Categoría: geotecnia

Drenaje de excavaciones mediante bombeo desde pozos filtrantes profundos

Figura 1. https://www.griffindewatering.com/construction-dewatering/deep-well-system/

Una excavación bajo nivel freático se puede realizar mediante un sistema de bombeo desde pozos filtrantes. Se trata de pozos profundos (deep wells), separados en función de su radio de acción, cada uno de los cuales tiene su propia bomba sumergible en el fondo de la perforación con salida a la superficie mediante una tubería.

La potencia y el reducido tamaño de algunas electrobombas sumergidas permite su colocación en el fondo de pozos y extraer con ellas el agua por encima de la cota de excavación, con una limitación de altura de bombeo que dependerá de la potencia del motor. Si se utilizan bombas centrífugas, hay que tener presente que la aspiración práctica suele ser de unos 5 m, por lo que si se busca una mayor depresión con estas bombas, se deberían escalonar. Sin embargo, también se pueden utilizar bombas eyectoras. De esta forma se consigue un descenso temporal del nivel freático con la consiguiente desecación del terreno. El nivel freático deprimido debe situarse entre 60 cm o, preferentemente, a 150 cm por debajo del fondo de la excavación. Se disponen pozos en el perímetro de la zona a excavar.

Figura 2. Pozos filtrantes en sótano en construcción de viviendas en Valencia. Imagen: V. Yepes (2020).

Se llaman pozos filtrantes pues disponen de una capa de material filtrante de granulometría adecuada para evitar el lavado de finos. Actualmente existen tubos comerciales de plástico ranurado que llevan incorporado en el exterior un filtro prefabricado de arena pegada con resina. Dentro del tubo dren se mete una tubería de aspiración con una válvula de cierre en su parte inferior. Cada uno de estos tubos dren se reúnen en la superficie con una tubería colectora que llega hasta la bomba de aspiración (Figura 1). De este modo, el nivel freático queda deprimido alrededor del pozo, hasta alcanzar un equilibrio entre el caudal de agua achicado por las bombas y la que se introduce en cada pozo debido a la permeabilidad del terreno (Figura 3). Normalmente se dispone de una llave de cierre en cada pozo para desconectar de la red los pozos que se consideren oportunos.

Figura 3. Agotamiento profundo del nivel freático mediante un pozo filtrante. Elaboración propia basado en Pérez Valcárcel (2004).

Por otra parte, un pozo profundo permite controlar las líneas de flujo, especialmente en terrenos arenosos y limosos susceptibles de tubificación, tal y como se observa en la Figura 4.

Figura 4. Efecto en las líneas de flujo por efecto de un pozo profundo. www.soletanche-bachy.com

La profundidad del pozo no está limitada teóricamente, pues basta dar al agua la presión necesaria para elevarla hasta la superficie. Se suele dejar un margen de perforación en material permeable por debajo del freático mínimo. Es un sistema de drenaje especialmente útil cuando se necesita un gran descenso del nivel de agua y particularmente adecuado en terrenos que aumentan su permeabilidad con la profundidad, llegando a terrenos granulares. Sirven para terrenos con alta permeabilidad y grandes rebajamientos (k > 10-5 m/s). También son útiles cuando hay que rebajar el nivel freático en terrenos con intercalaciones de gravas limpias u otros estratos muy permeables, que aportan caudales importantes.

La acción de estas bombas sumergidas a profundidades variables, entre 10 y 30 m, pudiéndose llegar a los 80 m en casos excepcionales. Con acuíferos de gran potencia bajo la cota de máxima excavación, y sin barreras impermeables al flujo horizontal, las perforaciones deberían alcanzar entre 1,5 y 2 veces la profundidad de la excavación. Hasta 25-30 m, facilita el bombeo de caudales de unos 300 l/min, en radios de acción de unos 20 m.

Existe una tendencia actual a reducir el diámetro del pozo, pues reduce su coste de ejecución. Ello nos lleva a pozos de baja capacidad (low capacity wells) que son más eficaces. En efecto, como el caudal de un pozo es proporcional al logaritmo neperiano de su radio, duplicar el diámetro del pozo solo nos lleva a incrementar un 10% el caudal.

Figura 5. Sección transversal de un pozo filtrante. Elaboración propia basado en García Valcarce et al. (1995).

La ejecución de este drenaje profundo pasa por la instalación, durante la perforación del pozo, de un tubo recubierto por una camisa provisional de acero que se retira posteriormente. Al mismo tiempo que se retira la camisa, se rellena el hueco por un filtro formado con arena y grava con la granulometría adecuada. Este tubo está ranurado a partir de una determinada profundidad y se encuentra recubierto por varios tamices (Figura 5). Por último, se bombea el agua sucia y se instala la bomba sumergible.

En definitiva, el procedimiento constructivo del sistema de pozos drenantes sería el siguiente:

 

  1. Se introduce a presión, hinca o vibración, una tubería de unos 400-600 mm de diámetro. Los tramos se unen mediante roscado a medida que avanza la perforación hasta llegar a la cota prevista.
  2. Se extrae el terreno y se vacía el interior del tubo provisional.
  3. Se introduce por el hueco un tubo filtrante de 150-300 mm de diámetro. Cerrado en su base y perforado con orificios de 1 a 2 cm hasta cierta altura; en esa altura, el tubo va envuelto en un filtro formado por una o varias mallas de latón, cobre o estaño, que impiden la colmatación de los orificios durante el bombeo.
  4. La bomba se deposita en el fondo.
  5. Se rellena el espacio entre el tubo filtrante y el tubo provisional con un material granular que facilita la entrada del agua.
  6. Se retira el tubo provisional con el mismo gato o martinete de hinca.

En la Figura 4 se presenta una sección transversal típica de un pozo filtrante, aunque pueden existir múltiples variantes. Suelen emplearse tuberías de PVC, que al menos ofrezcan una resistencia a la presión de 8 a 10 atmósferas, para evitar que la tubería colapse durante la colocación del empaque, desarrollo o bombeo del pozo. Las tuberías metálicas no suelen utilizarse por su mayor coste. Los pozos filtrantes presentan un diámetro entre 250 y 450 mm, incluso de 600 mm, dependiendo del tamaño de las bombas sumergibles, con filtros de una longitud entre 5 y 25 m.

Por razones económicas, se recomienda estandarizar las dimensiones de perforación a 250 mm (para tuberías de 140 mm) o a 300 mm (para tuberías de 225 mm), pues diámetros mayores requieren perforadoras de mayor tonelaje. Se debe comprobar que el espesor de la capa material permeable, bajo el que debe rebajarse el nivel freático, sea suficiente para garantizar la inmersión eficaz del filtro y de la bomba.

Los pozos se disponen en batería, a una distancia entre ellos que garantice que el rebajamiento del nivel freático sea suficiente para mantener la excavación seca (Figura 6). La separación típica entre ellos se sitúa entre 5 y 70 m, dependiendo del rebaje deseado, de la permeabilidad del terreno, de las fuentes de filtración y de la altura de inmersión disponible para las bombas.

Figura 6. Efecto de la separación entre pozos en la depresión del nivel freático. Elaboración propia basado en Tomlinson (1982).

En un terreno muy permeable, como son unas gravas, la depresión formada es muy plana, pudiéndose colocar los pozos más distanciados. En cambio, con arenas limosas, menos permeables, las depresiones formadas presentan curvas más pronunciadas, por lo que la separación será menor. Evidentemente, a mayor separación entre pozos, se necesitarán bombas de mayor capacidad.

Por otra parte, los pozos podrán separarse si la capa impermeable se encuentra alejada al fondo de la excavación. En caso de estar este estrato cercano al fondo de la excavación, se tendrán que acercar los pozos para que el rebajamiento funcione adecuadamente.

En cuanto a las ventajas del sistema de pozos filtrantes destacan las siguientes:

  • Es adecuado para reducir las presiones intersticiales en acuíferos confinados.
  • Se puede combinar con el uso de wellpoints.
  • Pueden quedar fuera del recinto de excavación, sin interferir en el resto de procedimientos constructivos.

Como inconveniente cabe destacar su coste elevado. Además, es importante señalar que la propia excavación del pozo y la depresión del nivel freático suelen aumentar los asientos en superficie, por lo que se debe prestar un especial cuidado ante estructuras próximas.

A continuación os dejo un vídeo explicativo sobre el drenaje con pozos profundos. Espero que os sea de interés.

Os paso un vídeo de la empresa Perforaciones Ferrer S.L. en la que se describe el sistema de control del nivel freático para la construcción del Centro Comercial Arena (Valencia).

Os dejo algún vídeo sobre la ejecución de este sistema de drenaje.

https://www.youtube.com/watch?v=EXOQgRaNFdE

REFERENCIAS:

  • GARCÍA VALCARCE, A. et al. (1995). Manual de Edificación. Derribos y demoliciones. Actuaciones sobre el terreno. Ediciones Universidad de Navarra, Pamplona, 472 pp.
  • PÉREZ VALCÁRCEL, J.B. (2004). Excavaciones urbanas y estructuras de contención. Ediciones Cat, Colegio Oficial de Arquitectos de Galicia, 419 pp.
  • POWERS, J.P. (1992). Construction dewatering: New methods and applications. Ed. Wiley et al., New York.
  • SCHULZE, W.E.; SIMMER, K. (1978). Cimentaciones. Editorial Blume, Madrid, 365 pp.
  • TOMLINSON, M.J. (1982). Diseño y construcción de cimientos. URMO, S.A. de Ediciones, Bilbao, 825 pp.
  • YEPES, V. (2014). Maquinaria para sondeos y perforaciones. Apuntes de la Universitat Politècnica de València. 89 pp.
  • YEPES, V. (2020). Procedimientos de construcción de cimentaciones y estructuras de contención. Colección Manual de Referencia, 2ª edición. Editorial Universitat Politècnica de València, 480 pp. Ref. 328. ISBN: 978-84-9048-903-1.
  • YEPES, V. (2021). Procedimientos de construcción para la compactación y mejora del terreno. Colección Manual de Referencia, 1ª edición. Editorial Universitat Politècnica de València, 426 pp. Ref. 428. ISBN: 978-84-9048-603-0.
  • YEPES, V. (2023). Maquinaria y procedimientos de construcción. Problemas resueltos. Colección Académica. Editorial Universitat Politècnica de València, 562 pp. Ref. 376. ISBN 978-84-1396-174-3

Cursos:

Curso de procedimientos de contención y control del agua subterránea en obras de Ingeniería Civil y Edificación

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.

Contención de aguas mediante ataguías

Figura 1. Ataguía, Montgomery Point Lock and Dam (Estados Unidos). https://en.wikipedia.org/wiki/File:Dam_Coffer.jpg

Una ataguía (cofferdam) es una estructura, generalmente provisional, destinada contener el terreno e impedir, reducir o desviar la entrada de agua en una excavación. Se trata de construir un recinto estanco y seco temporal muy empleado, por ejemplo, en la ejecución de pilas de puentes, muelles, presas, y en cualquier otro lugar donde se quiera trabajar en seco.

Son obras que reciben el empuje de las tierras, el hidrostático y las fuerzas dinámicas debidas a corrientes u oleaje, en su caso, y que deben satisfacer los requisitos de estabilidad, impermeabilidad y estanqueidad. Por tanto, resulta inútil emplear ataguías sobre terrenos muy permeables, pues de nada serviría la impermeabilidad de las paredes si por el fondo se filtran caudales imposibles de agotar. En estos casos, sería necesario un dragado previo hasta alcanzar el sustrato impermeable.

Además, si la ataguía se utiliza en obras fluviales, hay que considerar los problemas hidráulicos como la erosión del lecho de la corriente y el desbordamiento. No en balde, si la ataguía empieza a tener dimensiones importantes debe diseñarse y construirse con todas las garantías exigibles a una presa, aunque sea provisional.

El trazado de la ataguía con frecuencia termina formando un recinto cerrado, caso muy habitual en el caso de la construcción de cimientos de puentes en los ríos. Sin embargo, pueden ser construcciones no cerradas, como es el caso de derivación de un río para construir una presa. En este caso de ataguías abiertas, no tiene sentido que su altura supere un nivel superior al de las orillas, aunque sí quedar por encima de la crecida ordinaria del río. La altura debe quedar por encima de las pleamares en obras marítimas.

La construcción de estos recintos estancos es compleja, pues se debe colocar en medio del cauce de un río o en el mar, en condiciones ambientales a veces muy duras. Es por ello difícil mantener las tolerancias constructivas, desviándose las dimensiones previstas en proyecto. Además, hay que tener presente que, en caso de desmontaje, se deben considerar los esfuerzos sobre la obra construida. Es por ello que muchas veces los recintos se quedan de forma permanente, por ejemplo en el caso de la construcción del cimiento de un puente.

Figura 2. Ataguía de tablestacas para la construcción de la cimentación de un puente. https://www.flickr.com/photos/vtrans/19114472205

Una ataguía de interés es la construida para el desvío y cierre del cauce de un río para la construcción de una presa. Realmente son presas cuya vida útil es muy reducida (de 1 a 4 años, según los casos), con fugas de agua o filtraciones admitidas mayores que las presas definitivas y con materiales empleados que, dada la cortedad de su vida útil, pueden ser de menor calidad. Es frecuente también colocar una contraataguía aguas abajo de la presa para contener la lámina de agua que pudiera llegarse a formar agua abajo, a la salida del túnel de desvío; aunque podría no ser necesaria cuando la pendiente del cauce es suficiente para que el agua siga con una cota máxima de lámina inferior al nivel del cauce en el lugar de trabajo.

Sea cual sea el tipo de ataguía a utilizar, resulta muy importante realizar un cálculo del gradiente hidráulico que se forma por la líneas de filtración del agua por el material permeable. Si el gradiente hidráulico, es decir, el caudal de agua dividido por la longitud de la línea de filtración excede a la unidad, se puede producir inestabilidad y el efecto de «arenas movedizas» del sifonamiento. Estas filtraciones se deben recoger en un sumidero para ser bombeadas al exterior del recinto excavado. El bombeo previsto para agotar el agua del recinto debe ser muy superiores a los previstos, pues son frecuentes las averías de las bombas, así como entradas de agua imprevistas.

La correcta elección del tipo adecuado de ataguía depende de aspectos tales como de la profundidad del agua, profundidad y tamaño de la excavación, tipo de terreno, velocidad de la corriente de agua, existencia de mareas o de elementos flotantes, condiciones locales y los medios que puedan utilizarse en función de la importancia de la obra a proteger. Galabrú (2004) clasifica las ataguías en los siguientes tipos: ataguías de tierra, ataguías mixtas de tierra y tablestacas, ataguías de escollera y gaviones, ataguías de tablestacas metálicas (cortinas simples, recintos y células autoestables), ataguías de hormigón (gravedad o bóveda, paredes moldeadas en el suelo e inyecciones, pantallas de pilotes y cajones hincados con aire comprimido o sin él), ataguías por congelación de suelos y casos especiales (sobres suelo rocoso o en cursos de aguas con corriente intensa).

Es más, los procedimientos de construcción de cimentaciones mediante cajones indios o mediante cajones de aire comprimido podrían considerarse, en cierto modo, como ataguías, puesto que serían sistemas que permiten trabajar en seco; aunque en estos casos el medio auxiliar no es provisional, sino que queda formando parte de la cimentación, tal y como pasa en el caso de los puentes cimentados bajo el agua.

Los romanos ya empleaban las ataguías para la construcción de la cimentación de los puentes, tal y como podemos ver en este pequeño vídeo de Structuralia:

Aquí tenéis una animación de cómo se construyó el Puente de Carlos, en Praga, puente que se terminó en 1402. Fijarse bien en cómo se ejecutaba la ataguía con una doble pared de tablestacas de madera rellenas de tierra.

Os dejo algún vídeo explicativo sobre ataguías y recintos cerrados (cofferdams).

Recientemente se han utilizado ataguías que se llenan, se despliegan y se estabilizan de forma rápida, tal y como se puede observar en los siguientes vídeos:

REFERENCIAS:

  • GALABRÚ, P. (2004). Cimentaciones y túneles. Tratado de procedimientos generales de construcción. Editorial Reverte, Barcelona.
  • POWERS, J.P. (1992). Construction dewatering: New methods and applications. Ed. Wiley et al., New York.
  • PREENE, M.; ROBERTS, T.O.L.; POWRIE, W. (2016). Groundwater Control – Design and Practice, 2nd Edition. Construction Industry Research and Information Association, CIRIA Report C750, London.
  • TOMLINSON, M.J. (1982). Diseño y construcción de cimientos. URMO, S.A. de Ediciones, Bilbao, 825 pp.
  • YEPES, V. (2020). Procedimientos de construcción de cimentaciones y estructuras de contención. Colección Manual de Referencia, 2ª edición. Editorial Universitat Politècnica de València, 480 pp. Ref. 328. ISBN: 978-84-9048-903-1.

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.

Drenajes horizontales instalados mediante zanjadoras

Figura 1. Zanjadora instalando dren horizontal. https://www.jedipumps.com/dewatering.htm

Si se quiere rebajar el nivel freático en la excavación de un cimiento, sótano de edificio, en obras lineales de poca profundidad como líneas ferroviarias o carreteras, o en zanjas longitudinales para abastecimiento de agua potable, alcantarillado, líneas eléctricas, gaseoductos, oleoductos, etc., se puede realizar mediante la colocación de un dren horizontal (horizontal well dewatering) instalado mediante una zanjadora (dewatering trenchers) (Figura 1).

A diferencia del drenaje desde pozos filtrantes, el drenaje se instala en posición horizontal, justo debajo de la zona a drenar (Figura 2). Los drenes horizontales suelen ser muy efectivos en terrenos granulares.

Figura 2. Esquema del drenaje horizontal y del bombeo. https://www.groundwatereng.com/dewatering-techniques/horizontal-wells

La instalación de este sistema es relativamente sencilla. La zanjadora abre una zanja de unos 30 cm de ancho e instala en primer lugar un tubo sin perforar seguido de un tubo perforado, normalmente de material plástico (Figura 3). El dren se recubre de un geotextil para evitar la entrada de limos y arenas y posteriormente se rellena la zanja. En el caso de que el terreno sea de baja permeabilidad, la zanja se puede rellenar con grava filtrante en lugar del terreno original.

La longitud del dren la determina su diámetro, la naturaleza del terreno y el nivel freático. Normalmente las longitudes de drenaje son de unos 50 m, aunque pueden llegar a 100 m, y los diámetros entre 80 y 100 mm. El dren horizontal se suele instalar a unos 6-7 m de profundidad, pues a mayores distancias el coste se incremente significativamente. Tras instalar la tubería, se conecta la parte del tubo sin perforar a una bomba. Mientras se bombea agua, se puede trabajar en seco.

Figura 3. Esquema de la apertura de zanja para la instalación del dren horizontal. https://www.inter-drain.com/index.php/en/applications/horizontal-dewatering

Además de la facilidad en la instalación del drenaje, una ventaja del sistema es que la maquinaria de la obra puede circular por encima sin restricciones, al tratarse de un drenaje subterráneo. Además, se reduce hasta en un 30% el volumen necesario de agua a extraer, con la consiguiente reducción en el consumo de combustible o electricidad.

Os paso unos vídeos al respecto. Espero que os sean útiles.

REFERENCIAS:

  • POWERS, J.P. (1992). Construction dewatering: New methods and applications. Ed. Wiley et al., New York.
  • TOMLINSON, M.J. (1982). Diseño y construcción de cimientos. URMO, S.A. de Ediciones, Bilbao, 825 pp.
  • YEPES, V. (2014). Maquinaria de movimiento de tierras. Apuntes de la Universitat Politècnica de València, Ref. 204. Valencia,  158 pp.
  • YEPES, V. (2016). Procedimientos de construcción de cimentaciones y estructuras de contención. Colección Manual de Referencia. Editorial Universitat Politècnica de València, 326 pp. Ref. 328. ISBN: 978-84-9048-457-9.

 

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.

Drenaje horizontal con pozos radiales

Figura 1. Pozo Ranney. https://infogram.com/obras-de-toma-1g0n2owd8340p4y

Los pozos radiales o de drenes horizontales consisten en diversos tubos perforados horizontales, que se disponen desde un pozo revestido de hormigón, de un diámetro suficiente para permitir el acceso de varios operarios (Figura 1). El objetivo es extender el radio efectivo del pozo para aumentar el caudal específico de drenaje. De hecho, el pozo con drenes horizontales se comporta, considerando aparte las pérdidas de carga interiores, como un pozo vertical de gran radio.

Los pozos horizontales son útiles en suelos donde no se pueden utilizar zanjas drenantes, pozos profundos o wellpoints, no siendo recomendable en suelos estratificados. Es típico en excavaciones profundas a través de terrenos permeables (aluviales y zonas muy karstificadas), hasta llegar a una capa impermeable.

El agua fluye dentro del pozo desde los tubos perforados horizontales, bombeándose el agua al exterior. Los drenes se pueden perforar con cierta inclinación hacia arriba para penetrar en más de un horizonte de acuífero. Estos drenes se colocan mediante martillos neumáticos o por inyección. La longitud de los drenes varía en función del área a drenar, pudiendo variar de 30 a 100 m de longitud.

Figura 2. Esquema de pozo radial. http://ocw.bib.upct.es/pluginfile.php/6012/mod_resource/content/1/Tema_03_CAPT_AGUAS_SUB.pdf

Según el procedimiento constructivo para instalar los drenes horizontales, se denominan pozos Ranney, Fehlmann o Preussag:

  • Pozos Ranney: las perforaciones radiales se realizan con los mismos tubos filtrantes definitivos, quedando directamente instalados. Son tubos de acero, de paredes gruesas y ranuras alargadas en sentido longitudinal.
  • Pozos Fehlmann: utiliza tubos de perforación, de unos 250-300 mm de diámetro, que se retiran después de la colocación de los filtros, pudiéndose utilizar de nuevo. De esta forma se puede elegir el material y abertura de las ranuras de los tubos filtrantes según las propiedades químicas del agua y con la granulometría y permeabilidad del terreno.
  • Pozos Preussag: emplea tubos de perforación similares al sistema Fehlmann, colocando después prefiltros de arena. A veces la colocación de estos prefiltros puede ser complicada y difícilmente adaptable a posibles variaciones de la granulometría a lo largo del dren.

El procedimiento constructivo presenta dos fases características, la construcción del pozo central e instalación de los drenes horizontales. El pozo central se construye hincando cilindros de hormigón, de unos 3-4 m de diámetro, a medida que se excava. Este cajón se introduce en el suelo por el sistema de «cajones indios«, por excavación interior sin achique previo. Cuando la profundidad del pozo alcanza la cota prevista, se hormigona el fondo construyendo un tapón bajo el agua.

En el caso del sistema Fehlmann, los colectores se hincan con un equipo de empuje instalado sobre una plataforma en el fondo del pozo. Para facilitarla se coloca una punta reforzada, denominada piloto, que desagrega el terreno facilitando el avance. En el interior de estos tubos se colocan los tubos filtrantes, de forma que los tubos estancos se retiran para volverse a utilizar, quedan abandonado en el terreno el piloto. Este tubo con punta reforzada puede comunicar con el interior del pozo central por medio de una tubería auxiliar llamada tubería de desarenado. La presión del agua sobre los agujeros del azuche crea una corriente de agua a gran velocidad por el interior de la tubería de desarenado cuando se abre una válvula en el interior del pozo. Posteriormente durante el servicio de la captación, la cámara sirve como elemento receptor y depósito de los caudales extraídos y para facilitar las maniobras de cierre y apertura de cada dren.

Los rendimientos para construir un pozo de este tipo pueden ser de 5-7 m por semana para el pozo central y de 8-10 m diarios para la penetración de los tubos horizontales.

Figura 3. Hinca de tubería en sistema Fehlmann. http://ocw.bib.upct.es/pluginfile.php/6012/mod_resource/content/1/Tema_03_CAPT_AGUAS_SUB.pdf

Destacan las siguientes ventajas de los pozos radiales: permiten, para igual velocidad de flujo, caudales superiores a los pozos ordinarios; se puede regular cada colector por separado, pudiendo cerrarlos para el mantenimiento; baja velocidad de entrada del agua a los drenes (hasta 30 veces menor que en los pozos ordinarios), por lo que disminuyen los arrastres; no le afectan tanto las fluctuaciones del nivel freático como a los pozos ordinarios; además, como los drenes permanecen siempre sumergidos, se reducen los fenómenos de corrosión e incrustaciones. Sin embargo, es necesaria una fuerte inversión inicial y un alto grado de especialización en la construcción, con acuíferos no demasiado profundos (aunque hay realizaciones de hasta 70 m). Además, el hincado de los drenes limita su uso a acuíferos granulares poco compactos de granulometría variable.

El rendimiento hidráulico en estos pozos supera de 45 a 60% la producción de un pozo ordinario de diámetro similar, pudiendo llegar, en capas freáticas, a caudales de 200 a 400 l/s. Si los pozos están cerca de un río, el caudal sube de 750 a 1150 l/s.

Se puede estimar el caudal Q (m3/s) de un pozo radial en régimen normal de servicio en función de del radio del pozo r (m), de la altura del agua sobre la solera en régimen normal h (m) y del coeficiente de permeabilidad del terreno k (m/s):

De la ecuación se observa que el caudal depende del radio y de la altura del agua sobre la solera y como no se puede hacer mucho para aumentar esta última, debe actuarse sobre el radio, que puede ser grande.

Os dejo varios vídeos explicativos de este tipo de pozos radiales.

Os dejo a continuación un artículo donde se explica cómo se ejecutó un pozo Ranney, en este caso para aumentar el abastecimiento de agua en Málaga.

Pincha aquí para descargar

REFERENCIAS:

  • POWERS, J.P.; CORWIN, A.B.; SCHMALL, P.C.; KAECK, W.E. (2007). Construction dewatering and groundwater control: New methods and aplications. Third Edition, John Wiley & Sons.
  • PREENE, M.; ROBERTS, T.O.L.; POWRIE, W. (2016). Groundwater Control – Design and Practice, 2nd Edition. Construction Industry Research and Information Association, CIRIA Report C750, London.
  • TOMLINSON, M.J. (1982). Diseño y construcción de cimientos. URMO, S.A. de Ediciones, Bilbao, 825 pp.
  • YEPES, V. (2016). Procedimientos de construcción de cimentaciones y estructuras de contención. Colección Manual de Referencia. Editorial Universitat Politècnica de València, 326 pp. Ref. 328. ISBN: 978-84-9048-457-9.

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.

Drenes de penetración transversal: drenes californianos

Figura 1. Drenes californianos. http://civogal.com/drenes-californianos

Cuando se quiere reducir las presiones intersticiales en taludes y zonas de difícil acceso, son muy útiles los drenes de penetración transversal. Son perforaciones ascendentes comúnmente llamadas drenes californianos (horizontal drains), debido a que el Departamento de Carretas de California empezó a utilizarlo a partir de los últimos años de la década de 1930.

Son perforaciones de pequeño diámetro y gran longitud realizadas frecuentemente con los mismos carros perforadores empleados en la instalación de bulones o ejecución de sondeos. En su interior se dispone un tubo de policloruro de vinilo (PVC) ranurado, de un diámetro mínimo de 50 mm capaces de soportar cierta carga por si la perforación colapsara, tubo en ocasiones rodeado de un geotextil que actúe de filtrante para evitar el taponamiento o la erosión interna del terreno al escapar los finos. No obstante, si las deformaciones esperadas superan al radio del tubo, entonces se utilizan drenes metálicos. Asimismo, se pueden disponer drenes sin tubo interior, especialmente en roca sana, donde no se esperen movimientos que obstruyan la perforación, ni materiales que puedan obstruirla.

Figura 2. Drenes de penetración transversal en las proximidades del embalse de Loriguilla (Valencia). Fotografía: V. Yepes (2021)

Los drenes se disponen con una pequeña inclinación, de al menos el 3% sobre la horizontal, normalmente entre 5-10º, para evacuar el agua por gravedad, debiéndose introducir, al menos, en 2-3 m en la zona de acumulación de agua. Es por ello que a veces también se llaman drenes subhorizontales. Se debe dejar también, entre 2 y 3 m del tubo más próximo a la boca del taladro sin orificios ni ranuras. En otras ocasiones se pueden disponer más inclinados, incluso en vertical en galerías de drenaje.

Los drenes de penetración transversal tienen como objeto reducir las presiones intersticiales, agotar un embalsamiento de agua o rebajar el nivel freático. En el caso de taludes, los drenes se utilizan para estabilizar deslizamientos profundos, tal y como se puede apreciar en la Figura 3. Son especialmente eficaces en terrenos permeables, rocas fisuradas o cuando interceptan capas permeables saturadas, perdiendo eficacia en suelos arcillosos homogéneos.

Figura 3. Localización del nivel freático antes y después de la instalación de un dren horizontal

Si bien la disposición de los drenes depende de las condiciones hidrogeológicas y morfológicas del talud o ladera, normalmente se disponen 1-2 filas de tubos distanciados entre 7 y 30 m, siendo lo más frecuente entre 10 y 15 m. En el caso de taludes de más de 60 m de altura, se disponen bermas y una línea de drenes al pie de cada berma, recogiendo el agua a una cuneta impermeable. Con alturas superiores a 100 m, la longitud de perforación necesaria es tan alta que su coste se dispara. Si en nivel freático se encuentra entre 30 y 60 m por encima del pie del talud, se prolongan los drenes desde el pie hasta una profundidad igual a la altura del talud, con un máximo de 90-100 m.

La perforación simultánea de los drenes con desmontes de alturas superiores al de la maquinaria ordinaria facilita su ejecución y mejora las condiciones de drenaje durante la excavación. No se emplean lodos tixotrópicos durante la perforación, sino entubaciones provisionales al atravesar terrenos inestables o tramos de falla, hasta instalar el tubo definitivo. El agua drenada por los tubos debe canalizarse adecuadamente a cunetas u otros elementos del drenaje superficial. Además, estos drenes deben someterse a revisiones periódicas, con un mantenimiento que incluya su limpieza con aire a presión.

Los drenes de penetración transversal presentan como ventajas su rápida y sencilla instalación en comparación con otros sistemas de drenaje profundo, permite alcanzar toda la superficie del talud, puede ejecutarse una vez iniciadas las inestabilidades y el desagüe se realiza por gravedad, sin el uso de bombas o sistemas auxiliares. Sin embargo, su área de influencia es limitada en comparación con otros sistemas de drenaje profundo y se ejecutan una vez hecho el talud, por lo que su estabilidad puede complicarse.

Os dejo a continuación un vídeo explicativo de este tipo de drenes. Espero que os sea de interés.

Como información complementaria, os dejo la ficha técnica realizada por GEOCISA sobre al ejecución de anclajes y drenes californianos en el castillo de Jadraque (Guadalajara).

Pincha aquí para descargar

REFERENCIAS:

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.

Drenaje mediante pozos horizontales ejecutados mediante perforación horizontal dirigida

Figura 1. Maquinaria para la perforación horizontal dirigida PHD.  https://trenchlesstechnology.com/hdd-pipe-ramming-used-install-water-wastewater-lines-wood-buffalo/

La técnica de la Perforación Horizontal Dirigida PHD (Horizontal Directional Drilling, HDD) es un método empleado para la instalación de tuberías que evita la apertura de zanjas a cielo abierto (trenchless) minimizando el movimiento de tierras (Figura 1). Se utiliza fundamentalmente para la instalación de líneas de comunicación (fibra óptica, cables de datos), líneas eléctricas, gaseoductos, oleoductos y conducciones de agua a presión. A mediados de 1990, esta técnica se adaptó para instalar pozos de drenaje de aguas contaminadas en zonas industriales, estaciones de servicio o similares. Sin embargo, también es útil para realizar drenajes horizontales (Horizontal Directional Drilling Wells, HDDW)  en áreas inaccesibles o donde realizar perforaciones en superficie no es factible, pudiéndose llegar a distancias de 3000 m de longitud. Con todo, PHD es una técnica que requiere una fuerte planificación, pues requiere de operaciones especializadas.

Un pozo horizontal puede sustituir a 10-30 pozos verticales, dependiendo de las circunstancias de cada caso (Figura 2). En efecto, un solo pozo horizontal intersecta el nivel freático en la mayor parte de su longitud, extendiendo el cono de depresión del freático a lo largo de su recorrido. Por ejemplo, un pozo poco profundo de unos 15 m precisa de unos 60 m de perforación horizontal para alcanzar la cota prevista. En cambio, una red de pozos verticales para interceptar el mismo nivel freático requiere de múltiples pozos y decenas de tubería vertical no productiva (sin rejilla). Además, el pozo horizontal requiere solo de una bomba y una tubería de evacuación al punto de vertido o tratamiento, al contrario que los pozos verticales, donde cada uno de ellos precisa de una bomba. La Figura 2b muestra cómo un pozo horizontal con cierta pendiente puede drenar un terreno en talud simplemente por gravedad.

Figura 2. (a) Drenaje mediante pozos verticales frente a (b) drenaje mediante pozo horizontal.

La mayor diferencia entre los usos habituales del PHD en relación a su uso como drenajes horizontales es que el fluido de perforación usado aquí son polímeros biodegradables, en vez de bentonita. La razón es evitar la reducción de la permeabilidad del terreno asociada a la perforación.

Según el procedimiento de instalación, los drenes horizontales ejecutados mediante PHD se pueden clasificar en doble o simple entrada (Figura 3):

  • Instalación con doble entrada (Figura 3a): Se taladra la perforación piloto desde una fosa de lanzamiento. La perforación desciende en la entrada para luego emerger en la fosa de recepción. Este procedimiento es el más comúnmente utilizado por permitir un mejor control de la estabilidad de la perforación en comparación con los métodos de simple entrada.
  • Instalación de simple entrada (Figura 3b): Este método, también llamado de perforación ciega (blind-ended hole) se utiliza cuando no hay fosa de recepción y el pozo se instala desde un solo extremo. Aquí el escariado para ampliar la perforación se realiza empujando, en vez de tirando, como es el caso de la doble entrada, existiendo el riesgo de que la perforación ampliada no siga la perforación piloto. Las longitudes alcanzadas con este sistema son significativamente menores que las de doble entrada.
Figura 3. Pozos horizontales realizados mediante Perforación Horizontal Dirigida. (a) Con doble entrada, (b) con una sola entrada.

La instalación de la rejilla es una operación más complicada en los pozos HDD que en los pozos verticales convencionales, tanto por la longitud como por la desviación en la dirección. Las rejillas se instalan arrastrando a través de la perforación en el caso de doble entrada, y empujando en el caso de simple entrada. Estas rejillas normalmente son de polietileno de alta densidad (PEAD), de acero al carbono o acero inoxidable. El porcentaje de ranuras de la rejilla es menor que en los pozos verticales para asegurar su resistencia a tracción o compresión. Como es difícil instalar un filtro granular alrededor de la rejilla, normalmente se usan filtros de grava preenvasados, mallas o geotextiles convenientemente protegidos para resistir su instalación.

Os dejo unos polimedias para explicar brevemente el procedimiento de la perforación horizontal dirigida. Espero que os sea de interés.

A continuación os dejo un par de vídeos explicativos.

REFERENCIAS:

  • POWERS, J.P. (1992). Construction dewatering: New methods and applications. Ed. Wiley et al., New York.
  • PREENE, M.; ROBERTS, T.O.L.; POWRIE, W., DYER, M.R. (2004). Groundwater control: design and practice. CIRIA C515, London.
  • TOMLINSON, M.J. (1982). Diseño y construcción de cimientos. URMO, S.A. de Ediciones, Bilbao, 825 pp.
  • YEPES, V. (2020). Procedimientos de construcción de cimentaciones y estructuras de contención. Colección Manual de Referencia, 2ª edición. Editorial Universitat Politècnica de València, 480 pp. Ref. 328. ISBN: 978-84-9048-903-1.

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.

¿Cómo evitar que nuestros muros deslicen?

Figura 1. Fuerzas que actúan sobre un muro.

En un artículo anterior ya se comentó cómo el terreno empuja sobre cualquier estructura que lo contenga, y que la magnitud de dicho empuje se ve muy influenciada por el tipo de deformación sufrida por dicha estructura de contención, como puede ser un muro.

Lo inmediato es preguntar quién va a ser el responsable de contrarrestar dicho empuje para garantizar que el muro no deslice. No se trata de una cuestión menor, puesto que la seguridad al deslizamiento constituye uno de los estados límite últimos a comprobar cuando se diseña un muro. Es más, el deslizamiento acostumbra a ser el caso más crítico si el muro no es demasiado alto o en muros ménsula sin talón. Si a eso añadimos un mal drenaje en el trasdós cuando el muro no se ha calculado considerando los empujes hidrostáticos, tendremos asegurado un problema mayor.

Lo primero que se nos ocurre es pensar que el rozamiento entre el cimiento del muro y el terreno sobre el que se apoya debería ser suficiente para evitar el deslizamiento. De hecho, la fricción o fuerza de rozamiento que se opone al inicio del deslizamiento en un plano es proporcional a la fuerza normal a dicho plano, a través del conocido como coeficiente de rozamiento estático. Este coeficiente se puede calcular como la tangente del plano inclinado crítico, que es aquel donde un cuerpo empieza a deslizarse. Dicho coeficiente es mayor al coeficiente de rozamiento dinámico, que se desarrolla una vez el deslizamiento se ha iniciado.

El caso del deslizamiento de un muro respecto al terreno es un caso parecido al de la rotura del suelo, pero teniendo en cuenta que las superficies en contacto son las del cimiento del muro y la del terreno sobre el que se apoya. Por tanto, se puede aplicar el criterio de rotura de Mohr-Coulomb, de forma que la tensión tangencial de rotura τr  se encuentra relacionada con la tensión normal σ’ en el plano de contacto muro-terreno:

De forma análoga, se podría sustituir la cohesión entre partículas c‘ por un coeficiente de adherencia o cohesión de contacto cc. Del mismo modo, se sustituiría el ángulo de rozamiento efectivo Φ‘  por el rozamiento muro-terreno Φc (siempre Φc <Φ‘ ).   En este caso, siendo A el área de contacto de la fuerza normal con la superficie de deslizamiento, se puede expresar que la fuerza horizontal T en el plano de contacto muro-terreno sería:

En la expresión anterior téngase en cuenta que la fuerza normal sobre la resultante N‘ es la diferencia entre la suma de las fuerzas verticales W y la subpresión ejercida por el agua Fw , en su caso (ver Figura 1).

La fuerza horizontal T que se opone al deslizamiento es máxima en el instante mismo del deslizamiento. Si B‘ es el ancho eficaz de la zapata del muro en contacto con el terreno (no se tiene en cuenta la parte de la zapata «despegada» del terreno, ver Figura 2), la fuerza horizontal máxima Tmáx que se opondrá al deslizamiento por metro lineal de muro sería la siguiente:

Figura 2. Ancho eficaz B‘ de la zapata.

Si esta fuerza horizontal máxima  Tmáx no fuese suficiente para equilibrar las fuerzas horizontales sobre el muro (E’a +  E1,w ), entonces se tendría que recurrir a una resistencia adicional R que puede proceder de la movilización de una parte del empuje pasivo que actúa sobre la puntera de la zapata del muro E’pun  , del posible empuje hidrostático sobre la puntera E2,w o bien de posibles fuerzas exteriores al sistema muro-terreno. Se recomienda que R ≤ 0,10·H , siendo H la fuerza horizontal.

Además, en el caso de tenerse en cuenta el empuje pasivo efectivo sobre la puntera (o bien sobre una zarpa o tacón de la zapata, para incrementar dicho empuje pasivo, ver Figura 3) hay que garantizar que se moviliza la deformación suficiente y que su valor se debe minorar por un coeficiente de 1,5, que sería E’p admisible. Por otra parte, si se tiene en cuenta dicho empuje pasivo , se debería garantizar la permanencia del terreno sobre la zapata. Está del lado de la seguridad no considerar el empuje pasivo.

Figura 3. Aumento del empuje pasivo debido al tacón en la zapata del muro.

Todo lo anterior nos hace reflexionar sobre la importancia de definir en el proyecto del muro los parámetros resistentes del contacto muro-terreno. Dependiendo de la forma de preparación del contacto, se pueden considerar los siguientes:

  • Muros de hormigón ejecutados «in situ» contra el terreno   →   tan Φc = 0,8·tan Φ‘   y  cc = c‘
  • Muros de hormigón prefabricado sobre materiales granulares  →   tan Φc = 0,6  y  cc = 0
  • Muros sobre suelos arcillosos saturados: Hay que comprobar la situación de corto plazo  →   Φu = 0  y   cu = 0,5 · Ru  (siendo Ru la resistencia a compresión simple sin drenaje)            

A falta de otros datos, se adopta como ángulo de rozamiento muro-terreno un valor de 2/3 del ángulo de rozamiento efectivo del terreno, es decir, Φc = 2/3 · Φ‘ . Es decir, siempre será el ángulo de rozamiento muro-terreno inferior al ángulo de rozamiento efectivo del terreno.

Por último, tendríamos que asignar un coeficiente de seguridad al deslizamiento Fd, como el cociente entre la máxima oposición que puede encontrar el muro al deslizamiento (Tmáx +E’p admisible) entre la fuerza estrictamente necesaria para evitarlo ( Tnec ). La fuerza estrictamente necesaria para evitar el deslizamiento debe ser la suma de fuerzas horizontales sobre el muro, incluido el empuje activo del terreno y posible la presión hidrostática sobre el trasdós del muro.

En combinación de acciones casi permanente, la «Guía de cimentaciones en obras de carretera» (Ministerio de Fomento, 2003), establece un coeficiente de seguridad frente al deslizamiento mínimo de 1,50.

REFERENCIAS:

  • IZQUIERDO, F.A. (2001). Cuestiones de geotecnia y cimientos. Editorial Universidad Politécnica de Valencia, 227 pp.
  • MINISTERIO DE FOMENTO (2002). Guía de Cimentaciones. Dirección General de Carreteras.
  • YEPES, V. (2020). Procedimientos de construcción de cimentaciones y estructuras de contención. Colección Manual de Referencia, 2ª edición. Editorial Universitat Politècnica de València, 480 pp. Ref. 328. ISBN: 978-84-9048-903-1.

Cursos en línea:

Curso de estructuras auxiliares en la construcción: andamios, apeos, entibaciones, encofrados y cimbras.

Curso de Procedimientos de Construcción de cimentaciones y estructuras de contención en obra civil y edificación.

Curso de fabricación y puesta en obra del hormigón.

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.

Empujes sobre entibaciones según Terzaghi y Peck

Figura 1. Entibación en excavación de zanja. https://commons.wikimedia.org/wiki/File:Sbh_s600.JPG

Ya se habló en un artículo anterior de la altura crítica, que si se sobrepasa, obliga a entibar una excavación. Este es un aspecto de gran importancia en la seguridad de las personas. Para ello resulta fundamental el cálculo de los empujes del terreno sobre la entibación para dimensionar correctamente los elementos constitutivos de esta estructura auxiliar.

La deformación que se desarrolla en el terreno al ir entibando una excavación, poniendo puntales de arriba hacia abajo, es diferente a la que desarrollan la condición de empuje activo en los muros. Este hecho provoca que la distribución real de los empujes sobre una entibación sea diferente a la clásica ley triangular que aparecen en los muros. Esto se debe, entre otros motivos, a que la entibación va a girar respecto a un punto situado en la parte superior (primer apuntalamiento), frente al típico muro en ménsula, donde el giro se realiza, aproximadamente, en la base de la estructura.

En la Figura 2 podemos ver que los empujes reales no crecen proporcionalmente con la profundidad y que, en el fondo de la excavación, acaban anulándose. Por tanto, la parte superior, que se apuntala desde el primer momento, recibe unos empujes superiores a los de la ley triangular, y en la parte inferior, son menores. La ley de empujes, por tanto, se aproxima a una parábola.

Figura 2. Empujes reales de forma parabólica sobre entibaciones

Terzaghi y Peck (1967) propusieron algunos esquemas simplificados útiles para determinados suelos típicos. Son los denominados «diagramas de presión aparente«, deducidos a partir de medidas realizadas en diferentes obras a mediados del siglo XX (Berlín, Múnich, Chicago, Nueva York y Oslo) en entibaciones apuntadas, no ancladas, de más de 6 m de profundidad.  No se trata realmente de unos diagramas de empujes únicos, sino de las envolventes empíricas de los distintos diagramas reales que se observan en una fase de excavación y que pueden ser bastante complicados (secuencia de construcción, temperatura, acomodo entre pantalla y apoyos, etc.).

Teniendo en cuanto los valores a, b y c de la Figura 3, se pueden estimar la ley de empujes en función de la Tabla 1 (Izquierdo, 2001). Hay que tener presente que estos empujes, sacados de mediciones realmente tomadas en obra, son aplicables a los empujes sobre entibaciones, por lo que no es de aplicación directa a superficies continuas y mucho más rígidas como los muros pantalla.

Figura 3. Distribuciones propuestas para empuje sobre entibaciones

 

Tabla 1. Procedimiento empírico de Terzaghi y Peck (1967) para determinar las cargas sobre los puntales en una excavación entibada (Izquierdo, 2001)

En la Tabla 1, Ka es el coeficiente de empuje activo, cu la cohesión del terreno sin drenaje y γ su peso específico.

REFERENCIAS:

  • GARCÍA VALCARCE, A. (dir.) (2003). Manual de edificación: mecánica de los terrenos y cimientos. CIE Inversiones Editoriales Dossat-2000 S.L. Madrid, 716 pp.
  • GONZÁLEZ CABALLERO, M. (2001). El terreno. Edicions UPC, Barcelona, 309 pp.
  • IZQUIERDO, F.A. (2001). Cuestiones de geotecnia y cimientos. Editorial Universidad Politécnica de Valencia, 227 pp.
  • LAMBE, T.W.; WHITMAN, R.V. (1996). Mecánica de suelos. Limusa, México, D.F., 582 pp.
  • MINISTERIO DE FOMENTO (2002). Guía de Cimentaciones. Dirección General de Carreteras.
  • MINISTERIO DE LA VIVIENDA (2006). Código Técnico de la Edificación
  • TERZAGHI, K.; PECK, R. (1967). Soil Mechanics in Engineering Practice. 2nd Edition, John Wiley, New York.
  • YEPES, V. (2020). Procedimientos de construcción de cimentaciones y estructuras de contención. Colección Manual de Referencia, 2ª edición. Editorial Universitat Politècnica de València, 480 pp. Ref. 328. ISBN: 978-84-9048-903-1.
  • YEPES, V. (2023). Maquinaria y procedimientos de construcción. Problemas resueltos. Colección Académica. Editorial Universitat Politècnica de València, 562 pp. Ref. 376. ISBN 978-84-1396-174-3
  • YEPES, V. (2024). Estructuras auxiliares en la construcción: Andamios, apeos, entibaciones, encofrados y cimbras. Colección Manual de Referencia, serie Ingeniería Civil. Editorial Universitat Politècnica de València, 408 pp. Ref. 477. ISBN: 978-84-1396-238-2

Cursos:

Curso de estructuras auxiliares en la construcción: andamios, apeos, entibaciones, encofrados y cimbras.

Curso de Procedimientos de Construcción de cimentaciones y estructuras de contención en obra civil y edificación.

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.

Empuje de tierras, ¿mejor Coulomb o Rankine?

Figura 1. Coulomb y Rankine, autores de dos de los modelos clásicos de empuje de tierras.

El empuje de tierras sobre estructuras de contención ha sido un problema clásico en Geotecnia, pero que es complejo, pues existen numerosas incertidumbres asociadas al comportamiento de los distintos tipos de terreno. Tanto la dificultad en la determinación de las características mecánicas d

el terreno real como la complejidad en las hipótesis de cálculo han llevado a la utilización de simplificaciones útiles en una gran mayoría de casos. Las dos teorías clásicas en la estimación de los empujes del terreno se deben al francés Charles-Agustin de Coulomb (1736-1806) y al escocés William John Macquorn Rankine (1820-1872). Ambos métodos se sustentan en hipótesis diferentes y los resultados que proporcionan no coinciden, salvo en algún caso muy particular.

En cualquier libro de Geotecnia se puede comprobar cómo integrando las ecuaciones diferenciales de las condiciones de equilibrio interno de un elemento diferencial de un terreno horizontal, homogéneo, isótropo y con un comportamiento elástico, la tensión horizontal depende de la vertical. En el caso de que el terreno estuviera confinado lateralmente, con deformación lateral nula, la ley de Hooke proporciona una solución al problema, siendo la relación entre la tensión horizontal y la vertical constante. En cualquier caso, la condición de utilizar una ley de esfuerzo-deformación conveniente constituye el mayor obstáculo para obtener una solución exacta al problema.

Las presiones que soporta un muro o una pantalla reciben el nombre de empujes, que en el caso más general, será la suma del empuje hidrostático más el empuje efectivo ejercido por las partículas del terreno. Se define el coeficiente de empuje como la relación entre la tensión efectiva horizontal y la vertical, y en el caso de que no exista deformación lateral, se denomina coeficiente de empuje al reposo, K0. De esta forma se podría calcular el empuje sobre un muro que no se deformara lo más mínimo. Sería el caso de un muro de sótano en edificación. Pero los muros no son infinitamente rígidos, se deforman, y dependiendo de si la deformación lateral es negativa (el terreno «se descomprime») o positiva (el terreno «se comprime»), tendríamos los denominados empujes activos Ka, o pasivos Kp, (Ka<K0<Kp). Para movilizar el empuje pasivo son necesarios movimientos del muro contra el terreno muy superiores a los necesarios para llegar a una situación de empuje activo. Cuando el empuje pasivo es favorable, debido a la imprecisión en la determinación de su valor real, por seguridad suele despreciarse su efecto o bien se aplica un coeficiente reductor (por ejemplo, de 1,5). Dejamos al lector investigar sobre este asunto en la literatura habitual.

Figura 2. Relación entre empuje del terreno y los movimientos necesarios para su desarrollo (Código Técnico de Edificación)

Lo que nos interesa en esta entrada es conocer las diferencias entre el método de Coulomb y el de Rankine e intentar interpretar cuándo sería mejor utilizar uno u otro método. Las fórmulas se pueden deducir de cualquier libro o manual de geotecnia. En ambos casos se puede generalizar la formulación al caso de terrenos cohesivos, presencia de nivel freático, cargas uniformes sobre el trasdós e inclinación del relleno tras el muro.  Siendo σ’v es la tensión efectiva vertical y c‘ la cohesión efectiva del terreno o relleno del trasdós, el empuje activo Pa se define como la resultante de los empujes unitarios σ’a que puede determinarse mediante la siguiente fórmula:

y de forma análoga, el empuje pasivo Pp  se define como la resultante de los empujes unitarios σ’p que puede determinarse mediante:

La cohesión es un aspecto favorable para disminuir el empuje del terreno, pero si al final no se acaba desarrollando, nos deja del lado de la inseguridad; por tanto, como a veces es difícil estimar su efecto de forma adecuada, es habitual despreciarla para quedar del lado de la seguridad. Por tanto, se aconseja ser muy cuidadoso a la hora de considerar la cohesión.

  • Coulomb propuso un modelo para estimar los empujes del terreno planteando el equilibrio de una masa de terreno en forma de cuña al deformarse o moverse el muro. La rotura se produce a lo largo de dos planos, el formado por el interface suelo-muro y el plano de deslizamiento en el terreno. La cuña, formada por los dos planos, se comporta como un bloque rígido. De todas las cuñas posibles, una es la que produce el empuje activo máximo, y ese es el problema resuelto por este ingeniero francés en 1776. El método supone que las superficies de deslizamiento son planas, pero esta hipótesis es muy discutible en el caso del empuje pasivo. El problema queda resuelto para un muro cualquiera, con un trasdós que no necesita ser vertical, y un terreno con una determinada inclinación y con unas cargas sobre su superficie. Se supone conocido el peso específico del terreno, el ángulo de rozamiento interno y el ángulo de rozamiento muro-suelo. Es actualmente el método más empleado para el diseño de muros por métodos de equilibrio límite. Hoy día se emplea con gran efectividad en el cálculo de muros de gravedad, lo que permite considerables ahorros de material. Las fórmulas que siguen indican los coeficientes de empuje activo y pasivo, con las figuras que definen cada uno de los ángulos correspondientes:

  • El método de Rankine (1857) es más elegante desde el punto de vista matemático, explicando el empuje en términos de rotura por cortante del terreno. Se obtienen los empujes partiendo de un semiespacio infinito que se encuentra en «estado de Rankine«, es decir, un estado de equilibrio plástico y en donde el muro no produce ninguna perturbación. Se supone que el terreno es homogéneo e isótropo y en estado de equilibrio plástico, es decir, se acepta que toda la masa en el trasdós del muro está en situación de rotura y, por tanto, en cualquier punto el estado tensional pertenece a un círculo de Morh que es tangente a la línea de rotura de este suelo; además, como hipótesis adicional, no hay variación de tensiones en los puntos de cualquier plano paralelo a la superficie del semiespacio. Este modelo puede resultar un tanto conservador, pues solo considera el ángulo de rozamiento interno del terreno, olvidando el efecto favorable del rozamiento entre el muro y el terreno. Este método tiene muchas aplicaciones prácticas, por ejemplo, en muros ménsula, donde la suposición de Rankine no supone grandes desventajas y simplifica enormemente los cálculos. El cálculo de empujes sobre un muro con el modelo de Rankine se reduce a obtener las presiones efectivas a la profundidad correspondientes y aplicar las fórmulas correspondientes. De esta forma es muy sencillo calcular terrenos estratificados y considerar la existencia de una carga uniforme en coronación. Además, el método permite estimar si existen grietas de tracción y su profundidad en un terreno que sea cohesivo.  Los coeficientes de empuje activo y pasivo para un terreno que forma un ángulo i con la horizontal  teniendo en cuenta que la resultante forma un ángulo i con la horizontal, son los siguientes:

Aplicando el teorema de los estados correspondientes de Caquot, se puede generalizar la teoría de Rankine a suelos cohesivos: «Si a un suelo con cohesión que está en situación límite de rotura, simultáneamente le quitamos la cohesión y sumamos a todas las tensiones un término (c’ · cotg Φ’), el suelo sigue estando en la misma situación límite de rotura» (y se le aplican las hipótesis de los suelos sin cohesión).

Figura 3. Círculo de Mohr considerando suelos cohesivos

De las fórmulas deducidas para el empuje activo y pasivo, las fórmulas en ambos modelos coinciden únicamente en el caso de un trasdós vertical del muro, no hay rozamiento suelo-estructura y la superficie del terreno es horizontal. En este caso, los coeficientes de empuje activo y pasivo son los siguientes:

Resumiendo los aspectos básicos expuestos anteriormente, podríamos decir lo siguiente:

  • En caso de terrenos estratificados, la inclinación del plano de deslizamiento depende de cada terreno, con lo que el problema puede ser indeterminado si utilizamos el modelo de Coulomb. En este caso, Rankine es de más fácil formulación, que suele ser recomendable en el caso de muros ménsula.
  • El método de Coulomb no tiene en cuenta la presencia de grietas de tracción, por lo que con terrenos cohesivos el cálculo de la profundidad de estas grietas se debe hacer con Rankine.
  • Si no existe cohesión en el terreno ni adherencia entre muro y terreno, con la teoría de Coulomb se puede determinar que la resultante del empuje activo está situada, desde la base del muro, a un tercio de la altura del muro. Si no es así, entonces el método no proporciona directamente la posición del empuje.
  • El método de Rankine es difícil de aplicar con geometrías mínimamente complejas (trasdós quebrado, superficies del terreno en el trasdós no planas, cargar arbitrarias sobre éste último) y no es mucho más preciso que el método de Coulomb para estos casos.
  • El método de Coulomb no estima bien el empuje pasivo, pues la superficie real de rotura no es plana (se asemeja a una espiral logarítmica) y la distribución de empujes difiere bastante de la triangular, proporcionando valores sobredimensionados (del lado de la inseguridad). El método de Rankine es más conservador para el cálculo de empujes pasivos.
  • El método de Rankine no considera el rozamiento entre el muro y el terreno, lo cual es conservador. Es un aspecto importante en muros de gravedad, cuyos empujes activos se prefieren calcular con Coulomb.
  • En el método de Coulomb permite la consideración de sobrecargas en el trasdós de cualquier tipo (constante, puntual, triangular, etc.) siempre que sean indefinidas en el sentido longitudinal del muro, pues basta introducirlas en las ecuaciones de equilibrio. Con Rankine es sencillo si se trata de una sobrecarga constante.

 

REFERENCIAS:

  • GARCÍA VALCARCE, A. (dir.) (2003). Manual de edificación: mecánica de los terrenos y cimientos. CIE Inversiones Editoriales Dossat-2000 S.L. Madrid, 716 pp.
  • GONZÁLEZ CABALLERO, M. (2001). El terreno. Edicions UPC, Barcelona, 309 pp.
  • IZQUIERDO, F.A. (2001). Cuestiones de geotecnia y cimientos. Editorial Universidad Politécnica de Valencia, 227 pp.
  • LAMBE, T.W.; WHITMAN, R.V. (1996). Mecánica de suelos. Limusa, México, D.F., 582 pp.
  • MINISTERIO DE FOMENTO (2002). Guía de Cimentaciones. Dirección General de Carreteras.
  • MINISTERIO DE LA VIVIENDA (2006). Código Técnico de la Edificación
  • YEPES, V. (2020). Procedimientos de construcción de cimentaciones y estructuras de contención. Colección Manual de Referencia, 2ª edición. Editorial Universitat Politècnica de València, 480 pp. Ref. 328. ISBN: 978-84-9048-903-1.
  • YEPES, V. (2023). Maquinaria y procedimientos de construcción. Problemas resueltos. Colección Académica. Editorial Universitat Politècnica de València, 562 pp. Ref. 376. ISBN 978-84-1396-174-3

 

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.

Clasificaciones de las técnicas de mejora y refuerzo del terreno

Figura 1. Vibrosustitución. https://www.trevispa.com/

Un terreno se considera que es malo o inadecuado si no cumple con determinadas condiciones o propiedades que lo hagan apto para los requerimientos de un proyecto. Por ejemplo, para el caso de un terraplén, el Pliego de Prescripciones Técnicas Generales para Obras de Carreteras y Puentes (PG3), clasifica los materiales que se pueden utilizar como suelos inadecuados, marginales, tolerables o seleccionados. Pero estos requerimientos varían en función del tipo de proyecto del que estemos hablando (edificación, puentes, presas, carreteras, etc.).

Cuando un terreno es inadecuado, se pueden tomar distintas decisiones al respecto (Nicholson, 2015):

  1. Abandonar el proyecto. Esta solución se considera adecuada cuando es posible encontrar otra ubicación a nuestro proyecto o bien cuando es inviable desde el punto de vista económico, social o ambiental.
  2. Extraer y reemplazar el terreno inadecuado. Es una práctica habitual que puede ser inapropiada cuando el coste de la retirada del terreno y la aportación de los materiales seleccionados no es competitivo, no se encuentran disponibles o existen restricciones medioambientales.
  3. Redimensionar o cambiar el proyecto para que sea compatible con las características del terreno. Es el caso del uso de pilotes para trasladar las cargas a un estrato competente.
  4. Modificar el suelo o la roca para mejorar sus propiedades o su comportamiento a través de técnicas de mejora de terrenos.

Un terreno, por bueno que sea, puede tratarse para mejorar sus características o reforzarlo. Se trata de incrementar la capacidad portante, reducir la deformabilidad, disminuir la permeabilidad o acelerar la consolidación. Para ello se emplean un conjunto de técnicas que aplicables a multitud de situaciones, desde el cimiento de una presa hasta los casos más comunes como pueden ser los terrenos blandos. Los primeros métodos se emplearon para aumentar la capacidad portante o estabilizar suelos granulares. Pero pronto se amplió el campo de aplicación a terrenos cohesivos. Sin embargo, no hay que olvidar que siempre existe la posibilidad de retirar el suelo y sustituirlo por otro mejor, siendo, por tanto, la primera de las soluciones que deben tenerse en cuenta. Los terrenos granulares deformables o licuables y los terrenos cohesivos blandos o deformables son los que habitualmente son objeto de mejora. Con todo, también hay terrenos difíciles que pueden requerir tratamiento como los expansivos, los colapsables, los residuales, los altamente compresibles, los duros degradables, los kársticos, los suelos dispersivos o las arcillas susceptibles, entre otros. La profundidad de la mejora puede variar desde menos de un metro en el caso de la compactación superficial con rodillo vibrante hasta más de 100 m en los tratamientos con inyecciones (Ministerio de Fomento, 2002).

Antes de describir las distintas clasificaciones que se han utilizado para las técnicas de mejora del terreno, podemos enunciar las que contempla la Guía de Cimentaciones en Obras de Carretera (Ministerio de Fomento, 2002). Son las siguientes: sustitución, compactación con rodillo, precarga, mechas drenantes, vibración profunda, compactación dinámica, inyecciones, inyecciones de alta presión (jet-grouting), columnas de grava, columnas de suelo-cemento, claveteado o cosido del terreno (bulones), geosintéticos, explosivos, tratamientos térmicos, congelación y electro-ósmosis.

Mitchell (1981) realizó una clasificación de los tratamientos del terreno atendiendo a su granulometría. En la Figura 2 se puede ver, de forma aproximada, el campo de aplicación de las técnicas.

Figura 2. Aplicabilidad de las técnicas de mejora del terreno atendiendo a su granulometría (Mitchell, 1981)

También se pueden organizar las técnicas de mejora del terreno en función de su temporalidad (Van Impe, 1989). En la Figura 3 se clasifican los métodos en temporales, que se limitan al periodo de ejecución de la obra, y en permanentes, atendiendo o no a la adición de materiales en el terreno.

Figura 3. Clasificación de las técnicas de mejora de terreno. Adaptado de Van Impe (1989)

En cambio, Schaefer (1997) distinguió las técnicas en tres grupos, las de mejora de terreno (ground improvement), las de refuerzo del terreno (ground reinforcement) y las de tratamiento del terreno (ground treatment). En la Tabla 1 se ha recogido esta distinción. Sin embargo, a veces no está clara la diferencia entre el tratamiento, la mejora o el refuerzo. El Ministerio de Fomento (2002) incluye en un mismo grupo el refuerzo y la mejora, llamando a ambos métodos de mejora. El caso de las columnas de gravas sería, por ejemplo, tanto un refuerzo como una mejora.

Tabla 1. Clasificación de los métodos de mejora, refuerzo y tratamiento de terrenos (Schaefer, 1997)

El Comité Técnico TC17 de la Sociedad Internacional de Mecánica de Suelos e Ingeniería Geotécnica, ISSMG clasificó los métodos de mejora en cinco grupos:

  1. Mejora del terreno sin adiciones en suelos no cohesivos o materiales de relleno: Compactación dinámica, vibrocompactación, compactación por explosivos, compactación por impulso eléctrico y compactación superficial (incluyendo la compactación dinámica rápida).
  2. Mejora del terreno sin adiciones en suelos cohesivos: Sustitución/desplazamiento (incluyendo la reducción de carga mediante materiales ligeros), precarga mediante relleno (incluyendo el empleo de drenes verticales), precarga mediante vacío (incluyendo la combinación de relleno y vacío, consolidación dinámica con drenaje mejorado (incluyendo el empleo de vacío), electro-ósmosis o consolidación electro-cinética, estabilización térmica usando calentamiento o congelación y compactación por hidrovoladura.
  3. Mejora del terreno con adiciones o inclusiones: vibrosustitución o columnas de grava, sustitución dinámica, pilotes de arena compactada, columnas encapsuladas con geotextiles, inclusiones rígidas, columnas reforzadas con geosintéticos o rellenos pilotados, métodos microbianos y otros métodos no convencionales (formación de pilotes de arena mediante explosivos y el uso de bambú, madera y otros productos naturales).
  4. Mejora del terreno con adiciones tipo inyección: Inyección de partículas, inyección química, métodos de mezclado (incluyendo la mezcla previa y la estabilización profunda), jet grouting, inyecciones de compactación y inyecciones de compensación.
  5. Refuerzo del terreno: tierra reforzada con acero o geosintéticos, anclajes al terreno o claveteado del terreno y métodos biológicos mediante vegetación.

Como puede observarse, el número de clasificaciones posibles es muy alto. Dejo a continuación las recomendaciones de la Guía de Cimentaciones (Ministerio de Fomento, 2002) respecto a la aplicabilidad de las principales técnicas de mejora del terreno.

Tabla 2. Campo de aplicación de las principales técnicas de mejora del terreno (Ministerio de Fomento, 2002)

También es posible clasificar las técnicas de mejora del terreno atendiendo a la fase en la que se encuentra un proyecto (Nicholson, 2015):

a) Mejoras previas a la construcción. Se trata de métodos eficientes en cuanto a coste, y por tanto, deseables si son posibles. Se trata de mejorar el emplazamiento de la obra como parte de la planificación de las tareas definidas en el proyecto. Como ejemplos tenemos la compactación, la preconsolidación, el rebajamiento del nivel freático o las inyecciones.

b) Mejoras durante la construcción. Estas técnicas se realizan a la vez que el proyecto y pueden quedar como parte permanente del mismo. Sería el caso de las columnas de grava, tratamientos superficiales del terreno (compactación superficial, estabilización con cal o cemento, etc.), congelación de suelos, geosintéticos, anclajes, claveteado del terreno, etc.

c) Mejora tras la construcción. Se trata normalmente de técnicas de reparación, normalmente caras y que suponen la última alternativa para resolver un problema como pudiera ser la estabilización de una ladera o problemas de filtración de agua. Entre estas técnicas se encontrarían el rebajamiento del nivel freático, micropilotes de refuerzo, etc.

Os dejo a continuación un vídeo explicativo de las clasificaciones de las técnicas de mejora del terreno.

Por último, os dejo un artículo de Carlos Oteo y Javier Oteo sobre las innovaciones recientes en el campo de la mejora y refuerzo del terreno, publicado en la Revista de Obras Públicas en el año 2012.

Pincha aquí para descargar

REFERENCIAS:

  • BIELZA, A. (1999). Manual de técnicas de tratamiento del terreno. Ed. Carlos López Jimeno. Madrid, 432 pp.
  • GARCÍA VALCARCE, A. (dir.) (2003). Manual de edificación: mecánica de los terrenos y cimientos. CIE Inversiones Editoriales Dossat-2000 S.L. Madrid, 716 pp.
  • MINISTERIO DE FOMENTO (2002). Guía de Cimentaciones. Dirección General de Carreteras.
  • MITCHELL, J.K. (1981). Soil improvement: state-of-the-art report. 10th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering. Stockholm, 509-565.
  • NICHOLSON, P.G. (2015). Soil improvement and ground modification methods. Elsevier, Butterworth-Heinemann, 472 pp.
  • OTEO, C.; OTEO, J. (2012). Innovaciones recientes en el campo de la mejora y refuerzo del terreno. Revista de Obras Públicas, 3534, 19-32.
  • VAN IMPE, W.F. (1989). Soil improvement techniques and their evolution. A.A. Balkema, Rotterdam, 77-88.
  • YEPES, V. (2020). Procedimientos de construcción de cimentaciones y estructuras de contención. Colección Manual de Referencia, 2ª edición. Editorial Universitat Politècnica de València, 480 pp. Ref. 328. ISBN: 978-84-9048-903-1.

Licencia de Creative Commons
Esta obra está bajo una licencia de Creative Commons Reconocimiento-NoComercial-SinObraDerivada 4.0 Internacional.