajo el punto de vista de la inge ni ería geológica los datos más significativos son la secció n, perfi l longitudinal, trazado, pendientes, situación de excavaciones adyacentes, boqui llas y accesos intermedios. En la Fi gura 10.2 se muestran varias secciones típicas de tún eles y las denominaciones más habituales. El sostenimiento se refi ere a los elementos estructurales de suj eción de l terreno, aplicados inmediatamente después de la excavación del túnel , con el fin de asegurar su estabi lidad durante la co nstrucción y después de ella, así como garanLizar las co ndi ciones de seg urid ad. El revestimiento se coloca COIl posteri orid ad al sostenimjento y co nsiste en aplicar sobre dicho sostenimiento una capa de honnj gó n, u otros elementos estru cturales, con el fin de proporcionar resisten cia a largo plazo al túnel y dar un acabado reg ular, mejorando su fun cionalidad (co ndi ciones aerod inámicas, impermeabilidad, luminosidad, albergar instalaciones y propiciar la estética de la obra). Los es tudios geológicos-geotécnicos so n abso lutamente necesarios para poder proyectar y construir una obra subterránea. En este capítulo se describe la metodología básica para la reali zació n de estos estudi os (Figura 10.3), cuyos objetivos son los siguientes: Co ndi ciones geológicas, geotécnicas e hi drogeo lógicas del trazado. Identificación de puntos singul ares o zonas de mayor comp lej ¡dad geológica, hidrogeológica o geotécnj ca. Clas ificación y sectori zación geomecá ni ca, propiedades y parámetro s de diseño del mac izo rocoso. Criterios geo mecá ni cos para el cá lculo de sostenim ienLos y métodos de excavac ión. Emplazamiento, excavac ión y estabil ización de boquillas y accesos intermedios. Recomendaciones para la excavación, sostenimientos y proceso constl1lctivo del túnel. Tratamientos del terreno para la estabi li zación, refuerzo, drenaj e o impermeabili zació n del terreno.

I

Datos del proyecto - Trazado - Sección - Perfi l - Emboquilles

~

Datos geológicos regionales y locales f - -

Condiciones geológicas - Litología - Estructura - Discontinuidades - Tensiones

-

Condiciones hidrogeológicas - Niveles piezométricos - Parámetros hidráulicos - Red de flujo

Modelo geológico - Litología - Estructura - Hidrogeología - Tensiones tectónicas

-

I

I

Investigación geomecánica -Sondeos - Testificación geotécnica - Geofísica - Ensayos in situ - Ensayos de laboratorio

Tensiones in situ - Hidrofracturación - Overcoring - Métodos empíricos y geológ icos

Medidas hidrogeológicas - Ensayos de permeabilidad - Medidas piezométricas

I

I Sectorización geomecánica - Clasificaciones geomecánicas - Perfi l de sectorización

I

f-- -

.

Presiones sobre excavación - Carga litostática - Carga hidrostática

I

Parámetros de diseño geomecánico Resistencia y deformabilidad Tensiones naturales Filtraciones y presiones de agua

Anál isis de estabilidad y deformabilidad

I I Recomendaciones de proyecto - Métodos de excavación - Sistemas de sostenimiento - Tratamientos del terreno

WII';'"''

Metodología de los estudios geológico-geotécnicos para túneles.

1~

TÚN ELES

489

•

Investigaciones in situ La importancia del conocimiento geo lógico e n los túneles ya fue puesta de man ifi es to por Terzaghi: «la geología más que ningún otro facto r determina el grado de dificultad y el coste de una excavación

subterránea», Este conocimiento no s610 es necesario para proyectru' adecuadamente e l tún el, sino fU Il damental para evitar sobrecostes, accidentes y retrasos imprevistos. Las investi gacio nes geo lóg icas de los túneles son, en general, más costosas qu e en otras ob ras de ingeniería civi l. Sin embargo, el no dedicar suficientes medios a estos estudios puede condu cir a situaciones imprevistas: «Cuando el terreno no se investiga, el terreno es un riesgo». La inversión «adecuada» en los estudios geológico-geotécnicos depende de la complej idad geológica, longitud de l tú nel, espesor de recubrimientos, etc. y puede llegar al 3 % del presupuesto de la obra; por debajo de este porcentaje aumentan los casos de túneles con problemas y. por encima los imprevistos son mínimos (Waggoner y Daugharty, 1985). Ante la importancia. tanto técnica como económica, de las in vesti gaciones in si/u resulta esencial llevar a cabo ulla correcta planificación de las mismas.

Los criterios básicos para planificar las investigaciones in sitll son las siguie ntes:

Condiciones previas: • Ca racterísti cas geológicas generales. • Inform ac ión disponible.

• Accesos. • Pres up uesto di spo nible.

Estrategias a seguir: • Planificar las in ves ti gaciones e n varias fases sucesi vas de intensidad creciente. • Desa rro ll ar al má ximo las técnicas de geología de superfici e. • Situar los reconoci mie ntos en zonas de importancia para: La interpretación geo lógica. La identificació n de puntos singulares. El es tudio de zonas de emboquil le y acce- . sos. • Elegir y comb inar adecuadame nte las d istintas téc ni cas de investi gación segú n c riterios de representatividad, comple me ntariedad, rentab il idad econó mi ca y logística (accesos, distancias, apro visionamientos, etc.).

490

INGEN tER IA GEOLÓGICA

• Los métodos de investigació n deben estar acordes con los objetivos, alca nce y fases de l proyecto (Cuadro 10. 1), siendo importante ide ntificar desde las e tapas más iniciales aq uellos proble mas geo lógicos qu e pudieran ser condicio nantes e inc luso excluyentes, por su carác ter de riesgo o de seri a dificultad construc tiva. Una de las tareas más importantes en la planifi cac ión de investigaciones es decidir la si~ tuación de los sondeos. No ex isten regl as gene rales, pero sí ciertos criteri os: Los so ndeos deben cortar el mayor núme ro de fo rm acion es geo lógicas representati vas del trazado del tú nel, situándolos estratégicamente para qu e su lo ngitud sea la mín ima posible. Debe n situarse de tal forma que aporten la mayo r informac ió n para resolver la estructura geológica donde las incertidum bres geo lógicas sean mayores, incluyendo los proble mas hidrogeo lógicos, cortando lo más perpendicularm ente posible a las es tructuras. S ie mpre qu e sea posible deben sobrepasar la cota de solera previ sta para e l túnel, al menos el equ iva le nl.e a un diám etro del mismo. Los sondeos se plan ifica n de forma que perm itan rea Li zar en su interior distintas pruebas, co mo ensayos de permeab ilidad, de tensión-deformación y de geofísica. En las boquillas y accesos intermed ios es fundamental situar sufi ciente número de sondeos pa ra es tu diar los proble mas de estab ilidad : ident ificació n de desli zam ie ntos, fi lt raciones, espesor de zonas meteori zadas, etc. S u número dependerá de la co mp lej idad de la zo na, pero co mo pauta es convenjen te situar un mín imo de 3 sondeos en cada zo na de emboq uill e. Los métodos de investigación geofísica más e mp leados son: la sísmj ca de refracción en zonas ele pocos recubrimientos, ensayos down-llOle, cross hole y diagrafías en el inte rior ele sondeos, y la sís mi ca de re tl ex ión para el estudio de es-

I

tructuras geológicas profundas. Los ensayos hi ~ drogeológicos más habituales son los de permeabilidad tipo Lugeon y Lefran c y las medi das piezométricas. Los ensayos geotécnicos in

situ dependen del tipo de material y de la problemática del túne l; alg unos de los más utili zados son los presiomé tri cos y los dilatométricos, y en ocasiones los de hidrofracturación.

Fases, objetivos y contenido de las investigaciones in situ para túneles Fases y objetivos

Tareas

Estudios previos • Reconoci miento geológico general del trazado o corredores. • Identificación de riesgos geológicos para la excavació n de l túnel. • C lasificació n geol óg icogeotécnica bás ica de material es. • Planificación de investigaciones para la siguiente fase. • Aná lisis de alternativas de trazados.

Rev isió n de informac ió n

Contenidos ~

~

Fotointerpretació n

Reconoc imie ntos geológicos

~

Investigac io nes

in si/u Interpretac ió n geológico-geotécnica

Anteproyecto y proyecto

~

-

~

~

~

• Selecció n de l trazado y emboquilles . • Estudi o geol6gico-geotécni co detall ado. • Eva luació n de los problemas geológico-geotécni cos y su incidenc ia e n la excavación. • Caracte rísticas geomecáni cas de los materiales. • Criterios geomecánicos para el diseño. • Recomendac io nes para e l sostenimie nto, excavación y tratami entos del terreno.

Cartografía geo Ió gica-geotécn ica

~

~

Datos hidrológicos e hidrogeológ icos

~

~

~

~

In vestigaciones geotécnicas

~

~

~

~

Interpretac ió n geológica-geolécnica

~

~

-

Construcción • Control geo l6g ico-geotécnico y auscu ltac ió n. • Adecuació n del proyecto a las condiciones de l terreno. • Medidas de control de inestabilidades, filtrac iones y tratam ie ntos del terre no.

Contro l geo Ió gico-geotécn i co Auscultac ió n Contro l de cali dad

~

Topografía. Hidrol ogía e hi drogeología. Mapas geológicos. Túneles y minas próximas. S ismicidad. Fotogramas en color y blanco y negro. Técni cas especiales en zonas cubiertas de vegetac ió n. Teledetecció n. Geomorfo logfa y estabi lidad de laderas. Lito logías. Fallas y estructuras tectó nicas. Datos hidrogeo lógicos . Sondeos espaci ados. Geofísica en superfic ie. Mapas y cortes geológicos ( 1 10.000 - 1:2.000). Litoestrati grafía. Estructura . Estaciones geomecáni cas. Geomorfo Iogía. Mapas a escala 1:2.000 - 1:500. Regionales y locales. Estimació n de caudales y presiones . Ensayos de laboratorio . Sondeos. Calicatas. Geofísica . Ensayos in situ. Clasificac iones geomecá ni cas. Propi edades geomecá nicas . Recome ndaciones para el sostenimiento y excavación. Tratamie ntos del terre no. Cartografía geol ógica-geotéc nica en e l interi or del túne l. Sondeos e n avance, galería ex pl orato ria, geofísica, ensayos .

~

Instrumentac ió n geotécni ca.

~

Ensayos.

~

Asistenc ia técni ca ~

Seguimi ento y contro l de ej ecució n. Soluc io nes constructi vas y tratamientos de l terreno.

1~

TÚNELES

491

•

., , Guía para la planificación de investigaciones en túneles FOTOINTERPRETACIÓN

-

Escalas 1:25.000 a 1: 10.000. Reco mendab les las fo tos en co lor. Radar: en zonas de de nsa vegetació n. Térmi cas: zonas de fracturació n co n ag ua. Infrarrojo: deli mitació n de características geológicas mal defi nidas con otras fotos.

INVENTARI O DE TÚNELES -

Tiene por objeto co noce r el comportamiento de túneles de la región excavados e n materiales y cond iciones similares a las de l t(mel en proyecto. Datos a incl ui r: co rte geológico. estructura, clasificación geo mecá ni ca. Datos geométricos, sostenimi entos y problemas de construcción y mantenimiento.

Observaciones -

Técnicas ráp idas y desalTolladas. Bajo coste. Prec isan verifi cación en ca mpo. Lim itac iones en zonas cubi e rtas de vegetació n.

Observaciones -

MA PAS GEO LÓGICO-GEOTÉCNICOS Escalas de estudios previos 1: 10.000- 1:2.000 . Escalas de proyecto 1:2.000- 1:500. El co rte geológico por el eje del túnel es el principal doc um ento geológico. Observaciones -

Téc ni cas muy desarrolladas e impresci ndib les. Relati va me nte económicas. Suj etas a incertidumbres en funci ón de la complejidad geológica y datos disponibles.

Permite efectu ar análisis a poste ri ori del comportami ento geomecánico, estabilidad y soste nimi e nto. Puede ad vert ir sobre proble mas existentes y transmi tir ex perie ncias. La info rm ació n está supedi tada a la accesibilidad y disponibilidad de da tos. GALERÍAS Y TÚNELES PI LOTO Utili zadas e n tún eles de gra n long itud y/o com plejidad.

Observaciones Perm ite n la observación directa y la rea li zació n de ensayos in si/u , y el drenaj e previo del terre no. Permite n la instrume ntac ió n y realizac ió n de trata mi entos del terre no pre vios y du rante la exca vac ió n. Muy costosas y lentas.

ESTACIONES GEOMECÁNICAS Análisis estructural de d isco ntinuidades. Grado de meteorizació n del maci zo rocoso. Datos hid rogeológicos. Estado de frac turación. Ensayos de clasificació n. Observaciones -

Precisa n de datos estadísticame nte representa ti vos. Li mi tación en zonas cubie rtas por vegetació n, o por suelos o rocas muy alteradas.

GEOFÍSICA E léctrica : detecció n de fracturas, ac uífe ros y contactos litológicos. Sísmica de refracción, dowllllOle y crosslwle: co ntactos roca sana-me teori zada, ri pabil idad, mód ul os de deformació n, grado de fracturació n. Diagrafías e n el in teri or de so ndeos: obtenció n de propiedades in situ , como densidad, porosidad. velocidad de ondas, grado de fracturación. etc. Sísmica de reflexión: permite es tudiar la estructura geológica en pro fund idad, fa llas, pl iegues, contactos, etcé tera. Observaciones Necesita contra star res ultados con otros datos de cam po (sondeos, e nsayos) y requieren una adecuada interpretación geológica. Costes altos en sísmica por reflexió n.

492

INGENIERIA GEOLÓG ICA

Recuadro 10.1 I

/

(continuación)

r---------------------,

SONDEOS

Objetivos: -

rnvestigar proble mas geo lógico-estructurales, zonas complejas o mal co nocidas. Obtener datos de fracturación del macizo y exa minar los testi gos. Obtener muestras y tes tigos para ensayos. Efec tuar medidas hidrogeológicas y ensayos en su interior.

Equipos adecuados: Rotación (a veces tricono). Diámetro minimo NX. Tomamuestras de doble o tripl e tubo , \Vire-line en sondeos profundos. Medidas de desviac ión en sondeos profundos.

Testificación geotécnica: -

Descripción estandari zada del tes tigo del sondeo.

Situación de los sondeos: -

En boqu illas, accesos y zonas geológicamen te complejas, y sistemáticamente a lo largo del eje de l tún el.

Número: función de la complejidad, espesor de recubrimientos, accesos, costes, etc. Como orientación: J sondeo cada 50 a 100

111 de trazado en zo nas geológicamente complejas, o de lito logía mu y variable. 1 sondeo cada 100 a 200 111 en zo nas más uniformes. En zo nas de emboq uill e un mínimo de 3 sondeos. Para tún eles de más de 1.000 m de longitud es recomendable una longitud total de sondeos al menos del 50 % de la longitud del túnel. Para túneles de menos de 1.000 111 , el 75 % de su longitud. Para túneles de menos de 500 m, el 100 % de su longitud .

Inclinación: en genera l es mejor realizar so ndeos inclinados qu e verticales; importante medi r desviac iones en sondeos profundos. Observaciones -

Medi o directo de obtener testi gos. Permiten efectuar ensayos geotéc ni cos y pruebas hidrogeológicas . Alto coste, procedimjento lento. Los accesos pueden ser Ull co ndicionante importante. ENSA YOS EN EL lNTERIOR DE SONDEOS

-

-

Estudio de di scontinuidades y cavidades: cámaras de TV, orientación de testi gos, «caliper», buzó metros, etc. Ensayos de deform abilidhd: dil atómetros y presiómetros. Ensayos de hidrofracturación. Ensayos de pe rmeabilidad: Lugeon, Lefranc. Piezo metría, muestreo de agua, etc. Ensayos geofísicos

Observaciones -

Muy útiles en rocas blandas, materiales fracturados o con escasa rec uperación. Algun as de estas técni cas son sofi sti cadas y costosas.

1~

TÚNELES

493

•

Influencia de las condiciones geológicas Al excavar un túnel se pueden encontrar tres tipos de condiciones naturales que dan lugar a la pérdida de resistencia del maci zo y, por tanto, a problemas de estabilidad (Figura 10.4): Orientación desfavorabl e de discontinuidades. Orientación desfavorable de las tensiones con respecto al eje del túnel. Flujo de agua hacia el interior de la excavación a favor de fracturas, acuíferos o rocas carstificada s. Es tas condiciones están directamente relacionadas los siguientes factores geológicos: estructura, discontinuidades, resistencia de la roca matriz, co ndiciones hidrogeológicas y estado tensional. Por otro lado, la excavación del túnel también genera una serie de acciones inducidas que se suman a las citadas condiciones naturales, como son:

a) Orientación desfavorable de discontinuidades.

CO Il

Pérdida de resistencia de l macizo qu e rodea a la excavación como consecuencia de la decompresión creada: apertura de disco ntinuidades, fi surac ión por vo laduras, alteraciones, flujos de agua hacia el interior del túnel etc. Reorientación de los campos tensionales, dando lugar a cambios de tensiones. Otros efectos como subsidencias en superfi cie, movimientos de ladera, cambios en los acuíferos, etc. La respuesta del maci zo rocoso ante las acciones naturales e inducidas determina las condiciones de estabilidad del túnel y, como consecuencia, las medidas de sostenimiento a aplicar. Por otro lado, el proceso constructi vo también depende de la excavabilidad de las rocas, que as imismo es func ión de la resistencia, dureza y abrasividad, entre otros factores.

Estructura geológica La estructura geológica es lll10 de los factores que más influ ye en la estabi lidad de una excavació n subterránea. En rocas plegadas y es tratificadas la orientación de los estratos condiciona diferentes modos de comportamiento frente a la estabilidad en un túnel, influyendo los sigui entes factores:

494

INGENI ER IA GEOLÓG ICA

lo,

X

b) Orientación desfavorable de tensiones.

e) Filtraciones hacia el interior de la excavación.

WilRE"!! Condiciones naturales de inestabilidad en excavación de túneles en roca.

Buzamiento de la estructura con respecto a la sección del túnel. Dirección de la estratificación con respecto al eje del lúnel. Tipo de pliegues. En la Figura 10.5 se muestra la influencia de la estructura en la estabilidad de un túnel. En general, las orientac iones paralelas a la dirección del eje de un túnel son situaciones desfavorables.

/

i0_R_IE_N_T_A_C_IO _N _ E_ ST _R _U _C _T_U_RA _ L_ D _E _S _F_A_V_O_R_A_B_L_E+ _O_R_IE_N_T_A_C_IO _N _ E_ ST _R _U _C _T_U_R_A_L_F_A_V_O_RA _ B_L_E-I ¡ f iNE! PA R A ! El O A I A ES T A I JeT! IR A

Tl)NE! pER pENDlq I! A A A I A EST R LJCTl IR A

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LLLL

pi

TÚNEL -

pi

IEGIIF SINe ! !NA !

• Distribución de tensiones desfavorable. • Fl ujo de agua hacia el interior del pliegue.

IEGI IE ANTI C t INA!

• Distribución de tensiones favorable . • Fl ujo de agua hacia el exterior del pliegue .

W'iif'ufj Influencia de la estructura geológica en la estabilidad de un túnel. Discontinuidades

portantes e n un túne l. Para di cho es tudio se requ iere:

La mayoría de los problemas de estabil idad se debe n a la intersección de la sección del tún el

COIl

planos de

di sco ntinuidad (Figura 10.6). Se disti nguen las discontinuidades de tipo sistemáti co y las de ti po singular. Las di aclasas, planos de estratificación y de esqui stosidad pertenecen al Plimer gru po, y están presentes prácti ca mente e n todas las roCHS, con mayor incidencia en zonas poco profundas, donde los procesos de meteorizaci ón y ci rc ulación de agua y los rellenos arcillosos son más frecuentes. A grandes profundidades la presión confinante hace que la apertura de las discontinuidades sea menor, pudiendo llegar a estar muy ce rradas. S in e mbargo, las discontinui dades más importantes baj o e l pu nto de vista de la estabilidad son las de tipo singul ar, C0 l110 las fallas ; al estar sometidas es tas estructuras a roturas y defo nn ac iones a lo largo de su histori a geo lógica su resistenc ia es muy baja, presentado rellenos miloníticos y rocas de fa lla que, ade más de tener baj a resiste ncia, pueden constituir vías pre fe re ntes para la circulación de agua. Por otro lado, las fallas pueden acumul ar tensiones tectóni cas im portantes. El estudi o de las fallas y demás d iscontinuidades sing ul ares es uno de los aspectos geo lógicos más im-

Conocer la es tructura tectón ica regio nal y local. Cartog rafía geo lógica y aná li sis es tructural. Ide ntificación de fa llas y su clasificación en función del origen, edad, tipo y geometría. Identi fi cació n de rellenos de fa lla, su resistencia y expansividad. Conocer la transmi sibil idad hidráulica. Estudios sobre las impli cacio nes tensionales y sohre sismicidad. El estudi o de las di scontinuid ades de tipo sistemático debe comprender todos los aspectos detallados e n los Capít ul os 3 y 4 (Apartados 3.5 y 4.4, respectiva mente). Para e llo es necesario obte ner datos estructural es rep rese ntati vos e n núme ro sufi cie nte para efectuar tratami entos es tadísti cos de los mismos. El método de represe ntación y aná lisis más utili zado es la proyección estereográfica, que puede ser compleme ntado con bloques diagramas o secciones tran sversales (Figura 10 .7). La incidencia de las fallas e n la estabil idad de una excavación depende de las características de las mismas; de for ma simpljficada , éstas pueden se r:

1~

TÚN ELES

495

•

Sobreexcavación

ESTRATIFICACiÓN HORIZONTAL - Caída de bloques - Roturas por fle xión

ESTRATIF ICACiÓN INCLINADA - Caída de cuñas y bloques

ESTRATIFICAC iÓN VERTICAL-SUBVERTICAL

- Formación de chimeneas - Pandeo de estratos

m¡¡¡;, .." Influencia de las discontinuidades en la estabilidad de un túnel. Ejemplos de sobreexcavaciones producidas en un túnel de trasvase (González de Vallejo. 1981).

Fall as caracterizadas por una o varias superfi cies de discontinuidad , planos de des peg ue o contactos mecánicos entre di stintos materiales. Fallas caracterizadas por un a zona de espesor vari able y de baja resistencia formada por materiales blandos, inestables, plásticos o expansivos. Fallas caracteri zadas por una zo na de alta transmisibidad hidnÍuli ca.

Las fallas inciden en la es tabilidad de la excavación seg ún su ori entació n e intersección con el túnel. Al ser planos de gran continuidad pueden atravesar toda la sección , y cortar las disco ntinuidades de tipo sistemático generando cuíi as o inestabilidades de gran tamaño. Su resisten cia es muy inferi or al resto de las di sco ntinuidades, y pueden estar so metidas a presiones intersticiales y/o tensiones tectóni cas, consti tuyendo planos principales de rotura. Además de las anteriores co nsideraciones, cuando la falJa co ntiene zo nas de trituración , material es de relleno de baja resistencia, etc., el propio relleno co nsti tuye un plano o zo na de rotura. En función del tipo de relleno se han establecido vari os tipos de comportamiento frente a la estabilidad, seg ún se muestra en la Figura 10.8. Los cabalgamientos constituyen un caso particular ele las fallas, y se caracterizan por presentar superfi -

496

INGEN IER íA GEOLÓGICA

cies ele cizalla de muy bajo án gulo, baja resistencia y gran co ntinuidad. Cuando la falla constituye un a vía preferente para la circul ac ión de agua se ge neran distintos comportami entos frente a la estabilidad. En fun ción de la diferencia de permeabi lidad entre los materi ales a cada lado de la falla y de la naturaleza del material de relleno, ésta puede ser una barrera fre nte a las filtraciones o un cond ucto preferente. En presencia de materi ales blandos, carstificados o sueltos, se pueden producir des prendimientos e ines tab il idades im portantes, ade más de las filtraciones corres pondientes.

Resistencia de la matriz rocosa La resistencia de la matri z rocosa influye de forma decisiva en el método de excavación , y es un factor importante en la estabilidad de la mi sma. A partir del facto .. de competencia Fe ~ (Jj(J1' (dond e (Jd es la resistencia de la matri z rocosa Y 0"" es la tensión o esfuerzo máximo vertica l), se diferencian tres co ndi ciones de estab ilidad:

F(" > 10: la matri z rocosa tiene una resistencia mu y superi or a las tensiones del maci zo y la excavació n es estable.

/

N

So: 125/70 J1 : 42/75 J2 : 100/37 Túne l : E-W

so

E

J1

s Representación estereográfica de planos de discontinuidades

J2

S

Orientaciones preferentes de discontinuidades

J,

\

Intersección de discontinuidades con la sección

Representación en bloque diagrama

Representación y análisis de discontinuidades.

lO > Fe > 2: la es tabilidad está co ndi c ionad a por e l ti e mpo y las propiedades de la roca, pudiéndose establ ecer tres tipos de defo rm aciones: elást ica, plásLi ta y rotura frág il co n ri esgo de ex plosión de roca (rack hurst) . Fe < 2: la excavació n puede ser inestable al sobrepasa r las tensiones la resistencia de la matri z rocosa. La es tabilidad esti mada a parti r de Fe no tiene en cuenta la presencia de di sco ntinuidades. Esta situación es poco com ún, pero puede darse en macizos muy homogéneos, rocas masivas cristalinas, sales, etc., o bien en rocas situadas a grandes profundidades, en donde las disconti nuidades están muy cerradas.

Condiciones hidrogeológicas La excavación de un t(mel produce e l efecto de un gran dre n hac ia e l clIal flu ye el agua de los acuíferos interceptados, dando lugar a las siguie ntes consecuencias:

Disminució n de la resistencia del macizo. Aum ento de las presiones intersticiales so bre el sostenimiento y el revestimiento. Hi nchamientos y reblandecimientos en materiales arcill osos. En materiales salinos se pueden formar cav idades mu y ráp idamente. Graves problemas de avance en la excavación.

1~

TÚNELES

497

§

•

...a.,

a) Matriz fluyente

e) Matriz estable

-

Flujo de agua a presión

FALLA

.

.r7l

FALLA

J..M.y,r¡V

/NEL

TUNEl

~'UjOdeagUa y matriz

-./ Flujo de agua a presión Presión de agua y arcilla Presión de agua

b) Matriz reptante

d) Matriz seudoestable

....

..! r.11!k'( ) ~ "'••"

....

, ""} ,.,

,'( "( /

Pce,lón de coca

- jfg-

FALLA TÚNEL

.i.,Q 7

~

TUNEL

'"

FALLA

~

Agua

~ ~ ',.~~-------

W!iif'uP:1 Estabilidad de las rocas de falla en un túnel (Hansen y Martna, 1988). La transmisividad en los mac izos rocosos tiene lugar preferentemente a través de fracturas, o por conducto s de mayor tamaño en rocas carstificadas. En los suelos, la transmi sibilidad es tá directam ente re lac ionada con la granul ometría y la presencia de determ inadas estructuras sedimentarias, por ejemplo pa leocanal es . Las filtraciones en los maci zos rocosos provienen principalme nte de: Fall as y fracturas. Rocas de brecha, re llenos de fall a, zo nas alteradas. Contactos litológicos entre rocas de permeabilidad muy diferente. Conductos cá rsti cos, tubos en rocas volcánicas, etcétera. Las cavidades cársti cas pueden suponer un gran riesgo de fi ltraciones, además de ser difíciles de locali zar. En la práctica no es fácil evaluar los ca udal es y las presiones de ag ua a lo largo del túnel, pruticu larmente en formaciones cársti cas o rocas fracturadas, pues dada su heterogene idad es difíci l asignar va lores representati vos a la perm eabiljdad y prever su co mportamiento hidrodinámico . Los mode los matemáti cos de tlujo precisa n de num erosos elatos, pocas veces disponib les, por lo que se recurre a simplificaciones yestimaciones empíricas (ve r Recuadro 10.3 y Capít ulo 5). Los estudios hidrogeológicos para túneles deben incl ui r los siguientes aspectos:

498

INGENIERÍA GEOLÓG ICA

Balance hídrico de la zona de influe nc ia del túne l incluyendo un inventario de fuentes, mananti ales y pozos. Niveles piezo métri cos en e l área túne l y su vari ación estacional. Del im itación de acuíferos, zonas de recarga y descarga. Identificación de zonas cá rsticas, fracturas y fall as y rocas mu y permeables. Determ inac ión de los parámetros hidráulicos de los acuíferos. Modelos de flujo. Estimación de los caudal es previ sibles y su presió n. Identifi cación de las zo nas de mayor riesgo de fi ltrac iones. Compos ic ión química y calidad del agua, temperatura y agresividad. Influenc ia de las filtraciones en e l túnel sobre un entorno próximo (rebajam iento del nivel freáti co) y ri esgo de inducir asie ntos en los edific ios). Factores qu e influyen en la e lección del drenaj e o impermeabili zació n del túne l. Posibilidad de que e l túne l suponga una barrera tota l o parcial en la red de flujo y e n las variaciones de ni veles freáticos, fuentes, manantiales, etc.

/

Los resultados de las in vesti gaciones hidrogeológicas proporcionan la in for mació n necesaria para adoptar medidas de control del ag ua du rante la excavación , prevenir otros efectos indirectos e implicaciones a mbi e ntales. En particular es necesario de finir: Caud ales y presiones a lo largo del túnel. Medidas de dre naje o de impe rmeabi lización. Posibles riesgos de subside ncia, daños e n edifi cios próximos, ca mb ios en los ac uíferos, agresividad y conta minac ión de las aguas .

Estado tensional Las tensio nes actu antes sobre un a excavación subterránea son de dos tipos: naturales e inducidas. Las prim eras corresponden al estado de esfuerzos natura-

les como consecuencia de los procesos tectóni cos, grav itacionales, etc. , y el segundo tipo responde a la redi stribución de tensiones como co nsec uencia de la excavación. Para di señar una excavació n subterrá nea se necesita conocer la mag nitud y la direcció n de las te nsio nes naturales, tanto para el cálcu lo de los sos tenimientos co mo pa ra ana liza r la sección y el proceso constructi vo. Si las tensiones alca nzan va lores mu y altos, este factor constituye un ri esgo qu e puede ocasionar fenómenos de ex plosión de roca o deform ac iones importantes de costosa soluci6n. El estud io de las tensiones y los mé todos para su medida han sido descritos e n el Apartado 3.7 del Capítu lo 3.

regionales. Sin e mbargo, otras estructuras de menor alcance puede n modifi ca r localmente la dirección de los esfuerzos regional es (diqu es, cuerpo s intrusivos, fa llas locales, diapiros, volcanes, etc.).

3. Evaluación de estados tensionales de origen gravitaciona!. Los efectos de la eros ión, el peso de sedi me ntos, e tc., influ yen en el campo te nsio nal, pudi endo generar tensiones hori zontales supe ri ores a las verticales y cambios e n su dirección. Algunas de las situaciones más característi cas se mu estra n en el Apartado 3.7 del Capítulo 3 . Tambié n los cambios bruscos de pendi e nte o de relieve puede n producir te nsiones hori zo ntales im portantes, si bie n su efecto se d isipa ráp idam ente al alejarse de su zo na de influe ncia. 4. Estimación del estado tensional por métodos geológicos. Los métodos geológicos propo rcionan la di recció n de los esfuerzos, no la mag nitud . Los mecanismos focales pueden ind icar la dirección de las te nsiones act ual es. En la Fig ura 10.9 se mu estran las di recciones de los esfuerzos tec tónicos principales a pa rti r de da tos geológicos en la Pe nínsula Ibérica. 5. Estimación del estado tensional por métodos empíricos. A parti r de datos empíricos se puede es timar Ull va lo r para la te nsión máx ima ve rt ical a v ~ 0,027 MPa(m (en zo nas de topografía poco acc identada y dond e las direcciones de las tensiones principales sean la verti cal y la hori zo nt al); la tensión máx ima horizo ntal (JI! puede considerarse aprox imadamente igual a a v a parÚr de 1.000 m de profu ndi dad, mie ntras qu e a me nores profu ndidades el va lor

Métodos de análisis Para los fines de d ise ño de un túnel el aná li sis de las tensiones puede efec tuarse seg ún el siguie nte procedi mien to: l. Análisis del contexto tectónico regional. Se evalúa el estado tensional e n relac ión al régimen tectóni co actual a partir de datos publicados o por métodos geológ icos (A partado 3.7 del Capítu lo 3) . Se anali za si el macizo está sometido a esfuerzos tec tó ni cos actua les o residuales ( rec~érdese que la tensión residual es la que conse rva la roca después de que haya cesado la ca usa que la produjo, por ejemplo causas tectónicas o gravitacionales). 2. Análisis de estructuras tectónicas. Se ide ntitican las estructuras que puede n producir estados tensio nales elevados, an isotropías o ano malías local es, inc lu yendo los camb ios en la direcció n de los esfu erzos. El ca mpo lensional e n un a región del.erminada sigue a grandes rasgos las direcciones de los esfue rzos tectón icos pri ncipales y de las estructuras tectó nicas

......... "

,

' \~, 0,5: ri esgo de explosión de rocas. El riesgo de tluencia (squeezillg) puede estim arse segÍln la co ndi ció n empíri ca de Si ng el al. ( 1992): I-f > 350Q' /3

Efectos de las tensiones elevadas Los túneles o las explotaciones mineras baj o el efecto de tensiones mu y altas puede n presentar ri esgos de

siendo I-f la profundidad del túnel (m) y Q el índice de calidad de Barton el al. (1974), defi nido en el Apartado 10.5.

Parámetros geomecánicos de diseño Datos geológicos y geomecánicos

•

Estructura geológica, li tología, fallas y demás disco ntinuidades, mapas y cortes geológicos. Condiciones hielrogeológicas, perrneabi lidad y fluj o subterráneo. Propiedades geo mecán icas de la matriz rocosa, discontinuidades y mac izo rocoso. Dirección y magnitud de las tensio nes . Clasificació n geomecá ni ca del trazado y perfil de sectori zació n geomecá ni ca.

El proyecto y construcción de ulla excavación subterránea requi eren dalos geológicos y geomecán icos para el d iseño de los sos tenimientos, selección del método de excavació n y los tratamientos del te lTeno. En general se precisa la sigui ente información: •

DATOS BÁS ICOS DEL PROYECTO

Perfil topog ráfico y pla nta del trazado a lo largo del eje del túnel. Sección tipo de la excavación, situació n de emboqu illes, distancia entre tún eles ge melos, accesos in termedios, etc.

500

INGENIERiA GEOLÓG ICA

DATOS DE CARÁCTER SISTEMÁTICO

•

-

DATOS DE CARÁCTER SI NGULAR

Fallas y zonas tecton izadas de importancia.

..

!

Estructura s tectó ni cas que puedan supo ner

a111 50-

• RESISTENCIA Al. CORTE DE LAS DISCONTINUIDADES

tropías tensionales elevadas. Terrenos blandos y ex pansivos; ri esgo de tluell -

Ensayos de corte di rec to y de roza mi ento. C riteri o de Mohr-Co ulomb. Método de Barto n y C houbey.

cias e hin chami e ntos. Materiales ag res ivos o muy abrasivos. Zonas con ri esgo de fiJtraciones importantes, go lpes ele ag ua , etc .

• RES ISTENCIA DEl. MAC IZO ROCOSO

Posibilidad de encontrar gases o gradi entes térmi cos elevados .

C riteri o de Hoek y Brown. Crite rio de Mohr-Co ul omb.

• ZONAS DE EMBOQU ILLE Y ACCESOS

• DEFORMABll.IDAD DEl. MAC IZO ROCOSO

Las zonas de emboq uill e deben ser es tudiada s de forma partic ulari zada. El bajo es pesor de recubri mi entos da lugar a mayores g rados de alteración , y mayo r permeabilidad y flujo de ag ua , factores que en conjunto predeterm inan un a mayor deformabil idad y menor re sistenc ia q ue el res to del trazado. Sin e mbargo, e l princ ipal riesgo «a priori» lo constitu ye n los des li zamj entos, aspecto qu e siempre debe investigarse en zonas de e mboquill e (ver Apartado 10. 8).

La de fo rmab il idad del maci zo rocoso es un o de los paráme tros más complejos de eva luar dada la heteroge neidad y ani so trop ía qu e caracteri zan a los macizos. Los di stintos mé todos para su eva luac ión se describen en e l Apartado 3.6 del Capítulo 3 y Apartado 6.5 de l Capítu lo 6: E nsayos il1 si/u y mé todos geofísicos. Correlac iones con el módulo de defo nnabiJjdad de la mat ri z rocosa , e l módu lo din ámico y el RQD . M étodos empíricos a partir de los Índi ces RMR , Q y OSI.

• PRESENTACiÓN DE DATOS GEOMECÁN ICOS

La información obte nida debe refl ejarse en la sig ui ente doc um entación de ti po g ráfi co, además de los corres pondie ntes informes y estud ios: Planos geo lóg icos de superficie y a cota de túnel. Cortes geo lóg icos long itudinal y tran sversal a l tún el. Perfil de sec tori zac ión geomecánica (PSG ) a lo largo del eje del túnel y a la cota de excavac ión ; el PSG de be incluir de forma res umida la información más re levante sobre los sigui entes aspectos (Fig ura 10. 10): • Lito log ía y g rado de fracturac ión. • Puntos sing ul ares de tipo li to ló g ico, tectóni co, hidrogeo lógico, etc. • Zo nas de filtraciones importantes. • C lasificación geo mecá nica. • Parámetros geomecá ni cos de di se ño. • Recomendac iones sobre sostenimi entos, método de excavación y tratamientos de l terreno .

E n el Rec uadro 10. 3 se presenta un ejemplo de cál c ulo de la res istenc ia y la defonnab il iclad de un mac izo rocoso con obje to de obtener los parámetros geomecá ni cos necesa ri os para e l di se ño de un tún el, remiti é ndose a Galera ( 1997) para un a mayor ampliac ión de estos aspectos.

Magnitud y dirección de las t ensiones naturales De acuerdo con la me todolog ía ex puesta en e l Apartado 10. 3 de este capítu lo, es posible estimar si en la zona de estudio son pre visibles es tados tensionales e levados de tipo tec tó lli co o gra vitac ional. En esto s casos las illternativ as son las sig ui e ntes :

1.

1Resistencia y deformabilidad

2. 3.

Estimar el valor de K empúicamente mediante el índi ce SRF o e l método de S heorey; K = (Jfi(J\!. Determinar la di recc ió n de las tensiones po r métodos geológ icos. Efec tuar medidas direc tas median te ensayos in sit/{o

A lo largo el el Capítul o 3 (mecáni ca de rocas) y de l Ca pítul o 4 (descripción de aflorami entos rocosos) se han descrito los diferentes mé tod os di rectos y empíri cos para e l cálcul o de la res iste ncia y de forrnabi Hdad de los mac izos rocosos:

Los métod os correspondi entes a los puntos 2 y 3 se descri be n e n e l Apartado 3.7 del Capítulo 3, presentándose a continuac ión los proced imientos del pun to 1.

• RESISTENCIA DE l.A MATR IZ ROCOSA

índice SRF

Ensayos de compres ión simple, tracción y triaxiales. C ri terio de Hoek y Browll.

E l índice SRF, slreoH reliefjaclor (Oon zá lez de Vall e jo al ., J 988), permite estimar e l parámetro K, a partir

el

1~

TÚN ELES

501

3

•

1.500 1.400

8-7

1.300

CORTE GEOLÓG ICO

1.200 1.100 1.000

TRAMOS Y PUNTOS SI NGU LARES

PLANTA GEOLÓGICA ACOTA DE TÚ NE L

PK

+'_ __-+'- - - + -- --

"'_ _ _-+-_ _ _ 0,000 m

0,200

0,400

0,600

0,800

+1-- - -1 1,000

0

0

CV

1,200

PU NTO S ING ULAR

CD

LO NGITU D 1m)

420

100

340

LlTOLOG IA CARACT ERl s TI CA

Calizas margosas, margas y areniscas.

Dolomias

Dolomfas

FILTRAC IONES

Bajas con caudales extinguibles

Variables con posibles puntos de filtraciones

Golpes de agua con altos caudales

CLAS IFICAC IÓN RMR

45 - 111 - Media

72 - 1I - Buena

61 - 11 Buena

43

105

105

EM IGPa)

3-6

5 - 13

6 - 14

EXCAVABILlDAD

Ripable

Voladuras

Voladuras

SOST EN IM IENTO

TIPO 111

TIPOI

TIPO I

LO NGITUD DE PASE 1m)

1,5 a 2

4

2a3

TRATAM IENTOS ES PEC IALES

Paraguas y drenajes

Ninguno

Inyecciones

uci

(Mpa)

Ejem plo de perfil de sectorización geomecánica.

de datos geológicos y de la deform abilidad del macizo rocoso, cuand o el mac izo se encuentra someLido a campos tensiona les tectónicos importantes. El índice SRF se ex presa a part ir de: SRF = la g [T¡(E x H)] x NC x SC

donde: T = edad del úl timo plegamiento principal que afectó al macizo (años). E = módulo de elasticidad de la roca matri z (G Pa). H = máx ima carga litostáti ca a lo largo de la hi storia geológica, dada en metro s.

502

INGENI ERíA GEOLÓGICA

NC = coefi ciente de acti vidad sismotectóni ca. SC = coeficiente de intluencia topográfica.

El parámetro T se calcul a estim ando la edad del úl tim o plegamiento qu e afectó al mac izo, que se simplifi ca al plegamiento HerCÍlli co (en cuyo caso la edad varía entre 250 y 300 millones de años), o al Alpino (entre J2 y 10 millones de años), o a los val ores qu e corres pond a según las regiones consideradas. Cuando un macizo ha sido afectado por ambos plegami entos se considerará el más importante. El parámetro J-J se estim a en fun ción de la carga litostáti ca máx ima a la qu e ha estado so metida la roca a

.. lo largo de su historia geológica. En rocas sedimentarias H equivale al es pesor de la colu mna estratigráfica existe nte en la actualidad por encima de la cota del túnel, más el espesor de la columna que, no estando presente en la zo na por razones erosivas o de otra índo le, regiona lmente le co rresponda. Estos datos se deducen consultando mapas geológicos o estudios estrati gráficos regio nal es. En rocas íg neas o metamó rficas H equi vn le a la máxima profundidad a la que se emp lazaron O adqu iri ero n propiedades e lásticas. En rocas metamórficas ex isten buenos indi cadores mineralógicos de profundidad ; estos datos se enc uentran habitualmente e n las me mori as de los mapas geo lógicos reg ionales. En rocas plutó nicas la estimación de la profundidad de e mplazamie nto no es direc ta, debie ndo co nsultar la bibl iografía regional, aspecto que generalmente está bie n doc um entado en España. En res umen, la co nsulta de doc umentación lipa MAGNA o de publicaciones geológicas específicas puede ser suficiente para esti mar el paráme tro H . El coeficiente NC se aplica cuando la zona esté próx ima o se vea afec tad a por una fa lla activa de impo rta ncia regional, o con sismicidad asociada. En estos casos su valor es 0,25. El coeficiente SC interviene en situ aciones topográfi cas especial es, como laderas de valles mu y profundos o escarpes muy acu sados. Su valor en es tos casos es 0,30 . C uando coex istan NC y SC, sólo se tomará el valor inferior (0,25).

/

•

-

APLICACiÓN DEL íNDI CE SRF

Para rocas plegadas en e l He rcíni co se ap lica la sigui e nte ex presión, para valores absolutos de K y SRF comprendidos entre 5 y 3:

K = (SRF - 4,02)/ ( - 0,34) Para rocas plegadas en el Alpi no, la ex presión es, pa ra va lores absolutos de K y SRF comprendidos entre 4 y 2:

La evaluac ió n de l es tado te nsional se efectúa segl\l1 se indica en e l Cuadro 10.2.

~.

I I

...-

".'

EJEMPLOS DE CALCULO

Se considera una excavaci ón subterránea situada a 400 m de profundidad e n pizarras carboníferas. El módulo de deformación de la roca matri z es de 48 GPa. El plega miento corresponde al Hercínico, aproxi madamente 300 mi llones de años. Segú n datos estrati gráfi cos regionales, e l máx imo espeso r de rocas sedimentarias po r e nci ma de la cota de estud io ha sido del orden de 2.000 m. La zona no está afec tada por a nomaüas topográficas ni tiene sismicidad, por lo qu e no se consideran NC y SC. El va lor del índice SRF es: 300

lO'

X

SRF = lag 48 x 2.000

3,49

correspondiente a un in tervalo de K e ntre 1,0 Y 1,5 (estado tensiollal medio). En el sigui ente ej emplo se trata de estimar el es tado de tensiones a partir del índi ce SRF en una excavació n subterránea donde se han producido estall idos de roca y lajeados de material. La excavació n está situada a una profundiad media de 80 111 , e n un macizo calcáreo plegado en la orogenia Alpina. Las rocas son mármoles de bajo metamorfi smo, co n un módulo de deformación de 70 OPa. La edad de la deform ación tec tóni ca es de 10 millones de años (datos conocidos geo lógicamente en la región). La máx ima ca rga litostát ica de acu erdo co n el grado de metamorfismo es del orden de 3 km. NC y SC no so n ap licables. SRF es: SRF = lag

10

X

lO'

70 x 3 .000

= I 67

'

Para va lores de SRF < 2 en rocas plegadas en e l Alpino e l estado te nsio nal es mu y alto (Cuadro 10.2), lo que explicaría los fenóme nos de roturas tensiona les observadas.

Método de Sheorey

K = (SRF - 2,67)/ ( - 0,27)

'

•

El método de Sheorey (1994) tiene e n cuenta las tensio nes de origen no re novable, de me mbran a, térm icas

"

Criterios de aplicación del índice SRF Rocns plegadas en el Hercínico

Rocas pleg.ldas en el Alpino

SRF

K

Estado tensiona l

SRF

K

Estado tensionul

> 3,6

< 1,0

Bajo

> 2,4

< 1,0

Bajo

3,6 a 3,4

1,0 a 1,5

Medio

2,4 a 2,2

1,0 a 1,5

Medio

3,4 a 3,2

1,5 a 2,0

Alto

2,2 a 2,0

1,5 a 2,0

Alto

< 3,2

> 2,0

Muy alto

< 2,0

> 2,0

Muy alto

1~

TÚNELES

503

- ------------------------.......... M;t'OiliW;' HOEK-BAOWN

LINEAR AEGRESSION

CRITERION SI MPLEX lEeH.

I nt ac t Rool

l CS = 29,6 MPa

donde y está en KN/ m] y lCS en MN/ m2. lCS puede tambi é n obtenerse de l gráfi co de Miller (Recuadro 6.2), resultand o igual valor. El va lor de 5

10-20

Rocas dcformab les: flujo plástico de roca incompete nte sometida a altas presiones litostáticas

Now: i) Los fenóme nos de deformación o nuencia de rocas suelen ocurrir a profundld,ldes H > 350 Ql/l (S lIIgh el (/1. 1992) La reslstenCIv\ "¡.,\o0{l \l

1,5

';\{I '"

1 0,001

0,004

0,01

0,04

0,1

0,4

4

'"

e O -'

eC\?>

SeQ o~(,{'

2

m

"C "C

10

40

100

400

1.000

~x ~

Calidad del macizo rocoso Q = RQO x

Jn

Ja

SRF

CATEGORIAS DE SOSTENIMIENTO

1. Sin sostenim iento. 2 . Bu fonada puntual , sb . 3. Bufonada sistemático , B.

4. Bufonada sistemático con hormigón proyectado, 40-100 mm, 8+8. 5. Hormigón proyectado con fibras, 50-90 mm y bu fonada S(fr)+B. 6 . Hormigón proyectado con fibras, 90-120 mm y bufonada, S(fr)+B. 7. Horm igón proyectado con fibras, 120-150 mm y bu fonada, S(fr)+B. 8. Hormigón proyectado con fibras, >150 mm con bufonada y arcos armados reforzados con hormigón proyectado, S(fr)+RRS+B. 9. Revestimiento de hormigón, CCA.

W¡i¡f E.. ,tJ

Sostenimientos según el índice Q (Barton, 2000).

W.1

Criterios de excavabilidad

La excavación de un tú nel en roca depende de la facilidad o d ificultad al arranqu e que presente el macizo rocoso fre nte a los distintos métodos de pelforación (Apartado 10.8). Las propiedades que definen la excavabilidad son las siguientes:

Res istencia de la matriz rocosa. Dureza y abrasiv idad. Fracturación. Índi ces de calidad geomecáni ca. En el Apartado 9.8 del Capítulo de taludes se han

1~

TÚNELES

519

• en función de la res istencia a compresió n simple de la matri z rocosa, (Jd' y la resistencia a tracción, (JI :

6

Rocas fác ilmente rozables: (JJ(Jci < O, l . Rocas difícilmente rozables: (JJ(Jd > O, ] .

Voladura

2

•

0,6

EXCAVABILIDAD EN FUNCiÓN DE LA ABRASIVIDAD. íNDICES SCHIM AZEK y CERCHAR

Voladura de esponjamiento (prevoladura)

0,2

La ab rasividad y la rozabi lidad puede n evaltiarse a partir del índice Schimazek, que se expresa co mo:

0,06

F = Qd50 (JT

Ripable

dond e: F = coeficiente de abrasividacl (N/ mm). Q = contenido en cuarzo equi va lente en minerales abrasivos (%). d so = diám etro medio del c uarzo (mm). (JI = resistencia a tracció n (N/ mm 2).

Excavación mecán ica ligera

0,006

+--,---,--- , - - -r""""-r-----,---.J 0, 1

0,03

0,3

1

3

10

30

Indice de carga puntualls (MN/m 2 ) I 3

I 2

I 5

I 10

I 20

I 50

I I 100 200

I 500

La observación de mjnera les y su tamaño se efectúa en láminas delgadas, y se toma el SiO z como mine ral de referencia. Segú n es te índice la rozabilidad de la roca es la sigui ente:

Resistencia a compresión (MPa)

WilRE"!E' Clasificación de rocas para su excavabilidad (Fran klin , 1974).

Abrasividad F (kp/cm)

Rozabilidad

0,2-0,3 0,3-0,4 0,4-0 ,5 0,5-0,6 0,6-0,8 0,8- 1,0

Muy buena Buena Moderada Regu lar Mala M uy mala

desc ri to vari os criterios para evaluar la excavabilidad, presentándose a continuac ió n algunos de los más ap li cados a la excavació n de túneles. Para más detall es se re mite a Díaz Méndez (1997) y a Romana (1994). •

EXCAVAB1L1DAD EN FUNCiÓN DE LA RESI STENCIA

A partir del índice Cerchar, determinado en el ensayo del mismo nombre, se puede estimar también la abrasividad. El ensayo consiste en medir el diámetro (décimas de milímetro) de la supelÍicie circular prod ucida por el paso de una ag uj a en una muestra; en el Cuadro 10.9 se clasifican las rocas en función de este índice.

A partü- de la res istencia uni ax ial y el es pac iado de las di scontinuidades se puede diferenciar la excavación por vo laduras y la excavación por medi os mecáni cos (Figura 10. 13). De forma aprox imada puede estima rse la rozabilidad (o facilidad para excavar un túnel con rozadoras)

Abrasividad de rocas a partir del índice Cerchar Índice Cerchar

Clasificación

T ipo de roca

> 4,5

Extremadamente abrasiva

Gneis, pegmatita, granito

4,25-4,5

Altamente abrasiva

Anfibolita, granito

4,0-4,25

Abrasiva

Gran ito, gneis, esquistos, piroxenita, arenisca

3,5-4,0

Moderadülllcnte abrasiva

Arenisca

2,5-3,5

Abrasividad media

Gneis, granito, doJerita

1,2-2,5

Poco abrasiva

Areni sca

< 1,2

Muy poco abrasiva

Caliza

(Díaz Méndcz, 1997).

SZO

INGEN IER íA GEOLÓG ICA

Métodos de excavación y de sostenimiento de túneles en roca El di seño de un tún e l supone un co nju nto de ac tu aciones entre las que se destacan: El conoc imi ento de la es tructura y litología de l terreno para seleccionar el ni ve l geotéc nico en el qu e se va a perforar, así como e l espesor de terreno resistente qu e qu eda por enc ima de la cla ve, la posible presenc ia de agua, las ca racterís ti cas geotéc ni cas del terreno y los daños qu e en él puede orig ina r la excavació n, en tre otros. Conocido e l trazado y el tipo de problemas geotéc ni cos previsibl es, debe di señarse el sistema constructivo que lleve a la sección defin iti va, partiendo de l gá li bo establ ecido por condi c iones fun cionales y de explo.tación. Este proced imiento. se dec ide e n función del tipo. de te rre no., tamaño de la sección, long itud de la obra, nive l de seg uridad deseado, efec tos amb ientales (incluyend o los movimientos y lo.s efec to s induc ido.s por la excavación y su repercu sió n en estructuras e instalac iones próximas), plazo.s de obra, posibles ines tab ilidades (c ua nd o el rec ubrimie nto es peque ño), etc.

En fun c ión del siste ma construc ti vo e legido se di seña y calcula ta nto e l sostenimiento prima-

rio como el revestimiento definitivo. Este último debe instalarse en fu nció n de la seg uridad de la obra a la rgo plazo, condi cio nes de explotac ión y ven tilac ión, etc., pudiendo considera rse, o no, q ue parte de la carga de l terre no la absorbe el sos tenimi ento primario. Se de be comprobar, durante y posteriorme nte él la excavac ión, que el co nj uIlto terreno- sos teni mi ento se comporta de fo rma debida. Para e ll o la auscultación (medida de co nvergenc ias, presión de tierras, etc.) res ul ta impresci ndible, tanto para comprobación co mo por seg urid ad. Por otro lado, y bajo el punto de vista constru ctivo , la ej ec uc ión de un túnel tamb ié n implica la resoluci ó n de di versos proble mas: Excavar el «ava nce» de l tún e l de forma que e l fren te sea estab le un c ierto tiempo, durante e l c ual pueda coloca rse un sostenimie nto que sujete bóveda y hasti a les en la zo.na recién exca-

r

a) Estado in icial >

"

e

'0 .~

i" "Desplazamiento

u

b) Estados provisional y fina l

Cambio de tensiones en el frente del túnel.

1~

TÚNELES

SZl

• ~

\,

,/

Capa blanda

~

j'

r-f'

r'

(

Capa resistente

Zona de mayor decompresión y plastificación

\"

---+ Tunel pequeño

\

,

:0 " : ~

"~~

:

,

Tunel gra nde a) Sección longitudinal

b) Sección transversal

Influencia del tamaño de un túnel en su estabilidad.

vada y en la inmediatame nte próx ima; ell o implica que el cambio de te nsiones induc ido por la exca vación ti ene que ser compatible con las características del terreno y del sostenimiento, a fi n de que no se produzca la rotura. En la F ig ura IO.l4a) se representa e l estado de tensio nes

inicial del terreno, antes de ser excavado. Al producirse la excavacjó n, lejos de l frente y delante de él, e l estado de tensiones (puntos I y 6) será e l mismo qu e e l inic ial, pero al rededor de l fre nte (puntos 2, 3, 7 Y 8, Fig ura 10.14b) e l estado de tensio nes ca mbia rá. La presión verti cal, (J", irá di sminu ye ndo al produci rse des plazami entos, u, o sea, la re lajación q ue supo ne la excavació n (Fig ura 1O.14b), pa ra estab ili zarse e n el punto S (l ej os de l frente), c uand o ya se produce la interacción te rreno-sostenimiento y ambos l1 ega n a una presió n de equilibri o (punto 5). A l mi smo tiempo, cambian las tens iones hori zo ntales, (J H' por lo que el círcu lo de Mohr inic ial (e l de los puntos I y 6) va ocupand o posiciones diferentes. El círc ul o 1 (c lave del túne l) va acercá ndose, a ntes de qu e actúe tota lme nte el sos ten.imi ento , a la linea de res iste ncia intrínseca (círcu los 2 y 3, corres pond iente a los puntos 2 y 3), por los que se co rre e l ri esgo de ro tura. Si n e mbargo, a l actu ar el sos tenimi e nto se ll ega al círc ul o 5 y a un a situac ió n más es tabl e y más seg ura. Fenó me no análogo ocu rre en el punto 6, que evolucio na desde e l círcul o 6 a l 8. Conseguir un re ndimi ento de excavac ió n lo más alto pos ible, inte ntando que la excavació n de l túnel se ll eve a cabo co n el me nor núm ero de fases, lo qu e de be ser co mpatibl e co n e l problema anteri or; c uan to más pequ eño e,." e l hu eco perfo rado me nor es e l ca mbio g lo bal de presiones y mayor es la estabilidad de l conjunto (Fi g ura 10.1 S).

522

INGENIERíA GEOLÓGICA

Poder ejec utar un revestimi ento definiti vo qu e permita la ex plotación del túnel a corto y largo plazo, con las debidas co ndi ciones de seguridad. Conseg uir un equ il ibrio económ ico entre los plazos de ej ecuc ió n y los medios materiales utili zados para excavar y reforzar la sección. Interesa la máxi ma meca ni zació n de los tajos, pero e llo puede s upo ner un impo rtante cos te de inversió n: las ll1n e ladoras modernas varían entre 1,8 Y 12 mjJJ o nes de e uros, en fun ció n de l diámetro , terren o, a perfo rar, etc. Aseg urar en todo mo me nto la seg uridad de los equ ipos hum anos in vo luc rados e n la excavac ió n, sos tenimi e nto, etc. La excavación sie mpre supo ne una decompresió n del terre no, pudie ndo permitirse qu e éste se re laje parc ialmente, de forma qu e, cuand o se coloq ue e l sostenimi ento, la pres ión de eq ui librio sea re lati vame nte baja. En la Fig ura 10.16 se re presenta la re lac ió n pres ió n del terreno «(JI') - des plazam ie ntos (u), es dec ir lo que s ue le ll amarse línea característi ca del terreno. Al excavar e l tún e l las pres iones bajan, debido a los desplaza mi entos (o re lajac io nes) que se produ cen. Si se supo ne que e l terreno es elástico, la línea característica es un a rec ta. Si no , es una curva , que ll ega a ponerse paralela al eje ti si es que la cavidad es ines table. El soste nimi ento se coloca cuando ya se ha produc ido un cie rto despla za mi ento, /t o , Y ta mbi é n te nd rá su propia línea característi ca (e n la que los desplazami entos aumentarán a l hace rl o las pres iones). El punto de enc uentro de las dos líneas carac terísti cas es e l punto de equilibrio de excavac ió n. Posteri o rmente, con e l paso del ti empo y la nu enc ia de los mate rial es, ese pun to puede vru·iar a lgo (Fig ura 10. 16). En esta hipótes is se basa e l Nuevo Método Austríaco de Túneles (NATM , descrito

+0"" 0"" e 'o .¡¡; ~

"-

,,

O _ Túnel

,

", '" ... , , \ , ,, ,, , ,

L. caracL \

:¡uguesto!\ terreno elástico

u,

e

sosteni miento

/ ----

Linea caract. terreno inestable

'o .¡¡; ~

"-

Línea caract. terreno estable

Desplaza miento

Desplazami ento

(Desp lazam iento cuando emp ieza a actuar el sosteni mie nto = tlo)

W111f'''''ij

Líneas caracte rísticas.

más ade lan te), que conside ra que los des plazamientos a que da lugar la re laj ac ió n tensional movi li zan la resistencia de la roca alrededor ele la excavación y eUo pe rmite, junto con la ins talació n de un sostenimi ento fl ex ible, llega r a presiones de trabajo relati vam ente baj as, con lo qu e el revestim ie nto definiti vo, en fases pos teri ores te ndrá que absorber pequ eñas presiones, ade más de las variaciones de pres ión que se produ zca n a [argo plazo, por influencia de [os materiales (Figura 10. [6) . S in embargo, dado qu e [a excavació n siempre altera y deco mprim e el terre no en su e ntorno, no siempre es deseable

dejar re lajar a prec iable mente e l terre no, sino que e n materi ales rocosos muy fracturados y tectoni zados, e n c iertas formac iones vo lcánicas (escorias, tobas, pi roc lastos, etc.) y en suelos (en los qu e la extrapolac ió n del NAT M puede ser pe li grosa, por la pérdid a ele cement ac ió n que se introduce e n materi ales areno-arcillosos y arci llas fi suradas), In re laj ac ió n puede ser no admjsible (Figura 10. [7); en es tos casos es conveniente la excavación con el menor daño posible para el te rreno, co n sos tenimi entos se mi rígidos y la co nstrucció n inmedi ata de l reves ti miento.

Zon i decomprimida

E uiJibrio inicial Aumento zona decomprimida fJor relajacl n

Res ultado d permitir la relajación (transformación del terreno)

Línea / ' característica inicial

Línea característica del sostenimiento

Desplazamiento

Decompresión alrededor de una excavación y sus efectos en rocas m uy f racturadas o poco cementadas.

1~

TÚNELES

523

• La influencia geológica y geotécnica en el proceso constructivo de los túneles es fundamental, de forma que tanto la excavación como los sostenimientos están directamente relacionados con la calidad geomecánica del terreno; por este motivo, los procedimientos de excavación y sostenimiento deben considerarse en los estudios de ingeniería geológica de túneles. El Ministerio de Fomento de España, en la Instrucción IOS-98 sobre el proyecto de obras subterrán eas, precisa que se inclu ya n, entre otros, los sig ui en tes aspectos: Recomendaciones sobre tipos de sostenimiento a adoptar para los distintos sectores establecidos en el trazado. Recomendaciones orientadas a definir los sistemas de ejecución. Determinación de los parámetros que indirectamente pueden servir de base también para el proyecto de la sección tipo. Cálculo de subsidencias o movimientos del terreno, inducidos por el túnel, en caso de entornos susceptibles a las deformaciones de aquél. Análi sis específico de las áreas de emboquille y posibles estructuras especiales.

Métodos de excavación Los métodos más ut ilizados para la excavación de túneles en roca so n la perforació n y vo ladura y la excavación mecanizada.

Perforación y voladura. El arranque se efectúa con explosivos y se utili za en rocas de alta resistencia, con velocidad sísmica del orden de V" > 2.000 - 2.500 111/S, según las condi ciones del macizo o cuando las rocas sean lllUy abrasivas. Es el método más utili zado, y consiste en efectuar unos taladros en el frente de excavación, cargarlos con explosivos y hacerlos detonar. La peJtoraciól1 se efectúa por medio de 35 %

1" < 10

A,

10 < 1,, 1,3 para la máx ima avenida esperable.

Factor de seguridad> 1,0 para cargas extremas, máx imo terremoto esperable y máxima avenida.

(Modificado de Hoek, 1991 .)

RECAPITULACiÓN DE LA PARTE "

603

----_.

• Contexto geomecánico y criterios de aceptabilidad para el diseño de obras subterráneas Estructura

Problemas

geomecánicos

:':::..

... ..

.. ..

.. ... .. .. ... "" Túneles a presión en centra les hidroeléctricas

Métodos

Criterios

de análisis

de aceptabilidad

Filtraciones excesivas en

Relación enlre la miÍxima

Determinación de los

túneles sin revestir o gunitados. Roturas o

presión hidrá ulica y la tensión mínima principal

recubrimientos mínimos a partir de mapas

pandeas de cerehas

en la roca circundante .

topográficos de detalle.

Capacidad de las cere has y

Análisis tcnsionales en secciones paralelas y perpendiculares al eje del túnel. Comparación entre la máxima presión hidráulica y la tensión mínima principal pruu el diseño de cerchas.

máxima carga hidráulica, o 1, 15 para presiones dinámicas muy bajas.

debidos a defonnaciollcs de la roca o presiones externas.

eficacia de las inyecciones. Niveles frcálicos en el macizo rocoso.

Se precisan cerchas cuando la tensión mínima principal en la roca es menor de [,3 veces la

o

Roturas cuando las tensiones inducidas sobrepasan la resistencia de la roca. Deformaciones que tienden a cerrar la sección del túnel si el sostenimiento es inadecuado.

Resistencia del macizo rocoso y de los elementos geológicos estructurales singulares. Abombamiento potencial , en especial en rocas sed imentarias. Método y secuencia de excavación. Secuencia de installlción y capacidad de los sistemas de sostenimiento.

Análisis de tensiones por métodos numéricos. Análisis de la interacción roca-sostenimiento. Métodos numéricos para determinar la capacidad y secuencia de installlción de los sistemas de sostenimiento.

La capacidad del sostenimiento instalado debe ser sul1ciente para estabil izar el macizo rocoso y limitar la convergencia a un nivel aceptable. La máquinaria e instalaciones han de adecuarse a los procesos dc convergencia del túncL Auscultación pam controlar las defonllaciones dur:U1te la constmcción.

cID

Caídll de bloques por gravedad o deslizamiento de cuñas o bloques producidos por intersección de discontinuidades. Caída de pequeños fragmentos por sostenimiento insuficiente.

Orientación, buzamiento y resistencia al corte de las discontinuidades del macizo rocoso. Forma y orientación de la excavación. Calidad de las perforaciones y voladuras durante la excllvación. Secuencill de instalación y capacidad de los sistemas de sostenimiento.

Proyección estereográficll o métodos analíticos para determ inar las cuñas potenciales. Análisis de equi librio límite para estudios paramétricos en cuñas críticas y evalullción del factor de seguridad del sostenimiento.

Factor de seguridad mayor de 1,5 para deslizamiento de cuñas y mayor de 2 para caída de cuñas y bloques. La secuencia de instalación de los sistemas de sostenimiento es básica para evitar caídas o deslizamientos de bloques o cuñas. En este coso la auscultación es de escasa efec tividad.

QJ

Caída de bloques por gravedlld o deslizamiento de cuñas y roturas en el macizo rocoso por cone o tracción, en función del espaciado de las discontinuidades y la magnitud de las tensiones

Forma y orientación de la excavación en relación con la orientación, buzamiento y resistencia al corte de las discontinuidades del macizo rocoso. Tensiones in sitll en el macizo. Excavación y sostenimiento y calidad dc las perforaciones y voladuras.

Proyección esterográfica o métodos analíticos para determinar las cuñas potenciales. Análisis numérico para determinar tensiones y deformaciones durante la excavación y el di seño del sostenim iento.

El diseño es aceptable cuando en los métodos numéricos se han considerado las posibles roturas, no se sobrecargan los sostenimientos y se han estabilizado las deformaciones del macizo rocoso. La auscultación de las deformaciones es esencial para validar las predicciones de diseño.

Oricntllción, buzamiento, permellbilidad y resistencia al corte de las discontinuidades del macizo rocoso. Tensiones i/l ~·itll Y tensiones térmicas en el macizo. Di stribuc ión del agua subterránell en el macizo rocoso.

Análisis numérico para determinar las tensiones y deformaciones durante la excavación y la acción térmica de los propios residuos radiactivos. Modelos de flujo y velocidad de aguas subterráneas por métodos numéricos.

Un diseño llceptable requiere velocidades de flujo extremadamente bajas para evi tar el tmnsporte de elementos radiactivos.

Túneles en rocas blandas

Túncles superficiales en rOCllS diaclaSlldas

Grandes cavernas en rocas diaclasadas

q3 Depósitos subterráneos para res iduos nucleares

(Mod ificado de Hock, 1991.)

604

Factores críticos

INGENIERíA GEOLÓGICA

iJl sifll.

Rotura en lajas por efecto térmico y/o tensional de las paredes del macizo rocoso circundante, que provocnría un aumento de la permeabilidad y una mayor probabilidad de fuga radiactiva.

• Contexto geomecánico y criterios de aceptabilidad para el diseño de taludes Tipo de inestabilidad

~ Des lizamientos

Mecanismo de rotura

Roturas complejas con superficies circulares o curvas, incluyendo desli zamientos a favor de fallas y otros elementos estructurales y roturas a través de la matriz

Factores críticos Existencia de fallas. Resistencia al corte del

plano de rotura. Distribución del agua y

altura del nivel frcático en el talud. Acciones sísmicas.

rocosa.

~

Factor de seguridad > 1,3 para taludes temporales con mínimo riesgo de daños. Factor de seguridad > 1,5 para taludes pennanentes con riesgo significativo de daños.

Rotura plana o en cuña a favor de discontinuidades.

Altura, ángulo y orientación del talud. Dirección y buzamiento de las discontinuidades. Distribución del agua y posición del nivel freático en el talud. Acciones sísmicas. Secuencia de excavación e instalación del sostenimiento.

Análisis de equilibrio límite para estudios paramétricos. Análisis de probabilidad de rotu ra basados en la distribución, orientación y resistencia al corte de las di scontinuidades.

Factor de seguridad > 1,3 para taludes temporales con mínimo riesgo de daños. FS > 1,5 pam taludes permanentes con riesgo significativo de daños. Probabilidad de rotura entre 10-15 % para cortas mineras cuando el coste de retirada de material caído es menor que el de sostenimiento.

Vuelco de estralos a favor de discontinuidades verticales subparalelas a la dirección del talud.

Altura, ángulo y orientación del talud. Dirección y buzamiento de las discontinuidades. Nivel freático en el talud. Acciones sísmicas.

Métodos de equ ili brio límite para análisis de vuelco y deslizamiento con modelos simplificados. Modelos de elementos discretos con geometrías simplificadas para análisis de los mecanismos de rotura .

No hay un criterio de aceptabil idad general. La auscultación del talud es el único medio para determinar su comportamiento.

Caída de bloques y fragmentos de roca sueltos o independizados en el talud.

Geometría del talud. Presencia de bloques sueltos. Presencia de estructuras de retención de caída de bloques.

Cálculo de trayectorias de caída y de rebote de bloques. Análisis de Monte Carla para trayectorias y distribución de caída de rocas en fun ción de la geometrfa del talud y características de los materiales.

La localizaci ón y análisis de la distribución de los bloques cafdos indican la magnitud del proceso, y permiten determinar las medidas correctoras.

.... ,.::::.:.:/t;.!::H1il

Taludes en roca con discontinuidades verticales

-111 ', :-'C:::

,,:,-"::.-

Taludes en roca con bloques sueltos

poco significado, pero lQs

am'ilisis permiten evaluar la influencia de las diferentes medidas estabilizadoras. Se recomienda la auscultación a largo plazo para detectar movimientos en el talud.

Métodos de equ ilibrio límite en dos dimensiones. Ocasionalmente: análisis de probabilidad, análisis de equilibrio límite en tres di mensiones y métodos de análisis numérico.

Taludes en macizos rocosos fracturados

,;,.

Un valor absoluto del

faclor de seguridad tiene

Altura y ángu lo del talud. Resistencia al corte del pl ano de rotura. Distribución del agua y altura del nivel freático en el talud. Sobrecargas o acciones sísmicas.

,:.",'"",,:.,.

~

Métodos de equilibrio límite. Métodos numéricos (anál isis de elementos finitos o elementos discretos) para análisis de mecanismos de rotura y de las relaciones es Fuerzo-deFormac ión.

Criterios de aceptabilidad

Rotura curva a favor de superficies en forma de cuchara en suelos o rocas muy fracturadas.

Taludes en suelos o roca muy fracturada

~

M étodos de anális is

(Modificado de Hoek, E. , 1991. When is a design in rock engineering acceptable? Proc. IIlI. Congr. Rock Mechanics. Aachen. Alemania. ISRM. Vol. 3. pp. 1485-1497.)

602

INGENI ERIA GEOLÓGICA

Parte

RIESGOS , GEOLOGICOS

•

l

PREVENCiÓN DE RIESGOS GEOLÓGICOS

1.

Los riesgos geológicos

2.

Peligrosidad, riesgo y vulnerabilidad

3.

Criterios de seguridad en ingeniería geológica

4.

Prevención y mitigación de los riesgos

5.

Mapas de peligrosidad y de riesgo

•

1~,1

Los riesgos geológicos

Los procesos geodinámi cos que afec tan a la supe rfi cie terrestre dan luga r a movimientos del terreno de diferente magnitu d y característi cas, qu e pueden constituir riesgos geológicos al afectar, de una forma directa o indirecta, a las act ividades humanas (Cuadro 13. 1). Fenómenos tan variados como la erosión, disolució n, movimjentos sísmicos y erupcio nes volcánicas y las preci pitaciones pueden producir desli zami entos y desprendi mi e ntos e n las laderas, coladas de ti e rra y derrubios, aterrami e ntos, hundimientos, subsiclencias, etc. Estos movimientos de l terreno son el reflejo de l carácter di námi co del medio geo lógico y de la evolución natural del reli eve, pero tambi é n puede n se r provocados o desencadenados por e l hombre al interferir con la naturaleza y modifi car sus condiciones. Los movimi entos del terreno, desde un desli zami ento de cierta magnitud hasta un terre moto de gran intensidad, causan en ocas iones cifras muy elevadas de víctimas y pérdidas económ icas. Co nsiderando tambi én las inundac iones y ciclones, e n las dos últi mas décadas los mu ertos en el mundo han superado los 3 millones, con más de 800 millones de damnificados; seg ún e l Banco Mundial , e ntre los años. 90 y 96 los desastres naturales han superado los 40.000 millones de dólares e n pérdidas (Murck el al. , 1996) . La ingeniería geológica, como ciencia ap licada al

Procesos geológicos y meteorológicos que pueden causar riesgos Procesos geodin ámicos externos

-

Des li zamientos y desprendimientos . Hundimi entos y subs idencias. Eros ión. Expansividad y colapsabilidad de suelos.

Procesos geodimímicos internos

-

Terremotos y tsunamis. Vulcanismo. Diapiri smo.

Procesos meteorológicos

-

608

Llu vias torrenciale.''i y precipitaciones intensas. Inundaciones y avenidas. Procesos de arroyada. Huracanes. Tornados.

INGENIERIA GEOLÓGICA

estud io y solución de los proble mas producidos por la interacció n e ntre el medio geológico y la activ idad humana, ti ene lIna de sus principales apli caciones e n la evaluación, prevención y mitigación de los ri esgos geo lógicos, es decir, de los daños ocasio nados por los procesos geodinámicos. Los problemas derivados de la doble interacción entre el medio geo lóg ico y las actividades humanas hace n necesari o el plantea mi ento de actuaciones adecuadas para conseg uir un equilibrio entre las condiciones naturales y la oc upación del territorio, incorporando los métodos de prevención y miti gación de los ri esgos geológicos a la planificación. Es tas actuaciones deben partir de l co noci miento de los procesos geodinámicos y del co mportamiento geomecáni co del terreno. Los daños asociados a un determinad o proceso geo lógico dependen de: La velocidad, magnitud y extensión de l mi smo; los movimientos del terreno puede n ocurrir de forma violenta y catástrófi ca (terremo tos, grandes desli za mi entos repentin os, hundimientos) o lenta (fluj os y otros movi mi entos de laderas, subsidencias, e tc.). La posibilidad de prevención y predicción y el tiempo de aviso; algunos procesos, como terremotos o avenidas repentinas (flash floods) no pueden ser prev istos, di sponiénd ose de muy poco o nin gún tiempo para alertas.

La posibilidad de actuar sobre el proceso y controlarlo o de proteger los eleme ntos expuestos a sus efectos. Los efec tos de los movi mi entas de l terreno pueden ser directos o indirectos, a co rto, largo plazo o pennanentes. La escala de ti empo geológico en que se desarrollan determinad os procesos, como los tectóni cos o isos táti cos, hace que sus efectos no sea n co nsiderables a escala humana. Sólo determinados procesos, cuando ocurren a escala «gco técni ca o ingenieril », so n controlables mediante ac tuaciones a ntrópicas, co mo los desli zami entos y desprend imientos, los procesos erosivos, las subsidencias y las inundaciones. Los terremotos, tsunamis, eru pciones volcáni cas y grandes desli zamientos y avalanc has de millones de metro s cúbicos en zo-

r [

nas montañosas qu edan fu era de l a lcan ce y con trol

La seg uridad frente al fa ll o geotéc ni co de l terreno. La seg uridad frente a los procesos geológ icos.

humano.

En los apartados sig ui entes Se desarrollan los aspec tos relac ionados con la e valuación y preve nció n de los ri esgos geológicos y su innue nc ia en las obras de ingeni ería. A es te res pecto, conv iene resaltar la importanc ia de considerar la incide ncia ele los procesos dinámi cos natural es en e l di seño y la seguridad de las obras e instalaciones, junto a la evaluación de la seguridad geotéc nica. Así, los estudios deben inc luir:

En los Capítulos 14 y 15 se tratan los movimi entos de lade ra y el ri esgo sísmi co, por constitui r los procesos más direc tamente re lacionados con las caracte rísticas y comportamie nto geotécnico de l terreno. Los movimientos por arc illas expansivas y los suelos colapsab les y se nsitivos se consideran más bie n proble mas geoléc nicos, tratándose en los Capítu los 2 y 8.

1J,G

Peligrosidad, riesgo y vulnerabilidad

Para e vitar o reducir los ri esgos geológ icos e incorporar la influencia de és tos a la planificac ión y ocupación del territorio, es necesaria la e valuación de la peli gro sidad y de l ri esgo . En los es tudio s de ri esgo se utili za una te rmin ología propia para definir la pe li grosidad, e l riesgo y la vulnerabi lidad. Si bien el té rmino «ri esgo » frec uenteme nt e se empl ea para referirse a c ualquier proceso más o menos viol ento o catastrófi co que puede afec tar a las personas bienes, y se apli ca como sinónimo de pe ligrosidad , ambos conceptos son difere ntes. La pe~ Iigrosida d se refiere al proceso geológico, el riesgo

°

partir de datos y seri es históri cas y/ o instrume ntal es) o de los fac tores qu e lo desencad enan (e l periodo de relorno de las prec ipitac iones qu e desencad enan deslizamie ntos e n una zona). La peligrosidad, según se ha definido , puede expresarse como la probabil idad de ocurrenc ia de un fenómeno de dete rmjnnda intensidad e n un lapso de ti empo dado , pero tambi én se puede ex presar a partir del per iodo de retorno T (años tran sc urridos entre 2 eventos o procesos de se mejantes característi cas), que es la inversa ele la probabilidad anual de excedenc ia, p (u ):

a las pérdidas y la vul nerabilidad a los daños. A continuac ión se de fin en estos conceptos seg ún su uso más ex tendido. La peligrosidad, P, (//{{J.ard) hace re fere ncia a la frec uenc ia de oc urrenc ia de un proceso y al lugar. Se de fine como la probabilidad de oc urre nc ia de un proceso de un niv el de intensidad o severidad determinado, dentro de un periodo de ti e mpo dado y de ntro de un área específica (Varn es, 1984 ; Barbat, 1998). Para su eva luac ión es necesario c'onocer: Dónde y cuándo oc urri e ron los procesos en e l pasad o. La in te nsidad y magnitud qu e tuvi e ron. Las zonas en qu e pueden oc urrir procesos futu ros. La f rec uenc ia de oc urrenc ia. El último punto sólo puede ser estimado si se conoce n las pautas te mporal es de l proceso (por eje mplo e l peri odo de retorn o de los terremotos o inundac iones, a

T = l/P,,, ) La probabiLidad p de qu e un valor determinado de intensidad (por ej e mplo un va lor de aceleración e n el caso de terre motos) correspondiente a un pe riodo de re torno 1lle 15% (Muy alto )

Cl Cl Cl Cl

> 10% (Alto) >5% (Medio) < 5% (Bajo)

Elementos a considerar para la evaluación de la vulnerabilidad Daños o pé.'didllS

Vulnerabilidad

La vulnerabilidad social depende de: - La intensidad y velocidad del fenómeno.

Social -

Muertos y desaparecidos. Heridos y discapacitados . Personas sin hogar. Personas sin trabajo. Epidemias y enfermedades.

Estmctural

-

Daños sobre ed ificios y estructuras. Daños sobre el con tenido de Jos mi smos. Pérdida de benel1cios. Efectos sobre las personas.

Económica

Daños directos: - Costes de repos ición. reparació n o mantenimi ento de estructlll'as, in slalnciones o propied,¡des, siste mas de co municac ió n, electricidad, etc. Daños indi rectos: - Reducc ión del val or de los bie nes. - Interrupción de los sistemas de transporte.

1J.J

- La densidad de poblac ión. - La vulne rabilidad estrucllIral. - El ti empo de av iso. - Los siste mas de e mergencia y respuesta.

La vulnerabilidad estructural depende de: - La intensidad y velocidad del fenómeno. - El tipo y características de las construcciones. - La concentración en áreas de poblac ió n. - Pérdidas de producti vidad de sue lo agríco la o industrial . - Pérdida de ingresos por impuestos . - Pérdidas en la producti vidad humana. - Pérdidas en beneficios comerciales. - Pérdidas en la recaudació n de impueslOs . - Costes de medidas preventi vas o de miti gación. - Pérdida de cal idad del agua y contaminación.

Criterios de seguridad en ingeniería geológica

Es prácti ca habitual en ingeni ería geológ ica estim a!' la seg uridad frente a las condi ciones geológicas y geotéc ni cas mediante el coeficiente de segurid ad, qu e indica de forma determini sta la relación entre las fuerzas estabili zadoras y las desestab ilizadoras con respecto a un a situación de equilibrio límile (F = 1,00). El coeficiente de seguridad F puede definirse como el coefi ciente por el cual debe reducirse la resistencia al corte del terreno para que un talud, excavació n, cimentació n, etc., alca nce el estado de equil ibri o limite (Morgenstern, 1991). El va lor elegido para este coefi ciente depende del grado de conocimiento de los parám etros de resistencia del terreno, pres iones hi drostáti cas, superficies de rotun; potencial es y mag nit ud de las fu erzas externas qu e ac tú an o pueden actuar sobre el lerreno (Hoek, 199 1). En los Cuadros B, C y O incluidos en la recapitul ación de la Parte 11 (páginas 602 a 604), se indican los distintos «c,.iterios d e aceptabilidad» pa ra diferentes tipos de es tructuras. Cuando puedan tener lugar procesos geológicos cuyas co nsec uencias supongan daños potenciales, estos procesos deben considerarse en los cálcul os de estab ilidad y seguridad de las instalaciones. Una vez identificado el proceso (terremoto, inundac ión, desl.i -

zamiento, etc.) y definido su grado de severidad (seg ún parámetros como la ace lerac ión sísmi ca, altura de agua, velocidad y alcance del proceso, etc.), es tos parámetros se incorporan al cálculo elel coeficiente de segu rid ad. Para conside rar la influencia de ciertos ri esgos geológicos, como las avenidas y los terremotos, se utili zan los periodos de retorno; obviamente, a procesos de mayo r intensidad correspo nd en peri odos de ret orno más allos. ~ Ex isten norm ati vas o instrucc iones qu e especifican los coefici entes de seg uridad, peri odo s de retorn o y otros criteri os de seg uridad, o de aceptablidad, a adoptar según el tipo de es tructura. Sin embargo, en ocasiones estos criterios se dejan a juic io del proyect ista o respo nsable del es tu dio, en cuyo caso se recomienda segui r los sigui entes cri teri os: •

1.

FRENTE AL FALLO GEOTECNICO

Ob ras a co rto plazo sin estructuras impl icadas (excavaciones a cielo abi ert o, talud es temporales, etc. qu e no for man parte del apoyo ele cimentac iones o es tructuras): 1,2 ~ F < 1.5.

1J

PREVENC IÓN DE RIESGOS GEOLÓG ICOS

613

• Obras a largo plazo sin estru cturas implicadas:

•

F ?3 1,5 .

En primer lugar debe tenerse en cue nta la incidencia de los posibles ri esgos que puedan afectar a la seguridad de las estructuras. Para ello se estima el grado de severidad o inte nsidad del proceso para los siguientes periodos de retorno T:

Cimentaciones y excavaciones con estructuras implicadas: I,S '" F '" 3,0. En cualqui er caso considéren se los criterios de aceptab ilidad dados en los C uadros B , C y D citados.

2.

FRENTE A RIESGOS GEOLÓG ICOS

Edificaciones y estructuras menores: 100 ", T '" SOO años .

., , Ejemplo de análisis de la seguridad geológica En la fotografía adjunta se observa un edificio de once plantas apoyado sobre un alu vial formado principalme nte por are nas y gravas, con un talud subvert ical a cuyo pie se aprecia la presencia de agua. Una falla corta al alu vial. La zona es de alta sismicidad, habi éndose estimado un periodo de retorno de 150 años para un terremoto de magnitud M = 7. Anali zar la seguridad geo lógica. l.

del edificio. Se ha te nido en cue nta el efecto de la proximidad al talud, descarLándose la posibilidad de roLura del mismo (es tos aspectos se tratan en los Capítulos 8 y 9).

2.

La probabilidad de que se exceda un Lerremoto de mag nitud 7 durante el periodo de vida del edificio es del 28 %, por lo que es necesario di se ñar la estructu ra para resistir las acciones sísmicas de di cho sismo, considerando los facto res de amplifi cación del terre no (ver Apartado IS.4 del Capítulo I S).

Seguridad frente al fallo geotécnico El edifi cio se ha cimentado mediante zapatas arriostradas para un coeficiente de seguridad de 2,0, en función de la capacidad portante y la carga

Peligrosidad sísmica

3. Susceptibilidad frente a la licuefacción Dado el tipo de terre no se descartada este proceso (ver Apartado 15.6 del Capítulo 15) .

4.

Susceptibilidad frente a deslizamientos induci· dos por terremotos La di stan cia del edifi cio al borde del talud y la resiste ncia del terreno deses timan es ta posibilidad (ver Apartado 15 .6 del Capítulo 15).

5. Susceptibilidad frente al fallamiento superficial La presenci a de una falla activa y la sismicidad regiona l hacen suponer que puede producirse la rotura del terreno a favor de la falla existente, con una probabilidad equi valente a la del te rremoto conside rad o, por lo que el emplazami ento no resulta aceptable bajo este c riterio.

Conclusiones

Foto tomada de W. Hays.

614

INGENIERiA GEOLÓGICA

La seg uridad frente al fa llo geotéc ni co del terreno, licuefacc ión y desli zami ento, evaluada de fo rma determinista, res ulta ace ptable. La peligrosidad sísmi ca, evaluada e n base a criterios probabili stas, hace necesario el di se ño sismol-resiste nte acorde co n las acc iones sísmicas previstas . La peligrosidad fre nte a la rotura de l terreno por la prese ncia de la fa ll a determüm que el e mpl azami e nto sea inadecuado .

II Estructuras importantes, presas, pue ntes, edificios singulares, etc. : T = J .000 años. Instalaciones de alta seguridad: 1.000 ~ T ~ 10.000 años, o el equivalente al máximo grado de inte nsidad reg istrado. Identifi cado e l proceso geo lógico que da lugar a un riesgo potencial , co n una in ten sidad y periodo de retorno determinado, se calcula la probabilidad, p, de que se exceda di c ho ri esgo durant e el periodo de vida útil de la estru ctura, adoptá ndose el sigui ente criterio:

1~A

-

Es truc turas importantes: p ~ 10 %. Estructuras de alta seg urid ad: p ~ 5 %.

E n este análisis quedarían exclu idos determinados fe nómenos geo lógicos excepcional es o ex tremos (por ej emplo grandes tsun amis o desli za mj enlos a escala geológic a, máximo terre moto potencial de acuerdo co n datos geo ló gicos, e tc.), c uya propabilidad sea muy remota. En el Apa rtado 15.1 de l Capítulo 15 se ana li za n estos c riterios e n re lación con e l ri esgo sísmi co. En e l Recuadro 13.2 se prese nta llll ej emplo de análisis de seg uridad geológica.

Prevención y mitigación de los riesgos

La prevención de los ri esgos geo lógicos consiste en prever o conocer co n anti cipació n la ocurre nc ia de un fenó meno, en ti e mpo y lugar (o al menos en lugar), co n e l fin de: Evitar el proceso. Controlar o «fre naD) dicho proceso. Av isar, prepararse o protegerse de é l. El tipo de actuac ió n dependerá de las carac terísticas del proceso, de su velocidad y magnitud. La preve nción se basa e n el conocim iento de las característ icas y leyes de los procesos, e n el análisis de datos pasados, observaciones científi cas (in vestigac iones detallad as de los mismos) y e n la monitorizac ión y de tecc ió n de anomalías y cambios en parámetros físicos y fenóme nos prec urso res. El térm ino predicción, esto es, eJ anuncio de lo que va a oc urrir, a veces se empl ea con e l mi smo significado anterio r, aunque no es equivalente. Fenóm enos como los hu raca nes y las inundac iones pueden preveni rse a corlo plazo en c uanto a intensidad y lugar; las erupciones volcáni cas suelen venir precedidas de fenóm enos prlí:cursores a medio y corto plazo; en los terre motos se trata de es tab lecer predi cciones a largo plazo en té rmi nos de probabilidad, por ej empl o de qu e ocurra un sismo de intensidad mayo r de vn en 30 años en una zo na. Es posible co noce r las zonas o lugares dond e actúa n y actuará n los procesos geo lógicos, por ejemplo las zonas sísmicas o volcá ni cas o las zonas suscepti bles a los desli za mi e ntos. Sin e mbargo, como se ha ex puesto anteri orme nte, algunos procesos no se puede n prevenir en e l ti empo, evitar ni co ntrolar (terremotos, grandes des li zami e ntos), por lo que, e n caso

de consti tuir un riesgo, sólo se puede actuar protegiéndose de é l y miti ga ndo sus efectos. La mitigación co nsiste en moderar o di sminuir las pérdidas y daños med ia nte e l control del proceso (en los casos en qu e sea posible) y/ o la protecció n de los ele men tos ex puestos, redu ciendo su vu lnerabilidad. El Cuadro 13.4 recoge las di stintas medidas de mi ti gac ión de los ri esgos y las actuaciones posibles en cada caso, qu e depe nden ele las ca racterísticas del proceso (ve locidad , magnitud o in tensidad, ex tensión , e le.) y de la posibilidad de prevenirlo. Estas actuaciones recibe n tambi é n e l nombre de medidas preventivas, aunqu e baj o este co nce pto se incJu ye n ade más las acc iones e ncamin adas a ev ita r los procesos geo lóg icos y sus efectos (no úni ca mente las medidas de mi ti gac ión cuando e l riesgo no puede evitarse). Las más e fec tivas, y ge nera lmente las de menor coste, SOI1 las medidas no estructurales que se basan e n la ordenac ión del uso del territorio. Estas actuaciones son eSl5ecialme nte efec ti vas en zo na s de ll uevo o reciente desa rroll o, donde no ex isten co ndi cionantes previos a l uso de l te rreno; por otro lado, c uentan con las siguie ntes limitac iones : Es necesario e l conocimie nto de los procesos potencia les qu e pueden a fec tar a un área y de su pe li grosidad . Es difíci l, cuando 110 impos ible, la apli cac ió n de medidas en áreas desa rrollada s previamente. Los elevados costes ele la preparac ión de in ventari os detallados y mapas sobre los diferentes fac tores inc luidos en la orde nac ión de l te rritor io. Intereses políticos o eco nóm icos opuestos o reacios a la adopción de medidas restrictiva s.

1J

PREVENC iÓN DE RIESGOS GEOLÓG ICOS

61 S

•

Prevención y mitigación de los riesgos geológicos Prevención y predicción

Procesos

Actuaciones para mitigación

Mitigación de los riesgos

Estructurales

No estructurales

Desli zamientos y desprendimientos

Espacial y temporal ( 1)

Control del proceso (2) Protección Evac uac ió n

Medidas de correcc ión, estabi li zación y obras de protecc ión

Prohibición o restricciones de ocupación de zonas de elevada peli grosidad

Hund imientos y subsidenci as

Espacial y temporal ( 1)

Control del proceso (2) Protección Evac uación

Med idas de consolidación y relleno

Planifi cación y ordenación del territorio

Terremotos y tsunami s

Espacial

Protección Evacuación (3)

Di seños sismorres istentes

Normat ivas y recomendaciones

Erupciones volcánicas

Espacial y temporal a corto plazo

Evacuació n Protección

Desvío y contenció n de coladas y flujo s

Sistemas de alarma y aviso

Inundaciones y avenidas

Espacial y temporal

Control del proceso (2) Protecc ión Evacuació n

Obras de desvío, contenc ión y regulación. Di seño de obras y drenaj es

Planes de emergencia Di vul gación y educación ciudadana

( 1) PrevencIón temporal siempre que se conozca la recurrenc\a de los factores desencadcnan tcs. (2) Únicamente cuando los procesos tienen magnitud o escala ({geotécnica». (3) En casos de ISllllami s, siempre que haya tiempo su fi ciente, o de crisis sísm icas continuadas.

Ex isten zo nas que potencialmen te puede n ser afectadas por un proceso de gra n intensidad o magn.itu d que no deberían ser ocupadas en ningún caso (por ejemplo fallas activas, ramblas o cauces secos, zo nas de aca ntil ados, etc.) . Para identifica r estas zonas, o las qu e pueden ocuparse con res tri cc iones o co ndi ciones, es necesario rea li zar mapas de susceptibilidad y/o peligrosidad (ver Apartado 13.5), donde se di vide el territorio seg ún su grado de peligro pote ncial. Son asimismo necesarios los es tudios geo lógicos previos a la utili zación del territorio o la construcción de infraestru cturas. Las ca rtograFías también permiten estimar las med idas estructurales para protecc ió n de personas y bienes y para mitigación de los daños (Cuadro 13.4), necesarias en caso de ocupació n o uso de zo nas peligro-

1Jt~

Mapas de peligrosidad y de riesgo

Los mapas constitu yen el método más efectivo de presentar la inforl1l ació n refe rente a la peli grosidad y ri esgo de un a zo na o reg ión , y deben ser usados por

616

sas con probabiljdad de que oc urran movimie ntos del terreno. Entre estas medidas se e nc ue ntran las obras o actuaciones para controlar los procesos (drenajes o muros pa ra estabili zar desli zamjentos, obras hidráuli cas para evitar inundacio nes, etc.) y el di seño adec uado de obras de ingenie ría para evitar los daños (edificios y estructuras sismorresiste ntes, presas, puentes y obras de dre naje adec uadas a los caudales máximos previsibl es, etc.). En los Capítulos 14 y 15 se tratan estos as pectos en lo referente a los desli zami entos y terremotos, respec ti vamente. Otros aspectos importantes en la prevención y mi tigación de los ri esgos son la labor de información y concienciación de la sociedad y la habilitación de medidas administrativas y legislativas, incluyendo la vigilancia del cumplimiento de dichas medidas.

ING EN IERíA GEOLÓGiCA

planificadores, arquitectos, ingeni eros, científi cos o técni cos e nca rgados de las labores de e merge ncia. Los trabajos de cartografía ti enen por finalidad di vidir

Tipos de mapas de peligrosidad y su contenido Tipo de mapa

Contenido

Inventario

Localización y distribuc ión espacial de los procesos actuales y p 400 mmfd¡a)

Muy alla (> 800 mm)

Alta (200-400 mm/dial

Al ta (500-800 mm)

MedIa (100-200 mm/dla )

Media (200-500 mm)

Bala « 100 mm/dial

Baja (100-200 mm) Muy baja « 100 mm )

Wii!f'C'P' Suscept ibilidad climática relativa frente a deslizamientos en la España peninsular (Ferrer y Ayala, 1996); los criterios empleados han sido [a m áxi ma precipitación en 24 horas (para fluj os y desli za mientos superficiales) y la infilt ración neta anual (para nuevos deslizam ientos y reactivaciones de antiguos movimientos profundos).

noreste) y Baleares entre 40 y 60 días de llu via, mienIras que la parte sureste constituye la zona más árida, con menos de 20 días de llu via al año. Las llu vias torrenciales caracteri zan al cl ima medi terráneo, sobrepasándose en ocasiones la media anual en unos pocos días de llu vias in tensas. En base a los datos de precipitación y de infil trac ión neta, en la Figura 14. 19 se presentan UIl OS mapas esquemáticos con los criterios generales de susceptibi lidad para el desencadenamiento de movimientos de ladera en España. El dese ncadenamiento de nuevos deslizamientos profundos o de gra n mag ni tud no está relacionado con fenómenos meteorológicos estacionales, sino qu e obedece a condiciones climáticas a largo plazo, con regímenes de precipitació n y condiciones de humedad suficientes para modificar de for ma sustancial los niveles freáticos y el contenido en agua del terreno. El mecani smo princi pal qu e contri buye a la inestabilidad es la elevació n del nivel freático por la infiltración neta de agua, desempeñando el aum ento de l peso específi co del terreno un papel secundari o. En general, cuanto menos permeables sean los materiales, menor será la influencia de las precipitaciones cOlt as y mayor

1~

la del régimen climático y las condiciones plurianuales, anuales O estacio nales. Las inundaciones y avenidas magni fican el efecto desestabili zador de las llu vias en las laderas de los valles fl uviales (sobre todo en meandros y tramos curvos o encaj ados de los cauces). El papel erosivo de la corri ente de agua en la base de la ladera se une al de la llu via saturando el terreno, generando flujos y deslizamientos o reacti vando mo vimientos. Los desli zamientos en valles flu viales pueden cortar el cauce y crear lagos o embalses aguas arri ba, que dan lugar a ri esgos añad idos a los de la propi a rotura de la ladera: inundació n del valle aguas arri ba por taponamiento del cauce e inundación aguas abajo por rotura violenta del «dique» (Figura 14.20). Otro ti po de acciones re lacionadas con el clima son los procesos de hielo-deshielo estacio nales, que provoca n inesta bilidades superficiales (solifluxiones) en laderas de suelos de zonas frías y desprendimientos en macizos rocosos competentes, do nde el hielo provoca la meteorizació n y fracturación del materi al. Los procesos de deshielo rápido permiten un rápido y prolongado incremento del contenid o de agua en los materi ales sueltos.

DESLI ZAM IENTOS Y OTROS MOVIMIENTOS DEL TERRENO

635

•

Cambios del nivel de agua La e levación del ni vel de agua en las laderas, co mo consecuencia de prolongados periodos de lluvi a O por el llenado ele embal ses, lagos, etc., provoca un aumento

de presiones interstic iales qu e pueden desencadenar o ace le rar los desli za mie ntos. Un ej empl o es el gran des li za mi ento de Vajo nt (Figu ras 11.1 y 11.2 de l Capítulo I 1). El caso más desfavorable para la estab il idad ele las laderas ele embalses y lagos es el descenso brusco del nivel de agua, al generarse unas condi ciones de desequilibrio por pe rmanece r los materiales de las laderas con elevadas presiones in tersti ciales qu e 110 se di sipan con la mis ma velocidad del descenso del nivel de agua. En el Recuadro 11.2 de l Capítulo 11 se muestra es te caso. Estas circ un stancias pueden darse en laderas de e mba lses destinados al control de aveni das en va lles escarpados, suj etos a cambi os es tacio nal es de l ni ve l de ag ua que pueden superar vari as decenas de me tros, co mo lo oc urrido e n los e mbalses de las presas de Es la (Za mora) y Beninar (A lme ría).

Procesos erosivos La erosión o socavación del pie de las lade ras, escarpes y aca ntil ados, por erosió n tlu vial, litoral u otra causa, da luga r a la pérdida de resistencia en es ta zona y a la mod ificación del estad o tensional, lo que unido a la falta de apoyo de l material suprayacente puede provocar la inestabilidad y la ge neración de desli zamie nt os o desprendimi entos. Un efec to secundario de los desli za mientos en laderas tlu viales es el co rte del río por la masa deslizada, qu e puede provoca r inundacio nes y avenidas, aspecto men cionado anteriorme nte (Figura 14.20).

Qb!i!f'et1' Parte superior de un deslizamiento rocoso de grandes dimensiones en la costa norte de Mallorca (cortesía de R. Mateos).

Las laderas costeras sometidas a la acción del o leaje y las mareas son zo nas co n riesgo de inestab ilidad (Figura 14.2 1). Merecen ser destacados los procesos de erosión en aca ntil ados rocosos, que dan lugar al retroceso de los mismos. Esta ac ti vidad es tá ligada a los temporales marítimos, espec ialme nte si coinciden con mareas vivas. La erosió n puede ser tam bién interna, deb ida a diferentes factores, co n los mismos efectos sobre la estabilidad de la ladera. En regiones kársticas los procesos de fo rmac ión y hundim iento de cavidades asociadas a la presenci a de carbonatos y yesos pueden desencadenar inestabi lidades, so bre todo en este último caso, en qu e los material es so n más blandos y al terab les.

Terremotos

Pie de un gran deslizamiento rotacional en una ladera fluvial, cortando el cauce del río y creando un embalse aguas arriba; VilIahermosa del Río. Castellón (foto M. Ferrer).

636

INGEN IERIA GEOLÓG ICA

Los terremotos puede n provocar movimie ntos de todo tipo en las laderas, depe ndiend o de las características de los materiales, de la mag nitud y de la di stancia al epicentro. Desprendimjentos de bloques, des li za mi entos, fl ujos y avalanchas rocosas pueden ocurrir durante las sacudidas sís mi cas (ver Figura 15.22 de l Capítulo 15). Antiguos desli zam ientos e n condici ones cerca nas al equilib ri o lím ite pueden tambi é n ser reactivados po r las fuerzas sís mi cas. Además, en materiales finos y sueltos, co mo arenas y tim os, pueden producirse procesos de licuefacción, afectando también a des lizamientos an ti guos co n mate ria les sue ltos, satu rados y sin cohesión. Estos aspectos se tratan e n el Apartado 15 .6 del Capítu lo de Riesgo Sísmico. El terremoto de G uatemala de 1976 (M-7,6) provocó más de 10.000 desprendimientos rocosos y deslizamientos en material es sue ltos. El te rremoto de Loma

T !

producido por el terremoto de El Salvador el 13 de enero de 2001 en una ladera sobre la Colonia W!ilf'C'¡J Deslizamiento cm

20

Resistencia

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100

Roturas cosfsmicas

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5

Perfil de la falla

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Plasticidad del feldespato

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de rotura en grandes terremotos

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-

8

- -. . . -

W¡"€'fi' Modelo mecánico de una falla sísmica en zonas continentales (modificado de Sibson , 1983 y Scholz, 1990), 668

INGEN IERIA GEOLÓG ICA

1

~ ."":-

di stribució n de f rec ue ncias de profu ndid ades del foco en los terre motos superficiales, y tamb ié n qu e los terremotos mayores tenga n un a profundidad del orden de los 10- 15 kilómetros, dado qu e al au mentar la resistencia de las rocas con la profundidad , la durac ión del ciclo sísmi co se rá tambi é n mayo r.

Longitud de fa lla-magnitud

logL ~ 0,7Ms - 3,24 (A mbraseys 1985; datos del Mediterrán eo Ori ental ) logL ~ 0,677M L - 3, 143 (Coburn el al. 1987; datos de Ita li a) L e n km; 5 ~ M ~ 8,0; hipocentro < 20 k111

El modelo de las fallas sísmicas

Desplazamiento superticial-magnitud

logD ~ -4,3 1 + 0.65 1Ms (S lemmon s, 1982; datos mundial es)

La e nergía liberada por una fa ll a como ondas sísmicas representa únicamente un porcentaj e bajo, alrededor dell a 10 %, de la energía implicada en la rottlra, e n la deformación de l materi a l de falla y en la generac ió n de l desplazamiento durante el proceso de desli za miento o salto en el rég ime n de sfick-slip. Se ha estudiad o en deta ll e el fe nómeno de la rotura en ulla seri e de terremotos y se han reali zado modelos con e l obj eto de co nocer cómo se propaga la rotura un a vez iniciada, có mo se di stribu yen los desplazamientos a lo largo de la porció n de fa ll a rota y la cantidad de energ ía que se libera.

(D en m)

Tasas de deslizamiento y periodo de recurrencia La magnitud y el periodo de rec urrenc ia de telTemotos gra ndes es tán relac ionados con la velocidad med ia con la qu e se mu even las fa ll as (Fig ura 15.4) . Las fall as qlJe ti e nen una alta tasa de desplazamiento, po r eje mpl o del orden de 10 mm/ aíio, ac umul an gra n ca ntidad de energía elástica en ti empos pequ eños, con lo qu e e l ciclo sísmi co es corto. Esto da lugar a te rremotos de magnitud a lta, de 6 ó 7, co n períodos de rec urrenc ia relativamente co rtos, del orden de 200 años. Po r e l contrario, las fallas le ntas, con velocidades de 0,1 a 0,01 111m/ año, prod ucen terre motos de las mismas mag nitudes e n periodos de ti e mpo mucho m ayores, del o rde n de Jos 45.000 a 500.000 años. Una idea de partida es qu e una fall a rompe median te eventos cosísmi cos a in terva los de tiempo regul ares, con incre mento s de desli zamiento constantes, y qu e en e l fu turo la fa lla va a seg uir comportánd ose de ig ual manera. Sin embargo, la forma en que esto li ene

El foco del terremoto es el punto donde se inicia la rotura y desde éste la rotura y desli zami ento se propagan latera lme nte con una ve locidad vari ab le, qu e puede medirse e n metros por segundo (Figu ra 15 .2). Alrededor de l área rota se produce e n la fa ll a una de formación qu e posteriormente se libera e n forma de réplicas. La e nergía acumu lada durante e l ciclo sís mi co determin a e l tamaño de la superficie de rotura y la cuantía del desplazamiento. Estos dos parámetro s dan lugar a un momento sísmico y una magnitud del terremoto propo rcio na les. E n los mayores terremotos, de magni tudes de 6 a 8, el área de rotura puede alcan zar varios cente nares de kilóme tros de lo ngitud y los saltos cos ísmi cos pueden ser de varios metros y ser visibles en superfic ie. En profund idad la rotura puede afec tar a toda la corteza frágil. A partir de los datos de obser vación regis trados se ha e laborado un gra n número de relaciones empíricas entre la magnitud de los terremotos y el tamaño de la rotura del plano de falla_ M ienlras q ue ex iste una bue na correlac ió n e ntre el área de ruptura y la magnitud , las relac iones e ntre longitud-magn itud y desplaza mi e nto-magni tud son mu y variables y poco extrapolab les de un a reg ió n a otra. Alg unas de las relaciones má s util.i zadas SO I1 las sig ui entes:

'O 'c

~

.s .Q

c

••E ~

C. 0,1

••

~

-8

0,01

~

~O,001i-----'-----'--_r-_ _- '_ _ _--1 10

Área de ruptura-magnitud

M ~ logA

+ 4. 15

100

1.000 10.000 100.000 Periodo de recurrencia (años)

1.000.000

(Wyss, 1979)

do nde M es la magnitud y A el á rea de la fall a en km 2

Relación ent re velocidad media de desplazamiento y periodo de recurrencia de terremotos (Villamor y

Berryman, 1999).

1~

RIESGO SISM ICO

669

• lugar a lo largo del ti empo y en el conjunto de la falla puede seg uir modelos mu y dispares. En cada ev ~ nto no se rompe y desplaza toda la falla un a cantidad constante, sino qu e sectores diferentes se mueven en cada sismo con un incremento de des plazamiento determinado. Se han propuesto varios modelos, como el modelo del desli zamiento variable, el del des liza ~ miento uniforme, el del terremoto característi co (ver Apartado 15.5), el del so lape y el de desli zamiento acoplado ( Berryman y Beanland, 1991 ). Para un punto concreto de la falla, con una tasa de deslizami ento constante, el modelo puede ser de despl azami entos variables o de desplaza mientos constantes. En el pri mer caso se puede suponer que el ti empo qu e tarda en producirse un a nueva ruptura depende de la cuantía del desli zamiento anterior (terremoto predecible en ti empo), o qu e el des pl azamiento en la nu eva ruptu ra será proporcional al ti empo transcurrido desde el evento anterior (terremoto predec ible en deslizamiento o magniLud). Si el desli zamiento es constante el modelo será de tipo de terremoto característi co o de tipo acopl ado, con ti empo de rec urrencia también constante. Un aspecto de importancia qu e surge de es tos modelos de movimiento en fallas, es el hecho de qu e la fall a 110 rompe en su totalidad en cada evento sísmi co y que es posible qu e lo haga según segmentos definidos, que mantienen su indi vidualidad durante la evolución de la falla y, por lo tanto, durante el proceso de acumulación de salto o des plazamiento. Esta posibili dad ha sido ampliamente discutida, pues en el caso de que la falla actúe según segmentos de longitud defini da, la magnitud de los terremotos vendría Limitada por relaciones sim ples y no sería necesario conocer paleoterremotos o terremotos hi stóri cos para evaluar d ichas magnitudes. Pero la ex istencia de segmentos en las fallas es un tema controvertido. En la falJ a de San Andrés se defini eron , a partir del reconocimiento de la zona de rotura en terremotos históri cos, unos segmentos sísmicos o segmentos de rotu ra. Para definir este tipo de segmentos habría que demostrar qu e la rotura superfi cial en terremotos prehistóri cos e históricos se ha limitado a una porción de falla en, al menos, dos o tres eventos sísmicos. Esto no es posible para la mayor pa rte de las fallas, por lo que se recurre a criterios geológicos. La idea es que existen barreras a lo largo del plano de falla qu e limitan la propagación de la rotura, di vidiendo así la traza en segmentos de falla. Los rasgos geológicos que se consideran como posibles límites de segmento constituyen criterios estáticos y son de mu y diversa naturaleza (inflexiones en la traza de la falla , estructuras pull-apart o push-up , ramificaciones de la fa lla o estructuras transversales) .

670

INGENIERíA GEOLÓGICA

El registro geológico de la act ividad en f allas El salto ac umulado en las fallas activas y los desli zamientos cosísmicos interfi eren con los procesos geomOlfológicos y estrati gráfi cos desarroll ados en la superficie del terren o, a la vez que producen una seri e c~e efectos secundarios específi cos en los suelos y sedi mentos, de tal forma qu e se ge nera un registro geológico qu e encierra una gran cantidad de información útil para eval uar el potencial sismogenéti co de una [all.a. El paisaje en una región determinada evolUCIOna según el denominado ciclo de erosión de Davi s. Seooún este modelo de evolución, cuya duración impli caría ti empos del orden de varios miJlones de años, tras un movimiento tectóni co sigue un periodo más o menos largo en el que los procesos geomorfol ógicos van rebajando las pendientes y los reli eves, di stingui éndose un periodo de ju ventud , un periodo de madurez y un periodo de senilidad, en el qu e se ti ende a desarrollar una superficie de poco relieve y formas suaves, denominada penillanura. La ocurrencia ele otro impulso tectóni co interrumpe el ciclo y produce el rejuvenecimiento del relieve. En realidad, las variables qu e controlan este ciclo teóri co, la tectóni ca, el cl ima y los procesos geomorfoló gicos, varían en ti empos mucho más cortos, del orden ele miles de años. En particular, los movimientos tectóni cos en fallas producen des niveles y esca rpes, tanto por acumulación de salto como por los propios eventos cosísmicos, que interfi eren con la evo lución del relieve y crean unas form as cuyo análisis aborda la geomor fología tectónica. Los procesos sedim entarios son también influidos por los movimientos tectóni cos, deformando y trastocando formaciones previas y controlando la locali zación, espesor y facies de los sedimentos durante y después de los eventos cosísm.icos. Mce alpi n ( 1996) ha sistemati zado los rasgos geolóoicos qu e se relacionan con la actividad paleosísmica, diferenciando tres ni veles de organi zación: la gé nesis, la locali zación y el li empo de ocurrencia. Distingue así los rasgos prim arios, formados pO I~ la deformación tectóni ca, de los rasgos secundariOS, creados por la sacudida del suelo al paso de las ondas sísmicas. Por otra parte diferencia los rasgos creados a lo largo de la fa lla de los que se sitúan fu era, y los producidos in stantáneamente durante el evento sísmico de los postsísmjcos. Las forma s del relieve que se desarroll an directamente en relación con las fa ll as activ as son mu y característi cas. La más importante es el escarpe de falla (Fi gura 15.5), cuya evolución en el tiempo implica una disminución progres iva de la pendiente y la altura en relación con procesos de erosión , caída gravitacio-

I

)

Charca de hundimiento Escarpe Cresta de presión

Arroyo desplazado Banco Escarpe Valle lineal

Arroyo desviado

Cresta o espolón de obturación

Escarpe VaJle lineal o fosa

Manantial

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'" Trazas de " " falla más antigua

Trazas de fallas recientes

WII'f EfJl

Rasgos geomorfológ icos asociados a fallas de desgarre (Keller y Pinter, 1996).

nal ele derrub ios y sedimentación al pie. Esta evol ució n, co nvellientemente cali brada su velocidad, permite identificar y evaluar el tiempo transcurri do desde un evento ele desli zamiento o salto en una fa lla. Según el tipo de fa lla se encuentran, además, toda un a serie de elementos geo morfológicos y estructurales qu e sirven como criteri o para ide nlifica r fa ll as acti vas. En fa llas transc urren tes (Figura 15.6) son muy característicos, además, los va lles lineales, el des pIa-

1Q!i1"~"~f~'~&~"~'1

EspOlones de obturación asociados a la falla Mohaka (Glendale , Nueva Zelanda). Se trata de una falla de desgarre dextra que desplaza el arroyo y los espolones del relieve (foto R. Capote).

za miento y la inflexión (desvío) de cursos fl uviales, los espolones de obturac ió n (Figura 15.7), las depresiones de hu nd imiento, los ma nant iales, las cres tas de pres ión y los repJanos. Junto a estas estructuras están todas las caract.erísticas de las fa llas transc urren tes, como los pull-apart. En las fa llas normales Jos esca rpes exh iben rasgos caracteríslicos, como las facetas triangula res o las depresiones longitudi nales a favo r de pequeños «graben» adosados a la fa lla principa l. En fa llas inversas so n ca racterísticos los plieg ues asoc ia-

Escarpe de la falla Poukawa. desnivelando una terraza holocena. Argyll, Nueva Zelanda (foto R. Capote) .

1~

RIESGO SíSM ICO

671

..--------------------------------------------------------------------------------------dos al desplazamiento cosísm.ico, con elevaciones anti cLi nales en el bloq ue leva ntado y hundimi entos sin cLi nales en e l hundido. Desde el punto ele vista de los sed imentos lo más visib le es el fa ll am iento y el plegamiento de es tratos sedimentarios o sue los, ad emás de diversos ti pos de

fi suras. Tras el evento sísmi co se forman nu evos rasgos entre ellos : sal ientes y ellllas calu vial es, rellenos de fi suras y discordancias angulares. Fuera de la fa ll a la de for mación cosísmica del terreno produce bascularniento de superficies, elevaciones y hundimientos de líneas de costa y, eventualmente, depósitos de tsun ami . Tras el evento se producen otros rasgos, como las terrazas alu viales tectónicas y las di scordancias erosivas inducidas po r leva ntarniento, hundimiento o basc ulamiento del terreno.

El estudio de las fallas sísmicas El estudio de las fallas sísmi cas comprende los sigui entes aspectos: Marco tectóni co. Análisis paleosÍsmico de las fall as. Evaluación de los parámetros sísmicos de terremotos actual es. • MARCO NEOTECTÓN ICO

Dentro del marco neotec tóni co se consideran va rios aspectos interrelacionados, como so n la situación geodinámica en el ám bito de la tectónica de placas y el marco tectónico actual , que incluye el campo de esfu erzos tec tónico y la red de fallas, entre las que se distin guen las fa ll as no activas, qu e representan restos de la paleotectónica, y las fallas acti vas, tanto nuevas como reactivadas. El marco geodinámico se establece a partir de la reconstrucción de la situación de las placas litosféricas med iante la informació n de las bandas de anomalía magnéti ca de los océanos, los es tudios de paleomagnetismo (deriva polar) y los resu ltados de los estudios de movimientos abso lutos de las placas a partir de interferometría de larga base o monitorización mediante laser sobre satélites artificiales. El campo de esfuerzos se obtiene de los estudios de análi sis poblacional de fa ll as y los análisis de mecanismos focales de los terremotos. La deformación actual en el interior de las placas se evalúa a partir de estudios de interferometrÍa de larga base y medidas repetidas co n GPS, utili zando redes de estaciones fijas de observ ación. Junto con estas nuevas metodologías se utili zan observaciones geológicas con vistas a detectar tendencias de levantamiento o hundimiento

672

INGENIERíA GEOLÓGICA

•

en líneas de costa, ;;íreas de hund im iento (pues tas de manifiesto por distribución de cuencas de sed imentació n), o zonas de elevació n (por distribución de áreas de erosión), desvío de redes de drenaje o distribu ción de fuen tes termales. Finalmente la detección y d istribució n de fa llas susceptibles de experim entar mo vi miento se aborda mediante estudi os de sensores remotos (principal: mente imáge nes de saté lite y foto aérea), reinterpretación de trabajos y cartografías geológ icas previas en regiones con buen conocimiento geológico, análisis de modelos digitales del te rreno y análi sis geo morfológico cuantitati vo (índ ices geomorfológicos). Estos índices se aplica n a camb ios de pend ientes de laderas de va lles, a la forma de la red de drenaje, la evol uci ón de meandros, la asimetría de va lles de cuencas de recepción, etc. La actividad neo tec tónica de fa ll as se es tablece, ad emás, med iante criteri os tales como la correlación entre trazas de falla y situación de epicentros de terremotos, o la cohere ncia de meca ni smos focales y régimen de movim iento en la fa lla.

• ANÁLIS IS PALEosíSM ICO DE LAS FALLAS

El objetivo de este anáJjsis es determinar la ve locidad media con la qu e se mueven las fallas, evaluar la magnitud de paleoterremotos y establecer la datación del último evento paleosísmi co. La determi nación de la tasa de des li zamiento se obtiene mediante estudios de las fa llas en zanjas excavadas al efecto, normalmente perpendiculares a la fa lla. Se ana li zan los nj veles sedimentarios o edafológ icos del suelo, sus deformaciones tectónicas por efecto de la fa lla y los efectos de la evolución geomorfológi ca de los escarpes (Figura 15.8). La excavación puede tener anchura variable, entre 5 y 8 metros, un a longit ud apropiada y una profundidad habitual de 2 Ó 3 metros. Se establece un a red de referencia sobre las paredes, po r ejemplo con cuerdas formando cuadros de 1 metro de lado, y se marcan los ni veles guía y estructuras signi ficativas . Se reali za un detallado levantamiento de la geometría apoyándose en la cuadrícula y se determina n los eventos cosísmi cos registrados en la sección estudiada mediante las deformaciones sufrid as por los njveles guía y se cuantifica la deformación, en esencia los desniveles sufridos por los horizontes. Posteriormente se toman muestras de los horizo ntes defo rmados datables, por ejemplo niveles de ceni za volcáni ca o ni veles de suelo con materia carbon osa. Los métodos de datación dependen del lipa de material recogido, empleando alguno de los que se relacionan en el C uadro 15.1. La tasa media de des plazamiento se obtiene a partir de los desplazamientos de los horizo ntes datados. La evaluación de la mag nitud de los paleoterremotos se reali za mediante relaciones

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IWIl·D!iD'f~·ell&~1'~:~'

emp íricas entre magnit ud y salto o des plazam iento en escarpes de falla y a partir de la aparic ión de los d iferentes tipos de sismitas (Rec uadro 15. 1). En el modelo del terremoto ca rac terístico esta magnitud es aproximadamente la qu e correspo nde a la fall a o segmento de fall a en estudio, pudiéndose pasar inmedia tamente a la evaluación del peri odo de rec urrencia para la tasa de desli zamiento cal culada an teri ormente. La datac ión de eve ntos sísmicos se apoya en la edad encontrada pa ra los hori zontes desplazados. Los hori zontes más antiguos acumul an un mayor salto qu e los más modern os, y eve ntua lmente puede haber ni veles no deformados. Además de la excavación de trincheras se utili zan métodos geológ icos para es tu d iar la edad de las defo rmaciones asociadas a fall as, sobre todo para determi nar la edad del último salto cosísmico. En este as pecto es muy uti li zada la datac ión de escarpes de fall a mediante métodos geomorfo lógicos cuantitat ivos. El análisis de la evo lución de los escarpes producidos en terremotos históri cos ele fecha conocida, o de escarpes artificiales (talud es, ca nteras, etc.), permi te calcul ar un a edad aproximada para otros escarpes de fa llas en vías de investigació n. En genera l, las pendientes de los escarpes d isminuyen con la edad, de tal manera que los diferentes sistemas de escarpes y facetas asociad as son datados y util izados en el cálc ul o de la edad de los últimos eventos y, en casos fa vorables, se pueden dete rmi nar las tasas de desli zamiento entre eventos de levantamiento sucesivos.

Estudio pa leosísmico de fa llas mediante zanjas. cerca de Rotorúa. Nueva Zelanda (foto R. Capote) .

Métodos de datación de actividad tectónica o paleosísmica Métodos absolutos

Año más próx imo Reg istros hi stóricos Dendrocronolog ía Varvns sedimentari as

Radi ométri cos

Relativos Rad io lógicos

Correlaciones

Procesos simpl es

Procesos complejos

Corre lació n

Carbon o 14

Trazas de urani o

Series de urani o

Te rmo lumini scenc ia y resonanc ia «spin »-clectrón

Hidratación de obsidiana

Meteorizac ió n de rocas y mineral es

Paleomagnetislllo

Isótopos cosmogénicos

Hidratac ión de te fra

Modifi cació n progres iva del relie ve

Isótopos estables

Potasio-argón T razas de fi sión

Racemi zac ió n ele aminoác idos

Liquenometría

.

Desarroll o de suelos

Tasa de sedime ntación

Estrati grafía Tefro cronolog ía

Fós il es

Te ktit as y microte ktitas

Pos ición geomorfo lógica y tasa de inc isió n Tasa de deformació n (Pierce, 1986).

1~

RIESGO SíSM ICO

673

•..---------------------------·--~I ••

Las sismitas y otros efectos de los terremotos Las sismitas so n estructuras originadas en sedime ntos blandos y suelos granul ares po r la sacud ida cícli ca de l terreno al paso de las ondas sísmicas y, en su mayor parte,

son debidas a fenómenos de licuefacción (ver Apa rtado 15.6 de este ca pítu lo). Para que se fo rmen sismitas es necesario qu e e l suelo sea de natural eza g ranular, co n e mpaquetado poco denso, que sea no cohesi vo y que esté satu rado. Al paso de la o nda sísmi ca la tensió n tangenc ia l cícl ica vence la res istencia de l esque le to granul ar y és te ca mbi a a un e mpaq uetado más den so. La ve locidad y ciclicidad del fenómeno impiden la expu lsión de agua y la pres ión in te rsti cia l aume nta casi instantáneame nte, lo que ll eva a la deformac ió n y flujo del sedimento co n e l agua, esto es, a la nuidifi cació n. Es te fJ~lj O da lugar a in yeccio nes de mate ri a l are noso hac ia arriba y a la eventual salid a al ex terior sobre la superfic ie. de ta l manera qu e las estructuras qu e se forman po r estos procesos so n

10 , -- -------------------------,

los volcan es de arena, los sand blO\v, los d iq ues elásticos y los siU elásticos. En a mbie ntes subacuáticos, por ejempl o en áreas lac ustres, se for man otros tipos de es tructuras, como las lami naciones con vo lutas, los pilares y las estructuras e n plato. El conocimie nto del fenómeno de la li c ue facción y de las estru ctu ras q ue produce. perm ite evalu ar cuan titati vamente e l tam año de los paleo terre motos. Hay un umbra l de intensidad mínima de l terre moto para qu e puedan producirse fenóm enos de lic uefacc ió n. En s ue los de alta susceptibiJj dad este umbral de intensidad es de V I e n la escala Mod ificada de Mercali , o magnitu-

des superi ores a 5,5 (Figura adjunta). Otros fe nó me nos induc idos por los terremo tos, c uya ide ntificació n y anális is permite el estudio de la paleosismic idad e n una zo na , so n los deslizamientos y los

efectos sobre el crecimiento de árboles (dendrosismología). Los des li zami entos recie ntes asoc iados a g ra ndes terremotos son re lativam e nte fác iles de ident ifica r y ana li za r, pe ro los proble mas s urge n co n des li za mi e ntos antiguos c uya geometría y rasgos han sido mod ificados

con e l paso de l tiempo. Todos los posibles tipos de ines tab il idades de laderas pueden da rse durante un terremoto, pe ro las más frec ue ntes so n las caídas de rocas y Jos desli za m ientos. S i se ide ntifica un a seri e de des lizami entos inducidos de una mi s ma edad y su di stribu ció n reg iona l, es posible evaluar la mag nitud de l lerremo to. La mag ni tud míni ma para induc ir caídas de bl oq ues rocosos o peq ue ño s des li za mi e ntos es de 4,0, mi e ntras q ue para produc ir ava lanc has de rocas y sue los se precisa n mag ni tudes el e 6,0 o 6,5 (o inte ns idades ~

9

FENÓMENOS DE LI CUEFACC iÓN EN TERREMOTOS SUPERFICIALES

8

7

VIII ) (ve r Apa rtado 15.6). Los efec tos de los terremo tos sobre árbole s pueelen producir la rotura ele los mismos, o induc ir un menor crec imie nto de l ár bol por ro tura de ramas y d isminu c ió n corre lali va de la fo tosíntesis, lo que pro voca un crecimiento

6

de anillos más de lgados.

5

o

2

5

10

20

50

100

200

500

Distancia al epicentro, km

Dist ancia máxima hasta la que se han observado estructuras de licuefacción en terremotos superficiales, en f unción de la m a g ~ nitud del sismo (Obermeier, 1996).

674

INGEN IER IA GEOLÓGICA

•

EVALUACIÓN DE PARÁMETROS SíSMICOS DE TERREMOTOS ACTUALES

A las fue ntes habitua les de información sísmi ca, como son la locali zación epicentral, la profundidad de foco, la magnitud y el mecanismo focal, qu e permite n identificar la falla y conocer la ene rg ía libe rada, se añaden los estud ios de la deformación del terreno asociada al eve nto sísmi co. Cuando un sismo de dete rminada magn itud da lugar a roturas superficiales se cartografían los escarpes, fis uras, basc ulamielltos y

1~,J

distribuc ió n de sismitas, co mple me ntando la evaluac ión del terremoto. Un aspecto cada vez más útil es la medida de la defo rmac ió n superfi cial mediante téc ni cas de interferoM metría de radar. Esta metodología uLili za imágenes de sa télite de radar de la superfi cie del suelo tomadas antes y des pués del terre moto. La peq ueña longitud de ond a del radar permÜe detec tar diferencias de altitud de milímeLros. Los interferog ramas aparecen como mapas con bandas co ncéntri cas de color que se interpretan co mo mapas de isolevantamiento.

Análisis de la sismicidad

Los estudios sismotectónicos se basa n e n el análisis de las relaciones entre la tec tóni ca y la sismicidad (o frecuencia de terremotos por unidad de área) prec isando de la siguie nte información sísmi ca: Catálogo sísmi co en donde se indica la posición del terremoto, magnitud, inte nsidad , profundi dad focal, duració n, etc. Distribución de epicentros de terre motos históri cos e instrum entales; mapas de epicentros. Mecanismos focales y di stribu ción de esfuerzos, co n el aml1i sis y determinación de los cam pos tensiona les. 1nte nsidades obse rvadas, efec tos e n co nstrucciones y en el terreno; mapas de isosistas. Acelerog ramas del mov imiento del suelo. Energía sísmi ca liberad a. El aná lisis de la sismi cidad incluye los sigui entes estudios: Revisión de la sismi cidad histórica. Evaluació n de los parametros sísmicos. Determinac ión de las leyes de atenuación. Distribución y rec urre ncia de terre motos. Reg ionali zación sísmi ca. Relaciones sismotectóni cas. En la reali zació n de es tos es tudios deben tenerse en cuenta los sigui entes aspec tos: Sistemas de selección de datos. Co mpletitud y homogeneidad del catálogo sísmico.

Obtención de las leyes de atenu ac ión. Error e pice ntral y focal. Criterios para la regional izació n sísmica. •

RELAC IONES HABITUALES UTILI ZADAS EN LOS ESTUDIOS DE SISM ICIDAD

-

Relación intensidadMdistancia

Las leyes de atenuación de la in tensidad (o aceleración ) con la di stancia a la zona epi ce ntra l se es tim an a partü· de isosistas o de relaciones e mpíricas. En Es paña se di spo ne de un catálogo de mapas de isosistas publ icado por el IGN (Institulo Geográfi co Nacio nal) e n 1982 y se utili zan diversas relaciones e ntre intensidad-d istancia epicentra l. Una de di chas relaciones de ámbito peninsular es la sigui e nte: f o - 1 = 2,46 LI/(R

+ 25)

- 7,40

do nde l o es la intensidad e n el pu nto de estudi o o e mplaza miento, I es la in tensidad MKS epi central y R la di stan cia entre ambos, en km.

-

Relación frecuencia-magnitud

A partir del anális is de la sismicidad se es tima la relación entre el núm ero de terremotos N y su magnitud M , seg ún la relac ión de Gute mbe rg y Ric hter:

10gN=a.-bM a y b son coefi cie ntes de regresión obte nid os por el método de mínimos cuad rados, en donde a representa el nive l de sismi cidad e n la región co nsiderada y b la

1~

RIESGO SíSM ICO

675

• relac ión entre el número de terremotos pequ eños co n respecto a los grandes; N es el número de terremotos de mag nitud igual o superior a M. La tasa anual de terremotos se refiere al número de terremotos/mi o de intensidad o magnitud superi or a un val or determin ado y se obti ene direc tamente del catálogo.

-

Relación intensidad-magnitud

Según el ION se reco miend a la sigui ente relac ió n de ámbito peninsular: M = 0,552/

+

1,34

Relación entre la intensidad y la aceleración Segú n la NCSE-94, en España se recomienda la sigui ente relac ión: logo = 0,30 103 / - 0,232 1 o ex presado en intensidad:

/ = [ 3,2233 + log

G)JI

0,30 I 03

donde (/ es la ace leració n de pico hori zonta l (cm/s 2 ), y g la aceleración de la gravedad (98 1 cm/s'). •

FUENTES DE INFO RMACIÓN SíSMI CA

Las princi pales fuentes de informac ió n sísmi ca en España so n el Catálogo Sísmi co publicado por el ION, el Mapa Sismotec tó ni co y el Mapa de Peligro sidad Sísmi ca de España, publicados por el IGN en 1992, y el Mapa Neotectó ni co a escala 1/200.000 reali zado por el lOME. Otras publicacio nes de interés se pueden encontrar en el ION . Co n respecto al di seño sislllorres isten te está vige nte la Norma Sislllorresistente NCSR-02, la Instrucción de Orandes Presas (M inisteri o de Medi o Ambiente) y también se siguen los criteri os del Eurocód igo 8 ( 1996). Para instalaciones nuclea res o radioac ti vas se recomiendan las directri ces de la Age ncia Intern ac ional ele Energía Ató mi ca (IAEA) y de la United States Nuclear Regulatory Commi ssion (USN RC) .

Análisis de la peligrosidad sísmica El obj eti vo de un análisis de peligrosidad sísmi ca es determinar cuál será el l11

Tensión de hundimi ento (c imentaciones)

q;¡

u

Presión de hundimiento por pun ta en pi lotes

ql!

Resistencia a la com pres ión simple en suelos

R

Va lor de rebote del esclerómetro o mru1illo Schmidt en roca sana Recarga de un acuífero Radio de influencia en ensayos de bombeo

R,

Fuerza resultante debida a la cohesión sobre un plano

1I

Presión intersti cial o presión de agua

v

Volumen Fuerza ejercida por el agua sobre la grieta de tracción en un talud Velocidad de las ondas sísm icas P Velocidad de las ondas sísmicas S Velocidad de las o ndas longitudinales medida en campo

Fuerza res ultante debida al rozamiento sobre un plano

r

Radio Valor del rebote de l martillo Schmidt sobre la pared de una discontinuidad Factor de redu cción por la profundidad (análisis de Licuefacción)

Velocidad de las ondas longitudinales medida en laboratorio

v

Velocidad

w

Peso Energía de deformación acumu lada al aplicar una carga (e nsayo uniaxial ) Índice de alteración (índice de excavabilidad de Hadjigeorgiou y Scoble)

Coeficiente de presión intersticial o de presión de poros

s

Asiento Coeficiente de almacenamiento de un acuífero Saturación Fuerza tangencia l sobre un plano Esfuerzo cortante del sue lo

Se

Límite líquido Límite plásti co w

Humedad

z

Altura de posición Altura geométri ca, profundidad

z

Altura geométrica, profundidad

Asiento de consolidación primari a Asentamiento instantáneo Asiento medio al final de la co nstrucc ión

S,.

G rado de saturación

S,

Asiento de conso ljdación sec undaria

S,

Asiento total As iento en un tiempo ( en un proceso de consoli dación

SI

Susceptibilidad de ¡.as arciUas

S"

Resistencia al corte sin drenaje del suelo

Ángulo de incli nación de un plano con la horizontal Ángulo de buzamiento de una discontinuidad Constante acli mensional (criterio de Hoek y Brown)

fJ

Ángu lo entre la línea de máxima pendi ente de un plano y la direcció n de la tensión principal mayor a,(fJ = 90" - e) Co mpresibilidad del agua Parámetro del método de Senano y Olalla (ccllculo de e y cp a partir de l criterio de Hoek y Browll)

l'

Peso específico Densidad ( t )

Asie nto edomé lrico o unidimensional

As iento total en un proceso de conso lidación Plano de estrati fi cación Parámetro adim ensio nal dependiente de las características del material rocoso (criterio de Hoek y

s

Grado de consolidación Fuerza debida al agua sobre un plano

Peso específico aparente Peso específico aparente seco

Brown) s~, Sq.

sr

Factores de corrección por la forma de la ci menta-

ción

(1) En geotecn ia, habitualmente se emplea el término densidud pum el peso especffico, por tener igual valor.

APENDICE B

701

r

• a;; Tensiones seg ún los ejes x, y, z

Densidad seca óptima

(J .... , (J)"

Densidad seca má xima

a J,

Resistencia al límüe de elasticidad

Yl1l i n

Densidad seca mínima

az

Tensión vertical a la profundidad

y,

Peso específi co de los sólidos

(JI' (J2' (J3

Tensiones princ ipales mayor, media y me nor

Peso es pecífico aparente saturado

T

Peso es pecífico del agua

b'

Incremento de deformación vo lumétri ca en suelos

Tensión tange ncial de rotura Tmax

G,.

Deformación radial

e,

Deformación tran sversal

e

Deformación volumétric a Deformación vertical

"

Tensión tangencial máx ima Resistencia al corte de pico Ángulo de ro zamiento interno o de fri cción (total , efecti vo)

Deformación longitudinal o elongación Deformación axial

Tensión tangenc ial Resistencia a l corte Esfuer zo co rtante cíclico medio

Ángul o de rozami ento efectivo terreno-pilote Incremento de deformac ión vertical e n sue los

z