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Carga admisible en pilotes en roca
Los dos documentos de referencia más importantes en España para el diseño de las cimentaciones son la Guía de Cimentación en Obras de Carretera (GCOC) y las Recomendaciones de Obras Marítimas 0.5-05 (ROM). Normalmente las expresiones son similares en ambos casos. Sin embargo para el caso de pilotes en roca ésto no es así. Los valores admitidos en la ROM son mayores que las de la Guía.
Esto es debido a que en la ROM no se considera el parámetro que es función del tipo de roca, mientras que en la GCOC sí se incluye un parámetro que varía entre 0.4 y 1.0.
Pero además, analizan de manera diferente la influencia del espaciamiento entre litoclasas. Asi el término correspondiente al RQD o separación de litoclasas es para un diámetro de 1 m del orden del doble en la ROM . Para diámetros superiores a un metro la diferencia es menor y mayor para diámetros inferiores a un metro. Esta diferencia es debida a que en la ROM si se tiene en cuenta para evaluar este parámetro el diámetro del pilote y en la GCOC es independiente de dicho diámetro.
Esta diferencia también aplicaría para el cálculo de la carga de hundimiento de cimentaciones superficiales en roca.
El término de penetración en roca (Lr) es igual en ambas normativas y también el que corresponde al grado de meteorización.
Por último, hay otra diferencia en los coeficientes de seguridad que se deben aplicar en ambos documentos. En la ROM se indica un coeficiente de seguridad de 2.6 para combinación cuasipermanente y en la GCOC de 3. Por tanto, en términos de carga admisible, el valor obtenido mediante la ROM puede ser del orden del doble o incluso el triple del de la GCOC.
Generación de presiones intersticiales durante la construcción de una presa de materiales sueltos
En este post quiero resumir lo indicado en la Guía Técnica de Presas nº 2 sobre la generación de presiones intersticiales durante la construcción de una presa.
Los materiales poco permeable pueden retener, sin disipación, las presiones intersticiales generadas durante el proceso constructivo.
Cuando este coeficiente es k ≥ 10-4 cm/s se considera aceptable suponer que la construcción de la presa no genera presiones intersticiales remanentes de importancia y, en consecuencia, se puede suponer que no existen excesos de presión intersticial por este efecto.
El exceso de presión intersticial Δu generado por la aplicación de una carga de compresión “p” es, en general, proporcional a dicha carga, según la siguiente expresión:
Δu = B · p
El aumento de la carga p durante la construcción se puede suponer de manera simplificada igual al peso total de tierras sobre la vertical del punto de interés, esto es:
p = gap · h
siendo h la altura de tierras colocadas sobre el punto en cuestión.
Si se quisiera ser más preciso, se podría emplear la teoría de la elasticidad para obtener las tensiones producidas por la construcción de la presa.
El factor de proporcionalidad (o factor de presiones intersticiales B ) tiene valores que pueden variar de 0 a 1 dependiendo de las condiciones de humedad naturales (cimientos) o de puesta en obra (cuerpo de presa).
Para materiales ya complemente saturados en el momento previo a la colocación de la carga se debe suponer que B≥ 0,8. Para materiales colocados en obra o materiales naturales en estado de saturación parcial, Sr, se puede suponer que:
B = 0,8 · Sr2 (Sr = grado de saturación en tanto por uno)
Durante la propia construcción esa presión intersticial puede desaparecer siempre que la permeabilidad del material sea significativa. Por el contrario, para materiales cuyo coeficiente de permeabilidad sea inferior a k = 10-6 cm/s puede aceptarse la simplificación de suponer que dicha disipación es escasa y, quedando del lado de la seguridad, suponer que no existe disipación alguna y, por tanto, que la presión intersticial es igual a la carga aplicada (es decir, =1).
Para casos de permeabilidad intermedia (10-6 cm/s ≤ k ≤ 10-4 cm/s) es recomendable estudiar el problema con algún procedimiento específico para evaluar la posible disipación de presiones intersticiales.
Hundimiento de una placa de carga
La placa de carga es un ensayo que nos permite comprobar el grado de compactación del material. En ocasiones, se han realizado placas de carga en una zona inundada con agua para estudiar el posible colapso del material.
A continuación comparto un caso real que nos va a confirmar cómo las presiones intersticiales producen una disminución de la resistencia.
Durante la carga inicial de un ensayo de placa de carga se evidenciaron síntomas de rotura del terreno: aparecieron grietas cuando se cargó la placa a unas 24 t/m2 y se registró un elevado asiento cuando se alcanzó una carga de unas 35 t/m2. Este ensayo se había realizado con material colocado del lado húmedo.
Sin embargo, anteriormente se había realizado la placa de carga del lado seco sobre el mismo terreno y éste no había colapsado para esas cargas. De hecho, se consiguió cargar la placa hasta 50 t/m2. Esto significaría que la carga de hundimiento debería ser superior a 50 t/m2. De hecho el cálculo teórico mediante la expresión de Brinch Hansen conduciría a un valor de la carga de hundimiento de 120 t/m2.
Ante esta situación cabe preguntarse: ¿por qué se produjo el inicio de la rotura para cargas del orden de 25-35 t/m2 en el ensayo que se hizo del lado húmedo y no ocurrió esto en el ensayo que se hizo seco?
La respuesta a esta pregunta hay que buscarla precisamente en las condiciones de humedad del terraplén. Las determinaciones de humedad que se realizaron in situ antes de la ejecución de la placa de carga mostraron una humedad media del material del orden del 15%. Esto significa que, asumiendo un peso específico del material de 2 t/m3, un volumen de 1m3 de material contiene 2000 kg de terreno y 0.15 · 2000 = 300 litros de agua.
Se trata de un volumen de agua importante. De hecho, para un peso específico de las partículas de valor G = 2.72 t/m3, y para un valor de la densidad seca de γd = 1.85 t/m3, una humedad de valor W = 15% implica un grado de saturación próximo al 90%.
Para humedades de saturación de este orden, lo que ocurre es que al cargar un terreno, el agua que existe en él también se comprime junto con el propio material del terreno, es decir, que se generan presiones intersticiales. Estas presiones intersticiales originan una reducción en la cohesión del terreno, del tal forma que la cohesión de cálculo con la que habría que entrar en la fórmula de Brinch Hansen para considerar la generación de presiones intersticiales sería:
c cálculo =c terreno – u tan Φ
siendo u la presión intersticial que se genera durante el proceso de carga y Φ el ángulo de rozamiento interno del material.
De esta forma, con que se generasen presiones intersticiales de valor medio u = 1.5 t/m2 (situación bastante probable), la cohesión quedaría reducida aproximadamente a la mitad (se pasaría de c = 2t/m2 a c = 1t/m2). Esto explicaría por qué para una carga aplicada de valor inferior a la carga de hundimiento comienzan a aparecer grietas en el terreno y deformaciones elevadas.
Con este caso real sencillo he querido reflejar una vez más la importancia de las presiones intersticiales en el comportamiento del terreno.
DEFORMACIÓN NECESARIA PARA MOVILIZAR RESISTENCIA POR PUNTA Y FUSTE EN UN PILOTE
Existe un distinto rango de deformabilidad en los materiales para desarrollar la resitencia por fuste y punta en un pilote. Normalmente, el agotamiento del fuste se produce para deformaciones menores que para la punta. De esta manera, al aplicar la carga vertical en un pilote se puede llegar a “agotar” la resistencia por fuste del pilote y sólo una parte de la resistencia por punta.
Con los modelos numéricos geotécnicos se puede intentar tener en cuenta este efecto, variando la rigidez en el contacto terreno-pilote.
De manera simplificada se puede acudir a algunas referencias. En esta entrada se va a comentar la propuesta realizada por la API. En dicha referencia se indican unas gráficas orientativas en relación con la movilización de la resistencia por fuste y punta en función de la deformación.
Resistencia por fuste
En arenas se alcanza la máxima resistencia por fuste con 0.1 inch (2.54 mm). Si se supera esta deformación, la resistencia por fuste no se reduce para deformaciones mayores.
En arcillas la máxima resistencia por fuste se alcanza para deformaciones del 1% del diámetro. Para deformaciones mayores la resistencia por fuste desciende, situándose en el 70-90% de la máxima
Resistencia por punta
La movilización de la resistencia por punta se representa igual para arenas y arcillas. La máxima resistencia se alcanzaría en suelos para una deformación del 10% del diámetro.
A continuación se muestran los gráficos cargas-deformación de la API tanto para el fuste como para la punta.
Erosión interna de una presa
Hace unos días se produjo la rotura de la balsa de Valverde de la Vera. Según los datos que he podido leer en internet se produjo una pequeña fisura en el cuerpo de la balsa que produjo la posterior rotura. Desde la distancia y sin tener ingún dato objetivo se puede pensar que el fallo esté relacionado con un problema de erosión interna de la balsa (arrastre de material). ¿Se ha producido algún fallo previo en la impermeabilziación que ha dado lugar a este problema de erosión? El objeto de este post no es analizar la rotura producida sino resumir algunas ideas sobre el problema de erosión interna en las presas.
Este problema de erosión interna se ha producido en algunas presas antiguas construidas sin control de filtraciones. En esos casos, puede darse la circunstancia de que el agua aflore en el talud de aguas abajo creando una inestabilidad que, en terrenos granulares, consistiría en deslizamientos superficiales que desorganizarían el talud y podrían conducir a una situación posterior de rotura.
Este problema concreto ha sido objeto de estudio y parece que la situación crítica se alcanza para un cierto caudal crítico, dado por la expresión siguiente:
En esta fórmula empírica, propuesta por EBL Kompetanse (2005) el caudal “qc” se expresa en m3/s por m.l. (esto es en m2·s-1) y d50, que es el tamaño medio de las partículas del terreno, se expresa en metros (m). El ángulo α es el que forma el talud de aguas abajo con la horizontal.
Es difícil que una presa construida con un sistema de filtro y dren bien estudiado pueda presentar un problema de erosión interna del propio cuerpo de presa. Pero existen en España algunas presas antiguas construidas sin este sistema esencial de filtro y dren (Cazalegas y Vallehermoso).
Para solventar este tipo de problemas existen, al menos, dos procedimientos posibles:
a) Construir un refuerzo del espaldón de aguas abajo, que incluya un filtro y un dren y sobre ellos un amplio peso, lo que supone tender notablemente el talud de aguas abajo.
b) Construir una pantalla impermeable continua desde el centro de la coronación.
La segunda opción es muy intuitiva pero no resuelve del todo el problema pues sigue faltando un sistema de drenaje que pueda recoger las aguas que se escapen del sistema de impermeabilización. Y por ese motivo, el primer procedimiento parece más adecuado.
Modulo de deformación en arenas a partir del CPT
En muchas ocasiones tenemos la “necesidad” de obtener los parámetros geotécnicos de manera indirecta a partir de algunos ensayos in situ. En esta entrada se indican algunas expresiones que permiten establecer el módulo de deformación de las arenas a partir del ensayo CPT.
En primer lugar, el método de De Beer y Martins (1957) – De Beer (1965) permite la estimación de asientos en depósitos de arenas estratificadas de arenas de diferente compresibilidad. Asimismo, sugiere la siguiente correlación:
E (kp/cm2) = 1,5 qc
Una modificación al método anterior se debe a Meyerhof (1965) quien propuso que:
E (kp/cm2) = 1,9 qc
En general para arenas, las correlaciones son del siguiente tipo de forma:
Em = a qc
donde: Em es el módulo edométrico.
El coeficiente a varía en el rango de 1,5 a 4 para arenas normalmente consolidadas y de 8 a 15 para arenas sobreconsolidadas. En realidad el factor a depende del grado de consolidación, de la tensión vertical efectiva, de la densidad relativa,… entre otros factores. Vesic (1970) propuso la siguiente expresión dependiente de la densidad relativa:
a = 2 + 2 DR2
Lunne y Christoffersen (1983) propusieron que para niveles granulares se podía emplear la siguiente expresión:
Em= 4 qc si qc < 10 MPa
Em = 2 qc +20 si 10 < qc < 50 MPa
Por último, cabe señalar el trabajo de Schmertmann (1970):
- arenas sumergidas, bien (SW) o mal graduadas (SP)
E (tsf) = 2,5 (qc + 30) ≈E (kp/cm2) = 2,5 (qc + 30)
- arenas sumergidas, mal graduadas (SP) arcillosas:
E (tsf) = 1,67 (qc + 5) ≈ E (kp/cm2) = 1,67 (qc + 5)
Resitencia por punta de un pilote en presencia de una capa arcillosa
La presencia de una capa de arcilla blando bajo la punta de un pilote disminuye la resistencia por punta a considerar en el diseño de un pilote. En la ROM 0.5-05 se propone una expresión que permite estimar esta reducción de la capacidad portante.
A continuación se muestra cómo se deduce dicha expresión y qué hipótesis y simplificaciones hay que hacer…
Con esta explicación os animo a intentar conocer el origen de las fórmulas que empleamos. Es necesario conocer en qué se basan, simplificaciones adoptadas…
Correlación entre el ensayo SPT y el penetrómetro dinámico continuo
Las correlaciones más usuales que proporcionan una caracterización geotécnica del terreno (ángulo de rozamiento, módulo de deofrmación…) son las que utilizan los resultados del ensayo SPT. Por este motivo resultaría interesante establecer una relación entre los golpeos de pruebas con penetrómetro continuo, y los que se hubieran obtenido si se hubieran ejecutado ensayos SPT.
Sin embargo no es fácil obtener una relación entre los resultados del ensayo SPT y el penetrómetro dinámico continuo. Y esto se debe a que existen diferencias entre ambos tipos de reconocimiento. Varía tanto el útil de penetración (cuchara frente a punta cónica) como la forma de ejecución (fondo de sondeo frente a penetración con varillaje desde superficie).
Una de las correlaciones más conocida es la de Dahlberg (1974), que relaciona golpeo de Borros con SPT en arenas:
NSPT = 25 log(NB) – 15’16
En un terreno arcilloso medio a firme, Dapena et al. (2000) han encontrado el siguiente ajuste:
NSPT = 13 log(NDPSH) – 2
que puede escribirse como sigue en función del ensayo Borro:
NSPT = 13 log(NB) – 1’13
Estas expresiones proporcionan valores muy similares entre el golpeo SPT y el Borros para el intervalo entre 5 y 20 golpes, por lo que es muy común simplificar, aceptando que:
NSPT = NBorros
y también que 1,2 Ndpsh =Nspt (aunque la experiencia indica que el valor de 1,2 se debe sustituir por 1,5-2)
Estas correlaciones siempre hay que emplearlas con reservas ya que hay que tener en cuenta que en la realización de una prueba de penetración continua, parte de la energía proporcionada se consume en el rozamiento del varillaje (pese a que la sección del cono es algo superior a la de la varilla), al contrario que en un ensayo SPT. A partir de los 6 a 10 metros de profundidad, el rozamiento por fuste de la varilla cobra importancia, por lo que el golpeo del penetrómetro dinámico empieza a ser claramente mayor que el correspondiente al SPT
Erosión interna del terreno
En los últimos días se han recogido en la prensa algunas noticias relacionadas con hundimientos (en el túnel bajo la plaza de República Dominicana en Madrid, en Motril..) asociados a posibles roturas de tuberías de agua.
¿Por qué suceden estas incidencias? Se sabe que el agua puede erosionar el agua y transportalo. Este fenómeno se produce cuando la tensión de corte que el agua ejerce sobre la superficie del suelo es suficientemente alta para “arrancar” partículas y la velocidad del agua es suficientemente grande para transportarla. Sin embargo, a pesar de ser un fenómeno conocido, no existe una ley que expliquen los detales del proceso. Es más, existen diversas formas de erosión.
Cuando el agua circula por un terreno arenoso, teóricamente, si el agua arrastra las partículas de arena formando un conducto, éste sería inestable puesto que las arenas no tienen cohesión y no sería posible formar un hueco estable. Sin embargo, en oasiones se ha observado que el proceso no de detiene.
Los casos reales estudiados indican que el gradiente crítico que produce este tipo de rotura es mucho menor que la unidad. Según Schmertman (2000) sería:
Icritico = 0,05+0,183 (Cu-1) siendo Cu el coeficiene de uniformidad (la expresión anterior sólo es va´lida para Cu<3).
Como se ve los valores son mucho menores que los gradientes que producen el levantamiento de fondo (que son del orden de la unidad).
Y no sabemos mucho más. Como he comentado antes, no existe una formulacion riguosa y contrastada que estudie el problema. Normalmente este tipo de problemas los solucionamos por vía empírica. Si alguno quiere profundizar en el tema os dejo dos referencias:
Sills, G.L. and Vroman, N (2007). A review of Corps of Engineers levee seepage practices in the United States. In Internal Erosion of Dams and their Foundations, Editors R Fell and J-J Fry, Taylor Francis, 209-218.
USACE (2005) Engineering Technical Letter ETL 1110-2-569. Engineering Design – Design guidance for levee under- seepage. US Army Corps of
Congelación del terreno
Estos días en que la noticia es la ola de frío que hay en España me ha parecido interesante escribir algo sobre la congelación del terreno. Se trata de una técnica de mejora del terreno mediante la que se aumenta la resistencia del terreno y disminuye su permeabilidad. Su aplicación práctica es limitada en muchos países del mundo pero es interesante conocer en que consiste y su posible utilidad.
http://www.undergroundconsulting.it/images/competenza/tn_01g_Congelamento_Roma_PI20.jpg
¿En qué consiste esta técnica? Muy sencillo. Se quiere disminuir la temperatura en el terreno hasta que se sitúe por debajo del valor de congelación del agua. Y luego se debería mantener donde el tiempo que sea necesario para nuestra actuación.
¿Cuál es el fundamento teórico de este tratamiento? El agua intersticial del terreno se convierte en hielo por lo que se convierte en un elemento aglutinante (pegamento) para las partículas que componen el suelo. Este efecto lo podeís comprobar si cogéis un parte de suelo congelado. O más sencillo. Una bolsa de guisantes. ¿Al congelarse nos se unen unos guisante a otros?
¿Cómo se disminuye la temperatura del suelo? Se suele hacer circular un fluido refrigerante a través de una serie de tuberías introducidas en el terreno. Estas tuberías suelen tener dos tubos concéntricos. El exterior está cerrado en el centro mientras que el interior no. El procedimiento es introducir el fluido refrigerante por el tubo interior y que retorne por el hueco entre ambos tubos. Es un sistema similar el empelado en las inyecciones (por ejemplo, de un micropilote).
Existen dos métodos de congelación: el directo y el indirecto. El directo es un proceso abierto en el que el líquido refrigerante es nitrógeno líquido a -196ºC. El nitrógeno líquido se evapora a medida que pasa a través de las tuberías de congelación. Y este gas producido se libera y se dispersa en la atmósfera a una temperatura entre -100ºC y -60ºC. En el método indirecto el proceso es cerrado y requiere de una planta de refrigeración industrial que alimente el circuito. En este caso se introduce salmuera (a -25ºc/-40ªC) que se calienta durante el recorrido por las tuberías por lo que hay que enfriarla de nuevo antes de retornarla al terreno. El primer método es más caro pero en cambio es más rápido.
¿Cuando se puede aplicar? Evidentemente en suelos que estén saturados. Y de baja compacidad (¡¡si no fuera así no habría que mejorarlos!!). O cuando tengamos un problema de permeabiliad excesiva del terreno.
Un ejemplo real puede ser la aplicación en la construcción de un túnel cuando hay que atravesar una zona de poca resistencia. O, por ejemplo, para disminuir la permeabilidad en el entorno de un pozo cuando se está construyendo el mismo
