![A partir de la figura anterior, se definen los siguientes parámetros elásticos:
L
T
L
E
ε
ε
ν
ε
σ
∆
∆
∆
∆
= =,
E = MÓDULO DE ELASTICIDAD
ν= RELACIÓN DE POISSON
G=MÓDULO DE RIGIDEZ AL
ESFUERZO CORTANTE
( )νγ
τ
−
=
∆
∆
=
12
G
E
L
T
L
E
ε
ε
ν
ε
σ
∆
∆
∆
∆
= =,
E = MÓDULO DE ELASTICIDAD
ν= RELACIÓN DE POISSON
G=MÓDULO DE RIGIDEZ AL
ESFUERZO CORTANTE
( )νγ
τ
−
=
∆
∆
=
12
G
E
Físicamente E y G representan la resistencia que opone el suelo a ser deformado
bajo la aplicación de esfuerzos.
Las deformaciones lineales del cubo diferencial de la figura 3.2.1 se obtienen
sumando los efectos de los tres esfuerzos normales en las direcciones “x”, “y” y “z”;
las deformaciones angulares se obtiene directamente de los esfuerzos cortantes
aplicados; las ecuaciones resultantes se presentan a continuación:
( )[ ]zxyy
E
σσνσε +−=
1
( )[ ]yxzz
E
σσνσε +−=
1
( )[ ]zyxx
E
σσνσε +−=
1
xyxy
G
τγ
1
=
yzyz
G
τγ
1
=
xzxz
G
τγ
1
=
( )[ ]zxyy
E
σσνσε +−=
1
( )[ ]yxzz
E
σσνσε +−=
1
( )[ ]zyxx
E
σσνσε +−=
1
xyxy
G
τγ
1
=
yzyz
G
τγ
1
=
xzxz
G
τγ
1
=
Cabe señalar que este modelo no se puede aplicar directamente al caso de los
suelos, porque por un lado no se comporta ni elásticamente ni linealmente y por el
otro los parámetros del suelo son función, entre otros factores, del esfuerzo medio
aplicado, del tiempo que transcurre a partir de la aplicación de la carga, de la
frecuencia de vibración; sin embargo, bajo ciertas consideraciones es posible
adaptarlo para el caso que se esté analizando. Para diferenciar la constante E, de
su equivalente al caso de suelos se define el “módulo de deformabilidad”, Mz,
como la relación entre las deformaciones lineales verticales y el esfuerzo normal
vertical que las produce.
3.2.1b MODELO ELÁSTICO DE REVOLUCIÓN
De acuerdo con la génesis de los suelos se puede razonar que sus propiedades
varían según la dirección vertical, horizontal u otra cualquiera. Se tendrá entonces
un módulo de deformabilidad para la dirección vertical, Mz, y otro para la](https://image.slidesharecdn.com/esfuerzosdedeformacion-170510034823/85/Esfuerzos-de-deformacion-36-320.jpg)
![A continuación se describen las etapas previas de cálculo para obtener la
contribución de cada triángulo:
1. x´j = xj - xo; y´j = yj - yo, (j = 1, i+1)
2. F = x´i y’i+1 -x´i+1 yi (el valor absoluto de F es el doble del área).
a) Si F= 0, se trata de un triángulo de área nula, que no contribuye a la
integración.
b) Si F > 0 entonces; S = +1 (el triángulo contribuye positivamente a la
integral).
c) Si F < 0 entonces; S = -1 (contribución negativa del triángulo).
( ) ( )2
1
2
1 '''')3 iiii yyxxL −+−= ++
( ) ([ ])
F
yyyxxx
C iiiiii ''''''
)4 11
1
−+−
= ++
( ) ([ ])
F
yyyxxx
C iiiiii ''''''
)5 1111
2
−+−
= ++++
(Nota: C2 - C1 = L 2
/ F)
F
zL
A =)6
7) G = A2
+ 1
Una vez ejecutadas las etapas previas de cálculo, se aplica una de las siguientes
fórmulas de acuerdo con las condiciones estratigráficas del suelo, como sigue:
1. Ecuación de Boussinesq (suelos homogeneos)
[ ] ( ) ( ) ( ) ( )
⎥⎦
⎤
⎢⎣
⎡ +
++−−= −−−−
G
BB
BBCC
q
z
12
1
1
2
1
1
1
2
1
tantantantan
2π
σ
donde:
( )2,12
=
+
= i
CG
CA
B
i
i
i
2. Ecuación de Westergaard (suelos finos fuertemente estratificados)](https://image.slidesharecdn.com/esfuerzosdedeformacion-170510034823/85/Esfuerzos-de-deformacion-42-320.jpg)
![( ) ( ) ( ) ( )[ ]σ
πz
q
tan C tan C tan W tan W= − − +− − − −
2
1
2
1
1
1
2
1
1
donde:
222
1 I
I
i
CAK
CAK
W
++
= (i = 1, 2)
3. Ecuaciones de Fröhlich
a) χ = 2 (suelos estratificados)
( ) ( )[ ]σ
πz
q
G
tan J tan J= −− −
2
1
2
1
1
donde:
( )2,1== i
G
C
J i
i
b) χ = 4 (suelos cuya compresibilidad crece con la profundidad)
( ) ( )( )[ ]σ
πz
q
G
M tan J tan J N N= − +− −
4
1
2
1
1 2 − 1
donde:
( )M
G A
G
N
A C
G C
ii
i
i
=
+
=
+
=
2
1 2
2 2
2 ,
3.2.2 COMPRESIBILIDAD DE LOS SUELOS FINOS SATURADOS
Para estudiar los desplazamientos que sufrirá una estructura desplantada en un
suelo fino saturado se requiere considerar en el análisis el procedimiento
constructivo de la obra civil por realizarse. En el caso de un cajón de cimentación
los trabajos pudieran requerir bombear, excavar por zonas, lastres, etc. Estas
acciones pueden tener el objeto de evitar que los sedimentos bajo la excavación
se expandan demasiado, con el propósito de limitar las afectaciones a estructuras
vecinas y los hundimientos posteriores del suelo, cuando se construya la obra, a
valores permisibles.
En efecto, la compresibilidad de un suelo fino, no sólo depende de sus
características esfuerzo-deformación-tiempo que se pueden estudiar a través del
fenómeno de la consolidación (inciso 3.2.2a), sino de la trayectoria de esfuerzos
que sufra en el campo durante la construcción y la vida útil de la obra (Zeevaert,
1973). Por eso debemos comenzar estudiando el fenómeno de expansión de los
suelos antes que el fenómeno de consolidación.](https://image.slidesharecdn.com/esfuerzosdedeformacion-170510034823/85/Esfuerzos-de-deformacion-43-320.jpg)
![deslizamiento relativo entre las láminas arcillosas, este fenómeno se denomina
“viscosidad intergranular” y tiene importancia, sobre todo, cuando el subsuelo se
encuentra altamente estratificado con intercalaciones de material permeable, ya
que la consolidación primaria se presenta rápidamente.
A) MÓDULO DE COMPRESIBILIDAD
Las recompresiones del suelo, que tienen lugar después de que han sido aliviados
esfuerzos en él por las excavaciones para alojar la cimentación, se producen antes
o hasta alcanzar el estado de esfuerzo efectivo vertical inicial. En suelos
preconsolidados es factible aplicar un incremento de esfuerzo mayor que el
esfuerzo vertical efectivo inicial, pero sin rebasar el esfuerzo crítico; en estas
condiciones ocurre una compresión adicional de los estratos de suelo involucrados.
El módulo de deformabilidad o compresibilidad que se use en los análisis debe
tomar en cuenta tanto el fenómeno de consolidación primaria como el de
secundaria.
En análisis tridimensionales, el módulo de deformabilidad de los estratos se calcula
con la expresión:
[ ]
c
acvvv
v
fTTFm
M
ν
ρξβ )1log()(' ++
=
Donde:
F(Tv): Función de Terzaghi del fenómeno primario, dado por:
( )
( )
( )
∑
∞
=
+
−
+
−=
0
4
12
22
22
12
8
1
n
T
n
nv
v
e
n
TF
π
π
Tv Factor tiempo de Terzaghi dado por:
2
e
v
v
L
tc
T =
Siendo cv, m’v, β y ξ parámetros de consolidación (incisos siguientes), para el
esfuerzo medio de campo.
t Tiempo considerado en el análisis desde la aplicación de la carga.
Le Longitud efectiva (trayectoria en línea recta que tiene que seguir la molécula
de agua más alejada de los estratos drenantes, para ser desalojada por
consolidación del estrato de arcilla saturada)
ρc Factor de recompresión igual a:](https://image.slidesharecdn.com/esfuerzosdedeformacion-170510034823/85/Esfuerzos-de-deformacion-46-320.jpg)
![( )
( ) e
v
v
o
c
c
T
T
ρ
ξβ
ξβ
σ
σ
ρ
++
+⎟⎟
⎠
⎞
⎜⎜
⎝
⎛ ∆
+
=
1log1
1log1
donde:
∆σc Incremento de esfuerzo vertical al centro del estrato en cuestión.
σo Esfuerzo efectivo vertical inicial.
En el caso de análisis unidimensionales, donde se desprecia el efecto de los
esfuerzos laterales, el módulo de compresibilidad de los estratos debe calcularse
mediante la siguiente expresión:
[ ] acvvvv fTTFmm ρξβ )1log()(' ++=
En el caso del fenómeno de la compresión ρc = 1
B) MODELO DE VISCOSIDAD INTERGRANULAR DE ZEEVAERT
Para analizar el fenómeno de viscosidad intergranular Zeevaert propone utilizar
dos modelos reológicos conectados en serie: el modelo de Kelvin y la unidad “Z”
como se muestra en la siguiente figura:
Fig. 3.2.9 Modelo de Zeevaert de viscosidad intergranular
El modelo de Kelvin es equivalente al modelo de Terzaghi, por lo que con esta
parte se toma en cuenta la consolidación primaria. El amortiguador Newtoniano
del modelo tiene una fluidez lineal φ1 y el elemento resistente cuenta con un
módulo de compresibilidad m’v.
La unidad Z esta compuesta por un elemento viscoso no lineal y un elemento
viscoso lineal conectados en paralelo (el efecto de esta conexión es que la
viscosidad lineal retarda el movimiento del elemento viscoso no lineal). La fluidez](https://image.slidesharecdn.com/esfuerzosdedeformacion-170510034823/85/Esfuerzos-de-deformacion-47-320.jpg)
![lineal es φ2 y la no lineal que varía con el tiempo “t” es
a
b t+
, siendo “a” y “b” dos
constantes que se determinan experimentalmente.
La deformación volumétrica, ∆εv, para un incremento de esfuerzo vertical
constante, se calcula con la siguiente expresión:
( )[ ]vvvvv TTFm ξβσε ++∆=∆ 1log)('
donde:
m’v: Coeficiente de compresibilidad volumétrica unitario para la compresión
primaria.
∆σv: Incremento de esfuerzo aplicado.
β: Factor que mide la magnitud relativa del fenómeno viscoso intergranular.
ξ: Factor adimensional que modifica el valor de Tv en el fenómeno viscoso
intergranular.
Los parámetros m’v, β, ξ y Cv se obtienen del ajuste de las curvas de las pruebas
de consolidación en muestras inalteradas representativas de los estratos, como
una función del nivel de esfuerzos, mediante el procedimiento que se describe a
continuación:
C) AJUSTE DE CURVAS DE CONSOLIDACIÓN
Para el ajuste de las curvas de consolidación es necesario que se defina no sólo la
componente primaria sino también la secundaria de cada curva (Figs. 3.2.10 y
3.2.11), evitando en todo momento la expansión del suelo debido a una muy pronta
saturación del material; para esto último se ha visto en forma práctica que después
de aplicar un 20% del esfuerzo vertical efectivo de campo, la muestra ya no se
expande al saturarla.
Se definen los siguientes parámetros de ajuste (Fig. 3.2.11):
δ0% Ordenada en el origen de la curva de consolidación.
tB y δB Punto donde termina la consolidación primaria y continua la
secundaria.
tF y δF Punto más alejado de la zona donde termina la consolidación
primaria, sobre el tramo recto (en escala semilogarítmica) de la
consolidación secundaria.
t50 y δ50 Punto para el 50% de consolidación primaria.
Ct Pendiente del tramo recto (en escala semilogarítmica) de la
consolidación secundaria.](https://image.slidesharecdn.com/esfuerzosdedeformacion-170510034823/85/Esfuerzos-de-deformacion-48-320.jpg)
![Foto 3.3.7. Detalles de la cámara triaxial sin fricción en el vástago.
3.3.4 BREVE EXPOSICIÓN DE LAS TEORÍAS DESARROLLADAS HASTA LA
FECHA PARA MODELAR EL COMPORTAMIENTO DEL SUELO EN LA
CÁMARA TRIAXIAL
cambios volumétricos y criterios de falla.
) SKEMPTON
Se pueden dividir en teorías de presión neutral, curva esfuerzo-deformación,
3.3.4a PRESIÓN DE PORO
A
De acuerdo con Skempton (1954, ref. 13) la presión neutral desarrollada en
una muestra de arcilla cuando varían los esfuerzos principales totales σ1 y σ3, en
pruebas rápidas consolidadas, está dada por la fórmula:
( )[ ]313 σσσ ∆−∆+∆=∆ ABu (3.3.18)
Donde A y B son los coeficientes de presión neutral de Skempton, dados por:
3
1
σ∆
∆
=
u
B (3.3.19)
B
u
A
1
31
2
σσ ∆−∆
∆
= (3.3.20)
Siendo:
∆u1 El incremento en la presión de poro desarrollada en la primera etapa de la
prueba a la aplicación del esfuerzo confinante ∆σ3.
∆u2 El incremento en la presión de poro desarrollada en la segunda etapa de la
prueba a la aplicación del esfuerzo desviador ∆σ1-∆σ3.](https://image.slidesharecdn.com/esfuerzosdedeformacion-170510034823/85/Esfuerzos-de-deformacion-69-320.jpg)
![3.3.4b CURVA ESFUERZO-DEFORMACIÓN
A) MODELO HIPERBÓLICO
En 1963 Kondner (refs. 15 y 16) propone un modelo de tipo hiperbólico para el
ajuste de las curvas esfuerzo-deformación de suelos cohesivos y arenas con
comportamiento plástico, cuya expresión es:
max
1
τ
γ
γ
τ =
o
(3.3.26)
onde:
o
máx
) JUÁREZ BADILLO
que han sido desarrolladas por Juárez Badillo
ar el comportamiento esfuerzo-deformación de los
ación se presentan las obtenidas por él para explicar la licuación
s bajo cargas multiaxiales:
+
G
d
G Es el módulo de rigidez al esfuerzo cortante inicial (pendiente de la
tangente a la curva ajustada en el origen).
Es la resistencia del material a una deformación infinita.τ
B
Existen varias expresiones
eferencia 17), para explic(r
suelos. A continu
stática de arenae
a) Antes del pico máximo, función de sensitividad:
( )
11 −
− ⎤⎡
⎞⎛ νη
*3131 1 ⎥
⎢
⎢
⎢
⎣
⎟⎟
⎠
⎜⎜
⎝
+−=−
η
σσσσ f
(3.3.27)
⎥
⎥
⎦
b) Después del pico máximo, función de ductilidad y sensitividad:
( ) ( ) ( )[ ] ( )
111
1
311313131
−
−−
∞∞
⎥⎦
⎤
⎢⎣
⎡
⎠⎝⎠
⎜⎜
⎝
⎛
−−−+−=−
η
σσσσσσσσ
η Deformación angular natural, que para pequeño
(menores a un 10%), se define como:
*31 1
⎥
⎥
⎢
⎢
⎟⎟
⎞
⎜⎜
⎛
+−+⎟⎟
⎞ e
fe
νν
η
η
σσ
η
(3.3.28)
donde:
s valores de la deformación
21 εεη −= (3.3.29)
S do
ε ε2
desviador de falla.
1-σ3)∞ Es el esfuerzo desviador al que tiende la curva de ductilidad a una
deformación infinita.
ien :
Deformaciones lineales principales,1 y menor y mayor,
respectivamente.
Deformación natural angular al 50% del esfuerzoη∗
σ(](https://image.slidesharecdn.com/esfuerzosdedeformacion-170510034823/85/Esfuerzos-de-deformacion-71-320.jpg)
Esfuerzos de deformacion
- 1. NOTAS SOBRE LOS FUNDAMENTOS DE LA MÉCANICA DE SUELOS M.I. CARMELINO ZEA CONSTANTINO DR. RIGOBERTO RIVERA CONSTANTINO Profesores de Carrera de Tiempo Completo, UNAM Otoño de 2004
- 2. NOTAS SOBRE LOS FUNDAMENTOS DE LA MÉCANICA DE SUELOS 1. ORIGEN DE LOS SUELOS Toda obra de Ingeniería civil tendrá que ser desplantada ya sea en un suelo o sobre un manto rocoso. El tipo de cimentación que se requiera depende de factores tales, como el tipo de suelo, los asentamientos permisibles de la estructura, la magnitud y distribución de las cargas, la presencia de aguas freáticas, la sismicidad, la velocidad máxima del viento, el hundimiento regional, etc. La geología, auxiliar de la ingeniería civil, clasifica los sedimentos no consolidados en dos grandes grupos como son los suelos residuales y los suelos transportados. Los suelos residuales son el producto de la desintegración y alteración de los componentes minerales de la roca madre debido a los agentes climáticos como pueden ser la humedad, la congelación del agua entre las grietas, la exposición solar, etc. El espesor de un suelo residual puede ser de unos cuantos centímetros a varios metros dependiendo del clima y fisiografía de la región. En zonas tropicales y subtropicales el espesor de los sedimentos suele ser relativamente grande. Generalmente estos suelos se reconocen porque su granulometría se hace más gruesa con la profundidad, siendo muy variable desde grandes fragmentos, grava, arena, limo, arcilla y coloides (arcilla de tamaño extremadamente pequeño). La densidad y grado de cementación también suelen variar con la profundidad; las densidades más bajas pueden encontrarse en la parte superior del suelo debido al fenómeno de lixiviación que consiste en el arrastre de sedimentos finos hacia las partes más profundas por corrientes de agua. Las propiedades de compresibilidad pueden ser altas a muy altas. En el caso de áreas volcánicas, pueden generarse arcillas montmoriloníticas de características expansivas. Es importante señalar que los sedimentos residuales suelen presentar los mismos defectos estructurales que el macizo rocoso que les dio origen como pueden ser grietas, fallas, juntas, etc. Los suelos transportados son el producto de la acción de agentes de transporte que actúan sobre la roca madre o el suelo original entre los que vale la pena mencionar el viento, los ríos, las fuerzas de gravedad, los volcánes y los glaciares, generando depósitos eólicos, aluviales, lacustres y marinos, de piemonte, volcánicos resientes y glaciares. Los sedimentos eólicos son materiales transportados por el viento a un lugar donde se acumulan, formando dunas, loess, playas eólicas y grandes depósitos de polvo volcánico durante las erupciones volcánicas. Estos depósitos son característicos de regiones áridas donde el nivel de aguas freáticas se encuentra a gran profundidad. Pueden llegar a presentar alta a muy alta compresibilidad. Los loess tienen la peculiaridad de cambiar sus propiedades mecánicas ante cambios
- 3. en el nivel de aguas freáticas o condiciones de filtración, sufriendo una súbita compactación si soportan la carga de una estructura. Los sedimentos aluviales son arrastrados y depositados por el agua en movimiento. Debido a cambios de velocidad del agua a lo largo del cauce se van depositando los tamaños de los granos en el lecho del río en forma gradual desde los grandes fragmentos de roca, para velocidades elevadas del agua, hasta los tamaños de granos de suelo como son gravas, arenas, limos y arcillas. En general son bien graduados y medianamente compactos a muy compactos. Los sedimentos finos pueden presentar mediana compresibilidad, pero los cuarzosos pueden tener baja a muy baja compresibilidad. Los sedimentos finos a muy finos como limos y arcillas son depositados cuando el agua en movimiento sufre una disminución de velocidad, como en los lagos, lagunas marginales, estuarios y deltas. Pueden contener materia orgánica coloidal o pueden estar compuestos totalmente por material orgánico como la turba. Su compresibilidad puede ser mediana a muy alta. En estos suelos es muy importante estudiar la evolución de las deformaciones con el tiempo cuando se aplica una carga, fenómeno conocido como consolidación. La resistencia al esfuerzo cortante es media a muy baja. Los depósitos de piemonte son sedimentos acumulados al pie de las montañas en su pendiente final debido a avalanchas, deslizamientos, etc. Contienen materiales de todos tipos y tamaño de granos, incluyendo vegetación, troncos y materia orgánica fina. Son suelos sumamente erráticos, haciendo que su compresibilidad sea muy variable y se tenga que determinar con gran detalle, lo mismo ocurre con la resistencia al esfuerzo cortante. Cuando descansan en un lecho de materia orgánica en el contacto con el talud original pueden presentar inestabilidad cuando se aplican sobrecargas en ellos. Los depósitos volcánicos recientes forman un grupo muy especial debido a su gran variedad, como son grandes fragmentos de roca, lajares, ceniza volcánica, detritus y vidrio volcánico. Pueden clasificarse como sedimentos eólicos, aluviales o lacustres dependiendo del ambiente donde se sedimenten. Cuando sufren el ataque de la intemperie se pueden clasificar como residuales. Los depósitos glaciares se forman cuando el hielo que se desliza lentamente en los glaciares, pudiéndose clasificar como aluviales, lacustres o incluso, eólicos o residuales. 2. PROPIEDADES ÍNDICE Para comenzar a entender el comportamiento de los depósitos de suelo es necesario analizar ciertas propiedades que funcionan como un “índice”, o sea que proporcionan una idea del comportamiento del material en estudio en comparación con otro; por ejemplo, la cantidad de agua en su interior, su densidad etc. Un suelo
- 4. comparativamente más húmedo que otro podría presentar menor resistencia o mayor deformabilidad que aquel. 2.1 DEFINICIONES FÍSICAS Consideremos una muestra de material obtenida del subsuelo a una cierta profundidad. Idealmente es posible separar en un esquema llamado “diagrama de fases” (Fig. 2.1), sus tres componentes básicas, esto es: 1. Los sólidos, son los granos del suelo que pueden variar en tamaño, forma, textura, etc., y que también dan lugar a los poros o espacios intergranulares. 2. El agua y otros líquidos, que generalmente se encuentran mezclados con aire en la naturaleza. 3.- El aire y otros gases, como el carbónico. VOLUMENES PESOS Va AIRE ≈ 0.0 Vv Vw AGUA WwVm Vs Vs SÓLIDOS Ws Wm Fig. 2.1 Diagrama de Fases del Suelo Vm Volumen de la muestra: Vm = Vv + Vs Vv Volumen de vacíos. Vv = Va + Vw Va Volumen del aire Vw Volumen del agua Vs Volumen de sólidos Ww Peso del agua Ws Peso de sólidos Wm Peso de la muestra: Wm = Ww + Ws A partir del diagrama anterior es posible establecer los siguientes conceptos o definiciones llamadas relaciones fundamentales que aparecen en la tabla 2.1
- 5. Tabla 2.1 Definiciones Fundamentales CONCEPTO FÓRMULA RANGO DE VALORES TEÓRICO Peso específico m m m V W =γ Mayor que cero Peso específico seco m s d V W =γ Mayor que cero Peso específico saturado γw = peso específico del agua m Wvs sat V VW γ γ + = Mayor que cero Peso específico sumergido m wmwvs m V VVW γγ γ −+ =´ Mayor que cero Peso específico de sólidos s s s V W =γ Mayor que cero Densidad de sólidos w s ss γ γ = Mayor que 0 Contenido de agua 100(%) x W W s w =ω Mayor o igual a cero Relación de vacíos s v V V e = Mayor que cero Porosidad m v V V n = entre 0 y 1 Grado de saturación 100(%) x V V G v w w = entre 0 y 100% Grado de saturación de aire 100(%) x V V G v a a = entre 0 y 100% Tabla 2.2 Correlaciones ω γ γ + = 1 m d wdsat nγγγ += wsatm γγγ −=´ 1−= s d w se γ γ e e n + = 1 100(%) e s G s w ω =
- 6. Se sabe que en general un suelo granular entre más compacto se encuentre mejores son sus características de resistencia y deformabilidad, por lo que Terzaghi introdujo el concepto de Grado de Compacidad o Compacidad Relativa, Cr, y la definió como: 100(%) minmax max x ee ee C nat r − − = donde: emax Relación de vacíos para el estado más suelto del suelo emin Relación de vacíos para el estado más compacto. enat Relación de vacíos en el estado natural En el caso de suelos compactados, una forma de medir su compacidad es a través del concepto de Grado de Compactación o Compactación Relativa, CR, definida como: 100(%) minmax min xCR dd ddcom γγ γγ − − = siendo: γdmax Peso específico seco para el estado más compacto del suelo γdmin Peso específico para el estado más suelto. γdcom Peso específico para el suelo compactado en el campo. Ejemplo Una pastilla de suelo es labrada dentro de un anillo de acero inoxidable que la confina lateralmente. Los datos son: Diámetro interior del anillo = 7.98 cm Altura del anillo = 2.03 cm Peso del anillo = 158.15 g Peso del anillo más la muestra húmeda = 135.58 g Peso del anillo más la muestra seca = 215.38 g Densidad de sólidos = 2.50 Obtenga usted: a) El peso específico de la muestra b) El contenido de agua c) El peso específico seco d) La relación de vacíos e) La porosidad f) El peso específico saturado g) El grado de saturación de la muestra
- 7. Respuestas: agrama de fases de forma numérica, como se muestra n el siguiente esquema: VOLUMENES (cm3 ) (g) Primero dibujaremos el di e PESOS 0.29 AIRE ≈ 0.001.53-1 = 78.64 78.35 AGUA 57.23= 78.35 22.89 135.58-π*7.982 /4 =101.53 22.89 57.23/2.50 = 24.56 SÓLIDOS 57.23 135.58 Sustituyendo valores en las ecuaciones de la tabla 2.1 se obtiene: a) 3 f m t 34.1 53.101 58.135 ==mγ %90.136100 23.57 35.78 == xωb) 3 f m t 56.0 53.101 23.57 ==dγc) 43.3 89.22 64.78 ==ed) 77.0 53.101 64.78 ==ne) %6.99100 64.78 35.78 == xGwf) Con las correlaciones de la tabla 2.2 podemos obtener directamente: 3 f m t 56.0 369.11 34.1 = + =dγ ; 43.3150.2 56.0 1 =−=e ; 77.0 43.31 43.3 = + =n y %6.99100 43.3 5.2369.1 == x x Gw
- 8. 2.2 PROPIEDADES DE LOS GRANOS Las características de los granos conforman otro grupo de propiedades que proporcionan una idea del comportamiento mecánico de la masa de suelo. Se clasificar en: Forma, Mineralogía, Densidad, Dureza, Granulometría y Plasticidad. Los granos gruesos corresponden a los tamaños relativamente grandes de gravas y arenas. Los granos finos corresponden a los tamaños microscópicos de limos y las “láminas” a los tamaños microscópicos y submicroscópicos de arcillas. 2.2.1 FORMA Es necesario aclarar que la “forma” de los granos sólo tiene relevancia en el caso de suelos gruesos, donde se pueden identificar a simple vista las siguientes formas de granos: a) Esférica b) Semi-esférica c) Semi-angulosa d) Angulosa e) Lajeada Los granos de forma esférica tienen mayor resistencia al rompimiento que un grano del mismo material de forma angulosa. Los granos de forma lajeada tenderán a formar “estructuras” anisotrópicas, con mayor resistencia a la conductividad hidráulica en una dirección (por ejemplo la vertical) que en otra (por ejemplo la horizontal). 2.2.2 MINERALOGÍA Los minerales de los granos gruesos son producto de la roca madre de donde se originaron, siendo los más comunes los silicatos (feldespato de potasio, sodio o calcio, micas, olivino, serpentina, etc.), los óxidos (cuarzo, limonita, magnetita, corindón, etc.), los carbonatos (calcita, dolomita, etc.) y sulfatos (anhidrita, yeso, etc.). Los minerales de las láminas de tamaño microscópico y sub-microscópico (menos de 0.002 mm) que constituyen un suelo arcilloso se clasifican en tres grandes grupos: caolinitas, montmorilonitas e ilitas. Las caolinitas (del Caolín, arcilla con la que se fabrica la porcelana en China) están formadas por una película sílica y otra alumínica que se van superponiendo hasta formar la lámina arcillosa.
- 9. Las montmorilonitas (de la región de Mont Morillon, Francia) se forman por una película alumínica por cada dos sílicas que se superponen hasta forma la lámina. Las moléculas de agua pueden introducirse dentro de la masa de la lámina entre las películas formando lo que se conoce como agua de placa. Las laminas montmoriloníticas tienen la propiedad de adsorber agua y consecuentemente sufrir un fuerte hinchamiento o expansión en su presencia. La bentonita, usada para estabilizar los barrenos de exploración, es una arcilla de este tipo. Las ilitas (Grim, R.E.) al igual que las montmorilonitas están formadas por una película alumínica entre dos sílicas, pero con la diferencia de que forman grumos con menor tendencia a adsorber el agua, por lo que su expansividad es menor que la de las montmorilonitas. 2.2.3 DENSIDAD DE SÓLIDOS La densidad de los granos es un parámetro que no sólo funciona como una propiedad índice sino que también interviene dentro de los cálculos para la determinación de las propiedades mecánicas como en el caso de la compresibilidad de los suelos. En la tabla siguiente se proporcionan los rangos de variación de la densidad de sólidos de algunos componentes de los suelos: Tabla 2.3 Densidades de sólidos de algunos materiales MATERIAL Ss Cuarzo 2.65-2.67 Feldespatos 2.54-2.76 Moscovita 2.80-2.90 Biotita 3.00-3.10 Augita 3.20-3.40 Hornblenda 3.20-3.50 Calcita 2.72 Dolomita 2.85-2.87 Yeso 2.32 Talco 2.70 Limonita 3.80 Magnetita 5.17 Hematina 5.20 Fragmentos de roca 2.50-3.00 Arcilla de la Ciudad de México 2.20-2.50 Turba 1.50-2.10
- 10. Para medir la densidad de sólidos en el laboratorio se hace uso del Principio de Arquímedes, usando un matraz con una señal en su cuello llamada “marca de aforo”. Lo anterior se explica gráficamente mediante el siguiente diagrama: FRASCO SIN MATERIAL* FRASCO CON MATERIAL* FRASCO+AIRE FRASCO+AIRE Ww1 AGUA NO DESPLAZADA AGUA NO DESPLAZADA Wfw1+w2= Wfw Ww2 AGUA POSTERIORMENTE DESPLAZADA SÓLIDOS Ws Wfsw *LA TEMPERATURA DEL AGUA ES LA MISMA EN AMBOS CASOS Fig. 2.2 Obtención de la Densidad de Sólidos Wfw Peso del matraz con agua hasta la marca de aforo Ww1 Peso del agua no desplazada por los sólidos Ww2 Peso del agua desplazada por los sólidos Ws Peso de los sólidos Wfsw Peso del matraz con sólidos y agua (suspensión) hasta la marca de aforo El volumen de los sólidos es igual al peso del agua desplazada por ellos dividido entre el peso volumétrico del agua, esto es: w w s W V γ 2 = Pero del diagrama anterior: sfswfww WWWW +−=2 De donde: sfswfw s s WWW W S +− = El diagrama anterior requiere que las temperaturas en ambos casos sean las mismas, como es muy difícil mantener siempre la misma temperatura en el laboratorio, se hace uso de una “gráfica de calibración del matraz” en donde se dibujan los diferentes pesos del matraz con agua hasta la marca de aforo a diferentes temperaturas, usando un termómetro con precisión de 0.1º con graduaciones de cero a 50º. Posteriormente durante el ensaye se mide la temperatura del frasco con la suspensión en tres posiciones: abajo, en medio y arriba, definiéndose un promedio de las tres sí no varían en ± 0.1º. El matraz debe estar limpio para lo cual se utiliza una mezcla al 20% de dicromato de potasio disuelto en agua caliente, dejando enfriar la solución y mezclándola al
- 11. 80% con ácido sulfúrico. Se baña el matraz con agua bidestilada y con alcohol. Finalmente se enjuaga el matraz con éter sulfúrico y se coloca boca abajo durante 10 minutos para eliminar los vapores. Durante el ensaye no debe tocarse el cuello del frasco con las manos para no adherirle grasa corporal, sino con toallas sanitas. Para eliminar el aire contenido en el agua y en la suspensión se hace uso de un sistema de vacío incluida una bomba de vacío, tubería, mangueras, tapones, etc., y un Baño María graduado a diferentes temperaturas, que sirve para acelerar el proceso de succión de aire. 2.2.4 DUREZA Es importante identificar el grado de dureza de los granos que componen un suelo, ya que por ejemplo los granos de una arena cuarzosa son mucho más resistentes y menos compresibles que los granos mucho más ligeros que componen un tezontle. En la siguiente tabla se enlista la Escala de Dureza de Moss de los minerales: Tabla. 2.4 Escala de Dureza de Mohs Mineral Dureza Identificación en campo Talco 1 Marca los tejidos Yeso 2 Se puede arañar con la uña Calcita 3 Se puede rayar con una moneda de cobre Fluorita 4 Apatita 5 Se puede rayar con una navaja Magnetita 6 Araña el vidrio de una ventana Cuarzo 7 No se puede rayar con una navaja Topacio 8 Corundo 9 No raya el diamante Diamante 10 No raya otros diamantes 2.2.5 DISTRIBUCIÓN GRANULOMÉTRICA Al igual que la forma, la distribución de los granos por tamaños sólo tiene importancia en el caso de los suelos gruesos. Para tal efecto se utiliza un juego de mallas o tamices a base de filamentos de acero inoxidable, identificadas ya sea por el tamaño de la abertura en pulgadas o por el número de hilos o filamentos por pulgada cuadrada como se indica en la siguiente tabla: Tabla 2.5 Juego de mallas para la prueba granulométrica MALLA # 3” 2” 1” 3/4” 1/2” 3/8” 4 10 20 40 60 100 200 ABERTURA (mm) 76.2 50.8 25.4 19.1 12.7 9.52 4.76 2.00 0.84 0.42 0.25 0.149 0.074
- 12. Los granos de un material se identifican por su “nombre” de acuerdo con su tamaño. En la siguiente tabla se dan los nombres de los granos gruesos y sus rangos de variación en tamaños: Tabla 2.6 Nombre de los granos según su tamaño NOMBRE DEL GRANO PROPIEDAD TAMAÑO (mm) Fragmento de roca No aplica Mayor de 76 Gruesa 30 a 76 Media 19 a 30Grava Fina 4.76 a 19 Gruesa 2 a 4.76 Media 0.42 a 2Arena Fina 0.074 a 0.42 Para poder separar los diferentes tamaños de los granos las mallas deben estar ordenadas de mayor a menor abertura y limpias de impurezas que se pudieran haber incrustado en pruebas anteriores; El material debe manejarse con cuidado para no peder finos antes del pesado; Los fragmentos muy grandes deben limpiarse con una brocha gruesa y colocarse uno por uno para evitar que el equipo se dañe, la arena y finos resultado de esta acción deben regresarse a la muestra; el resto del material debe hacerse pasar por agitado evitando que los granos pasen forzados por las mallas. El material retenido en cada malla se pesa seco, ∆Ws, y se registra en el formato correspondiente. Se calculan los porcentajes retenidos parciales (para cada malla), Prp, retenidos acumulados, Pra, y los porcentajes acumulados, Pa, como: ∑= ∆ ∆ = n i si si rpi W W P 1 ; ;∑= = m i rpirai PP 1 raiai PP −= %100 Siendo: n Número total de mallas m Número de mallas empleadas hasta ese momento Una vez obtenidos los porcentajes acumulados, éstos se grafican contra el “diámetro” del grano correspondiente en escala semilogarítmica (Fig. 2.¿). Como se observa esta gráfica llamada “curva de distribución granulométrica” es una curva estadística acumulativa representativa de la distribución de los granos dentro de la muestra por tamaños. Un vistazo a vuelo de pájaro, permite al ingeniero geotecnista saber con que material está tratando. Primeramente se observa si se trata con un suelo grueso o un fino, y si es un suelo grueso quienes predominan, las gravas o las arenas.
- 13. La forma de la curva también es un indicativo del suelo; una línea acostada indica un suelo con tamaños variados, en cambio una curva parada señala un suelo con predominancia de un tamaño. Para un cálculo más preciso se definen dos coeficientes, que combinados permiten saber si se trata de un suelo bien o mal “graduado”, estos son el coeficiente de uniformidad, Cu, y el coeficiente de curvatura, Cc, dados por: 10 60 D D Cu = ; 1060 2 30 DD D Cc = Siendo Di el diámetro del grano correspondiente al porcentaje “i” de la curva granulométrica. Para que la parte gruesa de un suelo sea bien graduada se requiere, en el caso de arenas, que el Cu sea mayor de 6, y que Cc esté comprendido entre los valores de 1 y 3; en el caso de gravas Cu>4 y Cc entre 1 y 3. En el apartado 2.3 se trata con un poco de más detalle esta clasificación. 2.2.6 PLASTICIDAD Los tres estados de la materia que se identifican son: el sólido, el líquido y el gaseoso. El estado sólido se identifica por su impenetrabilidad, el líquido y el gaseoso se reconocen porque son estados fluidos. Sin embargo, existe un cuarto estado conocido como estado plástico, caracterizado porque a la materia se le puede dar la forma que uno quiera, esto es puede ser moldeada; esta es la consistencia que adquiere la masa para hacer pasteles cuando el panadero la trabaja. En los suelos para lograr ese estado es necesario hacer un “remoldeo” del suelo con espátulas y agregarle o quitarle agua hasta lograr la consistencia plástica; de hecho existe un rango de humedades para las cuales el suelo se comporta plásticamente. Incluso se puede hablar de estado intermedios de la materia tales como el semisólido o el semilíquido dependiendo del contenido de agua del suelo remoldeado. Esto se explica esquemáticamente en la siguiente figura, para los distintos estados de la materia: ESTADO: SÓLIDO SEMISÓLIDO PLÁSTICO SEMILÍQUIDO LÍQUIDO FRONTERA: LC LP LL Fig. 2.3 Estados de un suelo remoldeado haciendo variar su contenido de agua Como se observa en la figura anterior las fronteras que definen el estado plástico son: LP Límite Plástico, frontera inferior entre el estado plástico y el semisólido. LL Límite Líquido, frontera superior entre el estado plástico y el semilíquido.
- 14. La tercera frontera que se observa en el esquema (LC), entre los estados semisólido y sólido, se le conoce como “límite de contracción” y se le define como el contenido de agua para el cual la muestra remoldeada deja de contraerse al irse secando y a partir de este momento su volumen se hace constante. Para la determinación de límite líquido actualmente hay dos técnicas: la Copa de Casagrande y el Método del Cono; la primera es la más antigua y la única que se discutirá en estas notas. Consta de un recipiente de bronce semiesférico (fig. 2.4), con radio interior de 54 mm, espesor de 2 mm y peso de 200±20 g incluido un tacón adosado. En la copa se colocará el material a ensayar y posteriormente se le hará una ranura a todo lo largo del meridiano que pasa por el centro del tacón. La ranura es de forma trapecial y se logra utilizando un ranurador de dimensiones estándares: 2 mm de base, 11 mm de corona y 8 mm de altura, manteniéndolo siempre normal a la copa semiesférica. Mediante una manivela que eleva la copa a una altura de 1.0 cm, el recipiente golpea la base de “micarta” del equipo, varias veces a un ritmo de 2 golpes por segundo. A medida que se van dando los golpes la ranura se va cerrando; el Límite Líquido se define como el contenido de agua para el que la ranura se cierra a lo largo de ½” (1.27 cm) con 25 golpes dados a la copa. Fig. 2.4 Esquema de la copa de Casagrande De hecho, el límite líquido se determina con dos contenidos de agua de la muestra con número de golpes entre 6 y 25 y dos contenidos de agua entre 25 y 35 golpes. Con los datos anteriores se traza la curva de humedad vs número de golpes en escala semilogarítmica llamada curva de fluidez, la cual en esa escala tiende a ser una línea recta (Fig. 2.5). Si no hay mucha dispersión en los datos a ojo se puede hacer la regresión lineal correspondiente para los 4 puntos obtenidos de la prueba. El límite líquido es la ordenada donde a la curva de fluidez le corresponde una abscisa de 25 golpes.
- 15. 5 10 20 30 40 LL 70 80 90 100 110 120 130 140 150 Número de golpes Contenidodeagua(%) Fig. 2.5 Curva de Fluidez Para la determinación del límite plástico se rola entre la palma de una mano y los dedos de la otra un fragmento de suelo hasta convertirlo en un cilindro. El límite plástico se alcanza por este procedimiento cuando el material se desmorona y se agrieta justamente en el momento en el que cilindro de suelo alcanza un diámetro de 1/8” (3.2 mm). Para medir el límite de contracción el suelo se prepara en el límite líquido y se introduce dentro de un anillo de volumen conocido, enrasando el sobrante con una espátula; se pesa el conjunto para obtener el peso de la muestra y se deja secar el material fuera del horno durante algún tiempo para evitar que se agriete. Posteriormente se termina de secar en el horno. El límite de contracción se obtiene con la siguiente expresión: 100 )( (%) s wsmsm W VVWW LC γ−−− = donde: Wm Peso de la muestra húmeda Ws Peso de la muestra seca Vm Volumen de la muestra húmeda Vs Volumen de la muestra seca Para obtener el volumen de la muestra seca se utiliza un recipiente de vidrio que pueda contener la muestra (Fig. 2.7); el frasco se coloca dentro de una cápsula de mayor diámetro, llenándolo de mercurio hasta el enrase (tener cuidado de no tocar el mercurio ya que éste se puede introducir al organismo y alojarse en las articulaciones mucho tiempo); se le pone una tapa que tiene tres patas al centro
- 16. para derramar el excedente de mercurio en la cápsula; el excedente se retira y se coloca el recipiente otra vez en la cápsula; la muestra seca se deposita sobre la superficie del mercurio y se sumerge presionándola con las patas de la tapa hasta ésta haga contacto con la parte superior del recipiente; la cantidad de mercurio desplazada por el suelo se pesa y se calcula el volumen correspondiente del material, sabiendo que el peso específico del mercurio es 13.56 tf/m3 . Fig. 2.7 Determinación del volumen de la muestra seca Es necesario aclarar que la obtención de los límites de consistencia debe hacerse con material que pasa la malla No. 40, por lo que la arena fina se toma en cuenta en la plasticidad del material, no sólo los finos. Con los datos de los límites líquido y plástico se calcula la diferencia entre ellos llamada Índice Plástico (Ip). La plasticidad de la fracción de suelo ensayada puede determinarse a partir de la Carta de Plasticidad de la siguiente figura. 4 7 22 0 10 20 30 40 50 60 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 LÍMITE LÍQUIDO (%) ÍNDICEPLÁSTICO(%) CL CL-ML ML ML u OL MH u OH CH Fig. 2.8 Carta de Plasticidad
- 17. En la figura anterior, para la fracción probada de suelo, los símbolos de la carta indican su tipo: limosa (M = mo, palabra sueca), arcillosa (C = clay, palabra inglesa) u orgánica (O) y su “posible compresibilidad” (si es que el suelo se encuentra en la naturaleza bajo cierto estado de humedad) que se reconoce con las letras L (Low) y H (High) y que es una “característica” del material. 2.3 IDENTIFICACIÓN Y CLASIFICACIÓN DE SUELOS La utilidad de la identificación y clasificación de los suelos radica en que se pueden conocer de manera cualitativa sus propiedades mecánicas e hidráulicas de acuerdo con el grupo de suelo en que se sitúen. 2.3.1 PRINCIPALES TIPOS DE SUELOS A continuación se describen los tipos más frecuentes de depósitos: a) Gravas Las gravas son acumulaciones sueltas de fragmentos de rocas, que dado su origen presentan aristas con algún grado de desgaste. Como material suelto, suele encontrárseles en los lechos, en las márgenes y en los deltas de los ríos, también en muchas depresiones de terrenos rellenadas por el acarreo de los ríos y en muchos otros lugares a los cuales las gravas han sido retransportadas. Las gravas ocupan grandes extensiones, pero casi siempre se encuentran con una mayor o menor proporción de boleos, cantos rodados, arenas, limos y arcillas. b) Arenas Son materiales cuyo origen es similar a la de las gravas, existiendo en formas como: arena de río, arena de playa, arena volcánica, vidrio volcánico, etc. c) Limos Son suelos de grano fino con poca o ninguna plasticidad, pudiendo ser inorgánicos como los producidos en las canteras u orgánicos como los que suelen encontrarse en los ríos con características plásticas. Su color varía desde gris claro a muy oscuro. d) Arcillas Son materiales químicamente muy activos y mecánicamente muy plásticos al ser mezclados con agua, que suelen contraerse y endurecerse fuertemente al
- 18. secarse, presentando un agrietamiento prismático. Al formarse su estructura dentro de un ambiente acuático, pueden llegar a presentar muy altas humedades (hasta 5 o 6 veces más agua que sólidos, en peso), siendo entonces muy blandos y altamente compresibles, contando con muy baja resistencia al esfuerzo cortante. Su estructura posee relaciones de vacíos relativamente grandes y a pesar de ello son materiales muy poco permeables. Una de sus características es que cuando se someten estos suelos a la acción de esfuerzos compresivos, la deformación correspondiente no se presenta de manera instantanea, como en otros materiales, sino que evolucionará con el tiempo. Otra característica interesante es que cuando se remoldean pierden toda su cohesión, pero esta resistencia perdida la recuperarán parcialmente con el tiempo; este fenómeno se le conoce con el nombre de “tixotropía” y es de naturaleza físico-química. e) Turba Es un material fibroso cuyos componentes pueden ser la materia orgánica empaquetada y mezclada con arcilla. Es un suelo totalmente indeseable para la construcción ya que la descomposición química en estos materiales es muy fuerte, a no ser que reciba algún tipo de tratamiento. f) Caliche Es un material cuyos granos se encuentran parcialmente cementados por carbonatos calcáreos. g) Marga Es una arcilla con carbonato de calcio, más homogenea que el caliche y generalmente muy compacta y de color verdoso claro. h) Loess Son sedimentos eólicos uniformes y cohesivos debido a un cementante de tipo calcáreo. Su color es generalmente castaño claro. El diámetro de los granos está comprendido entre 0.01 y 0.05 mm. Se distinguen porque presentan agujeros verticales que han sido dejados por raíces muertas. Puede presentar inestabilidad ante una corriente de agua, reconociéndose entonces como un material “colapsable”; si una obra civil se desplanta en el suelo original, ésta sufrirá un asentamiento brusco. Los loess modificados son aquellos suelos que han perdido sus características de loess debido a procesos geológicos secundarios, tales como imersión temporal, erosión y formación de nuevo depósito.
- 19. i) Diatomeas Las tierras diatomaseas son depósitos de polvo silícico, generalmente de color blanco, compuesto parcial o totalmente por residuos de diatomeas (algas unicelulares microscópicas de color pardo de origen marino o agua dulce cuyo esqueleto presenta características silícicas). j) Gumbo Material arcilloso fino, generalmente libre de arena, que parece cera a la vista. Al tacto es pegajoso, muy plástico y esponjoso, difícil de trabajar. k) Tepetate Es un material pulverulento, de color café claro o café oscuro, compuesto de arcilla, limo y arena en proporciones variables, con un cementante que puede ser la misma arcilla o el carbonato de calcio. Según sea el componente predominante, el tepetate se suele llamar arcilloso, limoso o arcilloso, o con nombres dobles como arcillo-limoso si predomina la arcilla, limo-arenoso si predomina el limo, areno-limoso si predomina la arena y así sucesivamente. La mayoría de las veces el tepetate debe su origen a la descomposición y alteración, por intemperismo, de cenizas volcánicas basálticas. Pueden encontrarse dentro del tepetate capas o lentes de arena y ceniza basáltica que no tuvieron tiempo de intemperizarse cuando fueron cubiertas por una capa que sí se alteró. También suelen encontrarse lentes de piedra pómez dentro del tepetate. 2.3.2 IDENTIFICACIÓN DE SUELOS La identificación de los suelos es una actividad en donde el técnico utiliza la mayoría de sus sentidos tales como la vista, el tacto, el oído y el olfato, que le sirven para reconocer el tipo de suelo de que se trate. A continuación se mencionan algunas técnicas al respecto. a) Suelos gruesos Para distinguir entre gravas y arenas hay que recordar que aproximadamente medio centímetro es la frontera. Para distinguir entre arenas finas y limos o arcillas, el tamaño de las arenas es lo más pequeño que se puede distinguir a simple vista a una distancia de 20 cm. Por comparación con otros objetos de tamaño conocido se puede tener una idea del tamaño de los granos que constituyen un suelo, como lo que se presenta en la siguiente tabla:
- 20. Tabla 2.7 Tamaño comparativo de granos NOMBRE TAMAÑO (mm) TAMAÑO COMPARATIVO Boleo ≥305 Una pelota de baloncesto o mayor Canto rodado 76 – 305 Naranja – sandía Grava gruesa 30 – 76 Limón – naranja Grava media 19 – 30 Uva – limón Grava fina 4.76 – 19 Chícharo – uva Arena gruesa 2 – 4.76 Sal gruesa Arena mediana 0.42 – 2 Azúcar Arena fina 0.074 – 0.42 Azúcar en polvo Para tener una idea burda de la granulometría se puede tomar una muestra representativa lo más pequeño posible y separar manualmente sus componentes, clasificándolos por tamaños y sacando a simple vista su porcentaje. b) Suelos finos Si un material fino contiene algo de arena fina, su presencia se puede descubrir colocando y tallando un poco de material entre los dedos índice y pulgar; acercando la masita al oído se reconoce la arena porque hace un ruido como de lija. El limo se reconoce porque su tacto es áspero, en cambio el de la arcilla es suave como de mantequilla, por eso los antiguos pobladores del Valle de México daban el nombre de “jaboncillo” a la arcilla de la Ciudad de México. Una característica del limo es que se seca más rápido que la arcilla cuando se coloca una película de material en la palma de la mano. Otra característica de limo es que no se pega fuertemente a los objetos como las palmas de las manos o lo zapatos cuando se seca, pudiéndose retirar con sacudidas, en cambio la arcilla se adhiere fuertemente. Para reconocer el tipo de fino se puede hacer un cubito de suelo aproximadamente de 1.0 cm de lado u observando un terrón del lugar, dejando que se seque al aire por completo. Se toma el cubito entre los dedos índice y pulgar; si se desmorona con poca presión digital es un limo, pudiéndose reducir a polvo con los dedos. El color es un dato útil para reconocer el tipo y constituyentes minerales del suelo; así por ejemplo: el negro y tonos oscuros pueden ser indicativos de materia orgánica, el rojo señalan la presencia de óxidos, el blanco de la caolinita es resultado de la alteración del feldespato de los granitos, etc.
- 21. Los suelos finos orgánicos como las turbas, tienen un olor que los distingue, muchas veces como de huevo podrido o pescado. 2.3.3 CLASIFICACIÓN DE SUELOS El Sistema Unificado de Clasificación de Suelos (SUCS) utiliza símbolos para clasificar un suelo, de acuerdo con su “tipo” y “característica” (granulométrica en el caso de los granos gruesos o de posible compresibilidad en el caso de la fracción que pasa la malla No. 40); los tipos son: G Grava (Gravel) S Arena (Sand) M Limo (mo) C Arcilla (Clay) O Suelo orgánico Un suelo se considera grueso si más del 50% de sus granos son gruesos, en caso contrario se considera suelo fino. Un suelo grueso es grava (G) si más del 50% de su fracción gruesa (retenida en la malla No. 200) no pasa la malla No. 4, en caso contrario es arena (S). Las características son: W Bien graduado (well graded) P Mal grauado o uniforme (Poorly graded) L Baja compresibilidad H Alta compresibilidad Para clasificar un suelo es útil conocer el porcentaje de finos (%F) y en función de éste decidir que símbolo o símbolos le corresponde; esto se explica en la siguiente tabla: Tabla 2.8 Recomendaciones para clasificar un suelo con el SUCS %F SE DEBE PROPORCIONAR: < 5 El nombre del grueso y su característica (Ej. GW) 5 a 12 El nombre del grueso, su característica y el nombre del fino (Ej. SW-SM) 12 – 50 El nombre del grueso y el nombre del fino (Ej. SC) > 50 El nombre del fino y su característica (Ej. CH) Cuando un material no cae claramente dentro de un grupo de los citados en la tabla anterior, deben usarse símbolos dobles, por ejemplo GW-SW.
- 22. BIBLIOGRAFÍA DE LOS CAPÍTULOS 1 Y 2 1. Juárez, E. y Rodríguez, R. (1974) “Mecánica de Suelos” Tomo I (Conceptos Fundamentales) Ed. LIMUSA. 2. Lambe W. and Whitman R. (1998) “Mecánica de Suelos” Ed. LIMUSA. 3. Zeevaert L. (1998) “Compendio Elemental de Mecánica de Suelos” Ed. El Autor. 4. Zeevaert (1973) “Foundation Engineering for Difficult Subsoil Conditions” Ed. Van Nostrand Reinhold. 5. Rivera R. (2004) “Notas del Curso de Laboratorio de Mecánica de Suelos I” Ed. SMMS.
- 23. 3. PROPIEDADES MECÁNICAS Las propiedades mecánicas de un suelo permiten al ingeniero de cimentaciones llegar a un diseño de la obra civil en la etapa de estudio, considerando los tres grandes problemas a los que él comúnmente se enfrentar como son: 1) los estados límite de falla (que trata sobre la estabilidad de las estructuras), 2) los estados límite de servicio (que se refiere a los hundimientos totales y diferenciales que sufrirá la cimentación y la superestructura) y 3) el flujo de agua a través de los suelos que influye en el comportamiento de los mismos. Para analizar estos problemas se emplean modelos que se alimentan de los parámetros obtenidos ya sea de pruebas de campo o ensayes de laboratorio de permeabilidad, deformabilidad, resistencia y propiedades dinámicas, en muestras lo menos alteradas posible, o al menos tratando de reproducir en el laboratorio su grado de compacidad en estado natural. 3.1 PERMEABILIDAD La permeabilidad de un suelo se refiere a su capacidad para permitir el paso de una corriente de agua a través de su masa. Cuando el ingeniero geotecnista prevea que se presentará un flujo de agua dentro de la masa del suelo de su obra, es conveniente que garantice que el agua fluya bajo el régimen laminar a velocidades relativamente pequeñas, de lo contrario se presentará el fenómeno conocido como régimen turbulento caracterizado por la generación de vórtices que se presentan por la fricción entre las moléculas del agua cuando éstas rebasan cierta velocidad de desplazamiento; este comportamiento puede generar, entre otros riesgos, el arrastre de granos de suelo que tiene como consecuencia la formación de tubos dentro de la masa de suelo, efecto conocido como tubificación. Las figuras 3.1 y 3.2 muestran esquemáticamente los dos tipos de comportamiento. Pulsa aquí ↓ Pulsa aquí ↓ Fig. 3.1 Fig. 3.2
- 24. 3.1.1 GRADIENTE HIDRÁULICO El gradiente hidráulico es una medida de la energía que impulsa al agua a moverse dentro del suelo. La figura 3.3 muestra un suelo dentro de un tubo de cierto diámetro; el agua se desplaza dentro del espécimen a una velocidad media “v”, pasando de la sección 1 a la sección 2, recorriendo la distancia “L”; despreciando la carga de velocidad, la carga hidráulica en cualquiera de las dos secciones es: w i ii p zh γ += (3.1) Y de acuerdo con la ecuación de Bernoulli de la energía, se tiene: (3.2)hhh += 21 De donde: (3.3)21 hhh −= Siendo “h” la pérdida de carga hidráulica que tiene lugar cuando el agua pasa de la sección 1 a la sección 2. Pulsa aquí ↓ Fig. 3.3 Finalmente, el gradiente hidráulico, i, es un concepto adimensional y representa la pérdida de carga hidráulica por unidad de longitud, esto es: L h i = (3.4)
- 25. 3.1.2 LEY DE DARCY En 1856 Darcy descubrió que la velocidad media con la que el agua fluye dentro de una región de flujo es directamente proporcional al gradiente hidráulico. En la figura 3.4 se muestra esquemáticamente el comportamiento del agua al variar su velocidad; si el agua parte de velocidades relativamente bajas, en la zona I (laminar), a velocidades mayores en la zona II (transición) cambia a régimen turbulento en el punto B, siguiendo la trayectoria inferior que se indica hasta alcanzar el punto C (correspondiente a la velocidad crítica superior, vcs); en cambio, si se parte de velocidades correspondientes a la zona III (turbulenta) a velocidades menores en la zona de transición, el agua cambia su comportamiento a régimen laminar en el punto “A” (correspondiente a la velocidad crítica inferior, vci), siguiendo la trayectoria superior que se indica. VELOCIDAD DEL AGUA (ESC. LOG.) GRADIENTEHIDRÁULICO(ESC.LOG.)- A B C ZONA I (LAMINAR) ZONA II (DE TRANSICIÓN) ZONA III (TURBULENTA) régimen laminar régimen turbulento V ci V cs Figura 3.4 Variación de la velocidad en función del gradiente hidráulico 3.1.3 COEFICIENTE DE PERMEABILIDAD De la figura 3.2 se deduce que en régimen laminar, la ley de darcy es: v = k i (3.5) Siendo k una constante de proporcionalidad, conocida como coeficiente de permeabilidad. En virtud de que el gradiente hidráulico es un concepto adimensional, el coeficiente de permeabilidad tiene dimensiones de velocidad, siendo
- 26. numéricamente igual a la velocidad media del agua cuando el gradiente hidráulico es igual a uno; físicamente representa la “facilidad” (inverso de la resistencia) con que el agua fluye a través del suelo. En la figura 3.2 el volumen de agua que atraviesa el suelo en la unidad de tiempo, esto es el gasto, Q, puede expresarse a partir de la ecuación 3.5, como: Q= kAi (3.6) Siendo A el área de la sección. En la siguiente tabla se muestra el rango de valores de k de acuerdo con el tipo de suelo: Tabla 3.1 Valores de k según el tipo de suelo IMPERMEABLESIMPERMEABLES(NO FISURADAS)(NO FISURADAS)1010--99 PRÁCTICAMENTEPRÁCTICAMENTEARCILLASARCILLAS1010--88 LIMOSLIMOS ARCILLOSOSARCILLOSOS 1010--77 ARENAS LIMOSASARENAS LIMOSAS1010--66 MAL DRENAJEMAL DRENAJEALTERADASALTERADASARENAS MUYARENAS MUY FINAS, LIMOS YFINAS, LIMOS Y 1010--55 ARCILLASARCILLAS FISURADAS YFISURADAS Y 1010--44 BUEN DRENAJEBUEN DRENAJEARENAS LIMPIASARENAS LIMPIAS MEZCLASMEZCLAS GRAVAGRAVA--ARENAARENA 1010--33 1010--22 1010--11 DRENAJEDRENAJEGRAVAS LIMPIASGRAVAS LIMPIAS101000 MUY BUENMUY BUEN1010+1+1 1010+2+2 k en cm/s = IMPERMEABLESIMPERMEABLES(NO FISURADAS)(NO FISURADAS)1010--99 PRÁCTICAMENTEPRÁCTICAMENTEARCILLASARCILLAS1010--88 LIMOSLIMOS ARCILLOSOSARCILLOSOS 1010--77 ARENAS LIMOSASARENAS LIMOSAS1010--66 MAL DRENAJEMAL DRENAJEALTERADASALTERADASARENAS MUYARENAS MUY FINAS, LIMOS YFINAS, LIMOS Y 1010--55 ARCILLASARCILLAS FISURADAS YFISURADAS Y 1010--44 BUEN DRENAJEBUEN DRENAJEARENAS LIMPIASARENAS LIMPIAS MEZCLASMEZCLAS GRAVAGRAVA--ARENAARENA 1010--33 1010--22 1010--11 DRENAJEDRENAJEGRAVAS LIMPIASGRAVAS LIMPIAS101000 MUY BUENMUY BUEN1010+1+1 1010+2+2 k en cm/s = IMPERMEABLESIMPERMEABLES(NO FISURADAS)(NO FISURADAS)1010--99 PRÁCTICAMENTEPRÁCTICAMENTEARCILLASARCILLAS1010--88 LIMOSLIMOS ARCILLOSOSARCILLOSOS 1010--77 ARENAS LIMOSASARENAS LIMOSAS1010--66 MAL DRENAJEMAL DRENAJEALTERADASALTERADASARENAS MUYARENAS MUY FINAS, LIMOS YFINAS, LIMOS Y 1010--55 ARCILLASARCILLAS FISURADAS YFISURADAS Y 1010--44 BUEN DRENAJEBUEN DRENAJEARENAS LIMPIASARENAS LIMPIAS MEZCLASMEZCLAS GRAVAGRAVA--ARENAARENA 1010--33 1010--22 1010--11 DRENAJEDRENAJEGRAVAS LIMPIASGRAVAS LIMPIAS101000 MUY BUENMUY BUEN1010+1+1 1010+2+2 k en cm/s = IMPERMEABLESIMPERMEABLES(NO FISURADAS)(NO FISURADAS)1010--99 PRÁCTICAMENTEPRÁCTICAMENTEARCILLASARCILLAS1010--88 LIMOSLIMOS ARCILLOSOSARCILLOSOS 1010--77 ARENAS LIMOSASARENAS LIMOSAS1010--66 MAL DRENAJEMAL DRENAJEALTERADASALTERADASARENAS MUYARENAS MUY FINAS, LIMOS YFINAS, LIMOS Y 1010--55 ARCILLASARCILLAS FISURADAS YFISURADAS Y 1010--44 BUEN DRENAJEBUEN DRENAJEARENAS LIMPIASARENAS LIMPIAS MEZCLASMEZCLAS GRAVAGRAVA--ARENAARENA 1010--33 1010--22 1010--11 DRENAJEDRENAJEGRAVAS LIMPIASGRAVAS LIMPIAS101000 MUY BUENMUY BUEN1010+1+1 1010+2+2 k en cm/s = 3.1.3a PRUEBAS DE PERMEABILIDAD En la medida de lo posible el coeficiente de permeabilidad es más conveniente determinarlo de una prueba directa que de otras técnicas menos precisas, para ello se crearon básicamente 3 pruebas aplicables según el suelo de que se trate, las cuales son: a) El permeámetro de carga constante b) El permeámetro de carga variable c) La prueba in situ
- 27. Sin embargo, en cierto tipo de suelos no es posible o resulta impráctico efectuar mediciones directas, por lo que se utilizan métodos indirectos de pruebas que originalmente fueron creadas para otros fines, estos son: a) A partir de la granulometría del suelo b) De los resultados de la prueba de consolidación c) De la prueba horizontal de capilaridad PERMEÁMETRO DE CARGA CONSTANTE Este aparato fue creado básicamente para medir la permeabilidad de suelos gruesos (k >10-3 cm/s), sin embargo es muy difícil ensayar este tipo de suelos con su estructura original por lo que únicamente se podrá llevar un control en el laboratorio conociendo su estado de compacidad en campo. El dispositivo se muestra esquemáticamente en la figura 3.5; se trata de un cilindro de lucita donde se coloca la muestra con el estado de compacidad programado. Pulsa aquí ↓ Fig. 3.5 El agua se hace pasar a través de la muestra con la diferencia de niveles, h, a la entrada y a la salida hasta que el gasto permanece constante (flujo establecido); mediante la probeta graduada y un cronómetro se mide el volumen de agua, V, que atraviesa el suelo en un tiempo, t, obteniéndose así el gasto. El coeficiente de permeabilidad se puede obtener despejándolo de la fórmula 3.6, como: tAh VL k = (3.7)
- 28. donde “A” es el área de la sección de la muestra y “L” la longitud de la misma. Cabe señalar que se deben hacer varias determinaciones para obtener el valor más probable del parámetro. Si la temperatura del agua de la prueba es distinta de 20º C, deberá hacerse una corrección del valor obtenido del coeficiente de permeabilidad, kp, mediante la expresión: 29.10 η pkk = (3.8) donde: 2 00022.0033.01 14.18 TT ++ =η (3.9) T Temperatura del agua de la prueba en grados centígrados. k Coeficiente de permeabilidad para una temperatura del agua de 20º C. PERMEÁMETRO DE CARGA VARIABLE En la variante de pared rígida, este aparato tiene su campo de aplicación en materiales un poco menos permeables que los mencionados para el caso del permeámetro de carga constante, tales como arenas finas, arenas finas limosas, o arenas limosas con poca arcilla (10-1 a 10-4 cm/s). Sin embargo, a diferencia de la anterior, para realizar esta prueba es necesario contar mucha experiencia, evitando la formación de natas que este tipo de materiales pueden llegar generar y por consiguiente reportar un valor del coeficiente de permeabilidad menor al “real”. En el tipo de pared delgada, en este aparato se pueden ensayar suelos con coeficientes de permeabilidad entre 10-4 y 10-9 cm/s, además de que es posible someter a la muestra a diferentes esfuerzos de confinamiento para obtener la variación de k con el esfuerzo medio. El mecanismo se muestra esquemáticamente en la figura 3.6; Se trata de un tubo de pared rígida o flexible donde se monta la muestra; en el caso del de pared flexible es posible aplicar presiones a la muestra para medir el coeficiente de permeabilidad en función del esfuerzo confinante. En la parte superior se coloca un tubo de diámetro menor o igual al que lleva la muestra. Durante la prueba el nivel del agua en el tubo pequeño pasa de una altura h1 a una menor h2 en un tiempo “t”. El coeficiente de permeabilidad se obtiene con la fórmula: 2 1 ln h h t L A a k = (3.10)
- 29. Siendo “a” el área de la sección transversal del tubo de menor diámetro, en tanto que “A” y “L” el área de la sección y la longitud de la muestra, respectivamente. Pulsa aquí ↓ Fig. 3.6 PRUEBA IN SITU Para realizar esta prueba se requiere que la estratigrafía del sitio sea tal que el estrato de suelo por ensayar tenga un k > 7x10-4 cm/s y que se encuentre dentro de un manto de arcilla (Fig. 3.7); además, el nivel de aguas freáticas, NAF, debe quedar por encima del estrato permeable. SPI Superficie piezométrica inicial SPA Superficie piezométrica abatida por el bombeo para flujo establecido Fig. 3.7 Prueba de permeabilidad in situ
- 30. Para efectuar la prueba, se excava un pozo de bombeo hasta el fondo del estrato permeable y entonces se bombea el agua subterránea hasta obtener un gasto constante, q. El coeficiente de permeabilidad puede ser determinado de dos maneras: - Si se conoce el radio de influencia del pozo de bombeo “R”: ( ) oo r R hHD q k ln 2 − = π (3.11) - Si se cuenta con un pozo de observación: ( ) oo r r hhD q k 1 1 ln 2 − = π (3.12) Siendo “D” el espesor del estrato permeable. DETERMINACIÓN DE “k” A PARTIR DE LA GRANULOMETRÍA DEL SUELO Como se vio en la sección 2.2.5, D10 es el diámetro del grano correspondiente al 10% de la curva granulométrica, a este tamaño de grano se le conoce como diámetro efectivo “De”. Distintos investigadores han encontrado correlaciones entre dicho diámetro y el coeficiente de permeabilidad, las expresiones se indican en la siguiente tabla: Tabla 3.2 Autor Fórmula empírica Allen Hazen te CDk 2 100= Schlichter c CD k te 2 771 = Terzaghi 2 3 2 1 13.0 ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ − − = n n CCDk ote Donde “n” es la compacidad relativa del suelo y: TCt 015.07.0 += (3.13) Siendo “T” la temperatura del agua en grados centígrados. Los valores de “c” y “Co” de las fórmulas de Schlichter y Terzaghi se indican en las siguientes tablas:
- 31. Tabla 3.3 Valores de “c” Tabla 3.4 Valores de “Co” n C Tipo de suelo Co 0.26 83.4 Arenas de grano redondeado 800 0.38 24.1 Arenas de grano anguloso 460 0.46 12.8 Arenas limosas < 400 DETERMINACIÓN DE “k” A PARTIR DE LA PRUEBA DE CONSOLIDACIÓN La prueba de consolidación permite obtener las características de compresibilidad de un suelo fino saturado. El suelo se introduce dentro de un anillo metálico que lo confina lateralmente (Fotos 1 y 2); después se colocan dos piedras porosas, una en la parte inferior y otra en la superior de la pastilla de suelo, con objeto de que el agua contenida en el material pueda ser drenada cuando se apliquen las cargas. Se coloca una placa metálica sobre la piedra porosa superior para uniformizar las cargas y el conjunto se coloca dentro de una cazuela. Se cubre la parte superior de la cazuela con papel de envoltura para conservar alimentos, con objeto de evitar las pérdidas de humedad. Se coloca una esfera metálica sobre la placa y la cazuela se monta en el consolidómetro para aplicar las cargas. Foto 1. Equipo de labrado Foto 2 Consolidómetro Se aplica una carga y mediante un extensómetro se registran las deformaciones que se van presentando a medida que transcurre el tiempo, obteniéndose, para el incremento de esfuerzo aplicado, ∆σ, la gráfica de consolidación, o sea, la evolución de las deformaciones con el tiempo (Fig. 3.8). Dicha gráfica se interpreta con la teoría de consolidación de terzaghi (Fig. 3.9), para obtener el valor de “k”.
- 32. Pulsa aquí Fig. 3.8 Curva típica de consolidación Fig. 3.9 Modelo de Terzaghi De la gráfica de consolidación se determina el 100% de consolidación primaria, esto es la deformación, δ100, a partir de la cual el suelo deja de de expulsar agua, para ello se prolongan los tramos rectos de las curvas de consolidación primaria y secundaria en el punto de inflexión, “A”; donde se corten dichas rectas se tiene la deformación buscada. También de dicha gráfica se obtiene el 0% de consolidación primaria, o sea la ordenada en el origen, δ0, de la curva de consolidación; para ello se escoge un punto cualquiera, “B”, sobre la curva de consolidación aproximadamente antes del punto que corresponde al 50% de consolidación primaria. Se obtiene el tiempo, t, que corresponde al punto elegido, el tiempo obtenido se divide entre 4, o sea t/4; se obtiene el punto de la curva de consolidación que corresponde a este nuevo tiempo; se determina la distancia, a, en deformación y esta se duplica en la parte superior, la cota obtenida corresponde al valor buscado. Entre el 0% y el 100% se busca la deformación que corresponde al 50% de consolidación primaria, δ50; proyectando esa deformación hasta que toque la curva de consolidación se obtiene el tiempo conocido como t50. Este tiempo permitirá calcular el coeficiente de permeabilidad de acuerdo con la siguiente expresión: ( ) σ γδδ ∆ − = 50 010020 t H k w (3.14) En la fórmula anterior “H” es el espesor de la pastilla de suelo antes de aplicar el incremento de carga, cuando el suelo drena por las dos caras. Finalmente es posible obtener, con varios de los incrementos de esfuerzo aplicados, la variación de “k” con el esfuerzo medio, σm.
- 33. PRUEBA HORIZONTAL DE CAPILARIDAD Esta prueba es aplicable a suelos con un k entre 7x10-6 y 7x10-2 cm/s. La muestra de suelo se coloca dentro de un contenedor en posición horizontal (Fig. 3.10). Se va midiendo la distancia “x” recorrida por el frente de agua en el tiempo, obteniéndose la gráfica “x2 vs. t”. Se traza la línea recta que mejor ajuste a los puntos experimentales obteniéndose la pendiente “m” de dicha recta (Fig. 3.11). Pulsa aquí ↓ t (min)t = 1 min x2 m t (min)t = 1 min x2 m Fig. 3.10 Fig. 3.11 El coeficiente de permeabilidad se determina como: ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ = − s cm Z m k 4 2 10 (3.15) Donde “Z” es un parámetro que se obtiene de una prueba directa de permeabilidad y en general se ha observado que varía entre 10 y 50. Una vez que se obtiene el valor de “Z”, la prueba horizontal de capilaridad permitirá determinar el valor de “k” de materiales similares al ensayado para el estudio de bancos.
- 34. 3.2 DEFORMABILIDAD En general se pueden reconocer en los suelos tres tipos básicos de comportamiento mecánico esfuerzo-deformación, los cuales son: el comportamiento elástico, el plástico y el viscoso. Un cuerpo elástico es aquel que al aplicarle un sistema de cargas, se deforma, pero que al retirar las cargas el material regresa a su configuración geométrica inicial. En contraposición el comportamiento plástico se caracteriza porque el cuerpo permanece deformado aún cuando se retiran todas las cargas que lo deformaron. En los cuerpos viscosos la respuesta del material (o sea sus deformaciones) no solamente depende de la magnitud de los esfuerzos aplicados, sino también del tiempo transcurrido desde la aplicación de la carga; a este tipo de respuesta se le conoce como diferida. Por el contrario en los materiales elásticos o plásticos la respuesta del suelo no depende del tiempo, por lo que se dice que su respuesta es inmediata. En los suelos finos saturados, por ejemplo, podemos encontrar una combinación de las tres componentes de deformación; o sea, una componente elástica, otra plástica y otra viscoplástica. Adicionalmente podemos identificar dos maneras en que se deforman los suelos: a) Por “Compresibilidad”, cuando se presentan cambios de volumen sin cambios de forma en la masa de suelo y b) Por “Deformabilidad”, cuando hay cambios de forma y en menos medida, cambios de volumen. Bajo ciertas condiciones de trabajo en campo, el concepto de deformabilidad se aplica mejor a suelos gruesos y el de compresibilidad a suelos finos saturados. 3.2.1 DEFORMABILIDAD DE LOS SUELOS GRUESOS Es importante señalar que en el caso de arenas finas muy sueltas saturadas el problema fundamental, más que el de asentamientos, pudiera ser el de la licuación que sufren estos materiales bajo la combinación de ciertas condiciones en zonas sísmicas o inundables, sin embargo este tema queda fuera del alcance de estas notas. Para entender el comportamiento de los suelos es necesario apoyarse en modelos que nos acerquen a las magnitudes de los asentamientos esperados, bajo las condiciones analizadas. En ese sentido el modelo elástico lineal ha sido de gran utilidad para el ingeniero de cimentaciones, sin embargo, surge la necesidad de establecer procedimientos que determinen correctamente los parámetros adecuados (veáse por ejemplo, Zeevaert, 1973 y Zea et all, 1998), para no alejarse demasiado de la realidad. A continuación se discuten los que pudieran ser
- 35. de utilidad para el caso de los suelos gruesos e incluso los finos bajo ciertas consideraciones. 3.2.1a MODELO ELÁSTICO La teoría de la elasticidad establece relaciones lineales entre los esfuerzos aplicados a un elemento diferencial (Fig. 3.2.1) y las correspondientes deformaciones (Fig. 3.2.2). σz σz σx σx σy τzx τzy τyz τyx τxz τxz τxy τxy τyx τyz x z y ∆x ∆z ∆y τzx τzy σz σz σx σx σy τzx τzy τyz τyx τxz τxz τxy τxy τyx τyz x z y ∆x ∆z ∆y τzx τzy Fig. 3.2.1 Esfuerzos en el cubo diferencial ∆εL ∆εT ∆σ ∆σ ∆τ ∆τ ∆τ ∆τ ∆γ ∆εL ∆εT ∆σ ∆σ ∆τ ∆τ ∆τ ∆τ ∆γ ∆σ Esfuerzo normal aplicado ∆εL Deformación lineal longitudinal ∆εT Deformación lineal transversal ∆τ Esfuerzo cortante aplicado ∆γ Deformación angular Fig. 3.2.2 Deformaciones producidas por esfuerzos aplicados
- 36. A partir de la figura anterior, se definen los siguientes parámetros elásticos: L T L E ε ε ν ε σ ∆ ∆ ∆ ∆ = =, E = MÓDULO DE ELASTICIDAD ν= RELACIÓN DE POISSON G=MÓDULO DE RIGIDEZ AL ESFUERZO CORTANTE ( )νγ τ − = ∆ ∆ = 12 G E L T L E ε ε ν ε σ ∆ ∆ ∆ ∆ = =, E = MÓDULO DE ELASTICIDAD ν= RELACIÓN DE POISSON G=MÓDULO DE RIGIDEZ AL ESFUERZO CORTANTE ( )νγ τ − = ∆ ∆ = 12 G E Físicamente E y G representan la resistencia que opone el suelo a ser deformado bajo la aplicación de esfuerzos. Las deformaciones lineales del cubo diferencial de la figura 3.2.1 se obtienen sumando los efectos de los tres esfuerzos normales en las direcciones “x”, “y” y “z”; las deformaciones angulares se obtiene directamente de los esfuerzos cortantes aplicados; las ecuaciones resultantes se presentan a continuación: ( )[ ]zxyy E σσνσε +−= 1 ( )[ ]yxzz E σσνσε +−= 1 ( )[ ]zyxx E σσνσε +−= 1 xyxy G τγ 1 = yzyz G τγ 1 = xzxz G τγ 1 = ( )[ ]zxyy E σσνσε +−= 1 ( )[ ]yxzz E σσνσε +−= 1 ( )[ ]zyxx E σσνσε +−= 1 xyxy G τγ 1 = yzyz G τγ 1 = xzxz G τγ 1 = Cabe señalar que este modelo no se puede aplicar directamente al caso de los suelos, porque por un lado no se comporta ni elásticamente ni linealmente y por el otro los parámetros del suelo son función, entre otros factores, del esfuerzo medio aplicado, del tiempo que transcurre a partir de la aplicación de la carga, de la frecuencia de vibración; sin embargo, bajo ciertas consideraciones es posible adaptarlo para el caso que se esté analizando. Para diferenciar la constante E, de su equivalente al caso de suelos se define el “módulo de deformabilidad”, Mz, como la relación entre las deformaciones lineales verticales y el esfuerzo normal vertical que las produce. 3.2.1b MODELO ELÁSTICO DE REVOLUCIÓN De acuerdo con la génesis de los suelos se puede razonar que sus propiedades varían según la dirección vertical, horizontal u otra cualquiera. Se tendrá entonces un módulo de deformabilidad para la dirección vertical, Mz, y otro para la
- 37. horizontal, Mh; con esta consideración se tiene un “eje de revolución” en la dirección vertical. Las ecuaciones resultantes se señalan a continuación: xh M yh M zz M z σνσνσε ∆−∆−∆=∆ zz M xh M yh M y σνσνσε ∆−∆−∆=∆ zz M yh M xh M x σνσνσε ∆−∆−∆=∆ Arreglando las tres últimas expresiones de manera elegante para mostrar la contribución de los esfuerzos en la dirección longitudinal o transversal a la deformación unitaria correspondiente, se obtienen las siguientes ecuaciones: zz z yx z h z M M M σ σ σσ νε ∆⎥ ⎦ ⎤ ⎢ ⎣ ⎡ ∆ ∆+∆ −=∆ 1 yh y z h z y x y M M M σ σ σ σ σ νε ∆ ⎥ ⎥ ⎦ ⎤ ⎢ ⎢ ⎣ ⎡ ⎟ ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎜ ⎝ ⎛ ∆ ∆ + ∆ ∆ −=∆ 1 xh x z h z x y x M M M σ σ σ σ σ νε ∆⎥ ⎦ ⎤ ⎢ ⎣ ⎡ ⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ ∆ ∆ + ∆ ∆ −=∆ 1 DEFORMACIÓN LATERAL RESTRINGIDA Cuando al material se le restringe la deformación lateral, por ejemplo mediante un anillo muy rígido que lo confine, los esfuerzos laterales quedan en función del esfuerzo vertical; la deformación vertical entonces depende únicamente del esfuerzo vertical y de los valores de los parámetros, por supuesto. La ecuación correspondiente se muestra en la siguiente expresión, ( )( ) ( ) ∆ ∆ε ν ν ν σz zM= + − − 1 1 2 1 z La expresión anterior se puede simplificar como: ∆ ∆ε ν σz c zM z= donde: ( )( ) ( )ν νν ν − −+ = 1 211 c El parámetro de confinamiento, νc, que resulta de la expresión anterior es función de la relación de Poisson. En la figura 3.2.3 se observa que si la relación de Poisson es igual a 0.5, que corresponde a un material incompresible, la νc vale 0.0; por lo que las deformaciones de un material con estas características serán
- 38. nulas. Por el contrario si la relación de Poisson es nula, el valor de νc es igual a 1.0, quedando las deformaciones verticales directamente proporcionales al esfuerzo; este es el caso de las arcillas donde se han medido relaciones de Poisson a largo plazo muy pequeñas, del orden de 0.16, a lo que corresponde un valor de νc = 0.94, prácticamente la unidad. Lo anterior permite para fines prácticos, al menos en el caso reportado, modelar el suelo como si estuviera restringido lateralmente, tal y como lo supuso Terzaghi en el proceso de consolidación unidimensional que se explica más adelante. 0.00 0.10 0.20 0.30 0.40 0.50 0.60 0.70 0.80 0.90 1.00 1.10 0.00 0.05 0.10 0.15 0.20 0.25 0.30 0.35 0.40 0.45 0.50 0.55 ν νc Fig. 3.2.3 νc vs ν DEPENDENCIA DEL MÓDULO DE DEFORMABILIDAD CON EL ESFUERZO CONFINANTE Como se dijo anteriormente, el módulo de deformabilidad depende de varios factores; entre ellos se encuentra el esfuerzo confinante. El Dr. Leonardo Zeevaert (1973), diseñó una prueba en la cámara triaxial (fotos 3.2.1), conocida como prueba multitriaxial de deformaciones, para poder evaluar la mencionada dependencia, en la que el suelo puede ser probado con su estado de compacidad natural, o entre los límites del estado más suelto y más compacto; a partir de estudios realizados en varios suelos gruesos encontró una ley fenomenológica que establece la citada relación (Fig. 3.2.4), la cual se indica en la siguiente ecuación: n z c CM − = σ0
- 39. Fotos 3.2.1 Equipo para la prueba multitriaxial de deformaciones 0.001 0.010 0.100 0.1 1 10 ESFUERZO DE CONFINAMIENTO, σc (kg/cm 2 ) MÓDULODEDEFORMABILIDAD,Mz(cm 2 /kg) Co n z c CM − = σ0 Fig. 3.2.4 Dependencia del módulo Mz con el esfuerzo de confinamiento El parámetro Co es igual al módulo de deformabilidad cuando el esfuerzo de confinamiento es igual a la unidad, mientras que el exponente “n” se determina entre dos ciclos de la escala logarítmica del eje de los esfuerzos confinantes como el logaritmo de la relación entre el módulo de deformabilidad del primer ciclo y el módulo de deformabilidad del segundo ciclo. La tabla siguiente muestra los rangos de variación de estos parámetros en función del estado de compacidad del suelo.
- 40. Tabla 3.2.1 Rango de valores de Co y n ESTADO DE COMPACTACIÓN Dr C0 n MUY SUELTO 0.2 0.01 0.65 SUELTO 0.2- 0.4 0.01- 0.006 0.65- 0.60 SEMICOMPACTO 0.4- 0.6 0.006- 0.003 0.60- 0.50 COMPACTO 0.6- 0.8 0.003- 0.002 0.50- 0.45 MUY COMPACTO >0.8 <0.002 0.45 Con estos datos es posible llevar a cabo un análisis preliminar de los asentamientos que va a sufrir una cimentación desplantada en suelo granular como la del ejemplo que se muestra en la tabla siguiente: Tabla 3.2.2 Ejemplo de cálculo de asentamientos en suelo granular SE TRATA DE UNA CIMENTACIÓN DESPLANTADA SUPERFICIALMENTE, CUYAS DIMENSIONES SON: ANCHO B = 1.50 m, LARGO L=2.00 m LA CIMENTACIÓN TRANSMITE AL SUELO UNA DESCARGA DE 12 t/m², OBTENER CON EL MÉTODO DEL MÓDULO DE DEFORMABILIDAD Mz LOS ASENTAMIENTOS DE CADA UNO DE LOS ESTRATOS, SUPONER QUE EL ESTRATO DE ARCILLA TIENE UN MÓDULO DE COMPRESIBILIDAD mv = 0.1 cm²/kg, EL NIVEL DE AGUAS FREÁTICAS SE ENCUENTRA A 1.2 m DE PROFUNDIDAD. Df = 0 m ESTR. PROF. (m) DESCRIP- γm ESP. Z σvo u σ'vo σ'vo ∆σv ∆σv σ'vm σ'cm Co n Mz ó mv δ No. 0 CIÓN (t/m3) H (m) (m) (t/m2) (t/m2) (t/m2) (kg/cm2) (t/m2) (kg/cm2) (kg/cm2) (kg/cm2) (cm2/kg) (cm) ARENA LIMOSA 1 DE 1.6 1.2 0.6 0.96 0 0.96 0.096 9.1 0.91 0.551 0.36733 0.006 0.6 0.01094 1.2 COMPACI- 1 DAD NAF = 1.2 m MEDIA 2 ARCILLA 2 BLANDA 1.2 3 2.7 3.72 1.5 2.22 0.222 8 0.4 0.422 0.28133 - - 0.10000 12.0 3 4 ARENA 5 LIMOSA 3 COMPAC- 1.9 2 5.2 7.42 4 3.42 0.342 3 0.3 0.492 0.328 0.003 0.5 0.00524 0.3 TA. 6 δΤ= 13.5 cm Cabe señalar que el incremento de esfuerzos se calculó al centro de cada estrato, considerando una distribución de esfuerzos mediante la distribución de Boussinesq-Damy que a continuación se presenta.
- 41. INTEGRACIÓN DE LAS DISTRIBUCIONES DE ESFUERZO DE BOUSSINESQ, WESTERGAARD Y FRÖHLICH, SOBRE SUPERFICIES POLIGONALES Para obtener el incremento de esfuerzo vertical producido por un área poligonal con carga vertical uniforme, en diferentes dentro de la masa del suelo, es necesario integrar las soluciones obtenidas por Boussinesq, Westergaard y Frölich, para una fuerza concentrada. La solución exacta fue obtenida por el M.I. Julio Damy Ríos (1985). A continuación se expondrán los pasos necesarios para dicha integración. Consideremos el polígono de la figura 3.2.5, se desea obtener el esfuerzo σz en un punto cualquiera que se encuentra a una profundidad z bajo el punto “0”. 2 Polígono3 1-2-3-4-5 (+) 4 1 Fig. 3.2.5 Poligono sometido a una carga uniforme Obsérvese que la numeración de los nudos debe seguir el sentido antihorario. Si conocemos la contribución al esfuerzo σz de un triángulo que se forma uniendo dos vértices contiguos del polígono con el punto “0” (Fig. 3.2.6), podemos integrar la contribución de todos los triángulos sobre el polígono para determinar σz, ya que será la suma algebraica de las contribuciones (positivas o negativas) de cada uno de los triángulos. y x i+ 1 (x i+ 1 , y i+ 1 ) i (x i , y i)H 0 (x o , y o ) α ρ i+ 1 ρ i C arg a u n ifo rm e q z = p ro fu n d id ad b a jo “ 0 ” en la cu al se q u ie re v alu a r σz Fig. 3.2.6 Contribución de cada triangulo al cálculo del esfuerzo aplicado 0 5(-)
- 42. A continuación se describen las etapas previas de cálculo para obtener la contribución de cada triángulo: 1. x´j = xj - xo; y´j = yj - yo, (j = 1, i+1) 2. F = x´i y’i+1 -x´i+1 yi (el valor absoluto de F es el doble del área). a) Si F= 0, se trata de un triángulo de área nula, que no contribuye a la integración. b) Si F > 0 entonces; S = +1 (el triángulo contribuye positivamente a la integral). c) Si F < 0 entonces; S = -1 (contribución negativa del triángulo). ( ) ( )2 1 2 1 '''')3 iiii yyxxL −+−= ++ ( ) ([ ]) F yyyxxx C iiiiii '''''' )4 11 1 −+− = ++ ( ) ([ ]) F yyyxxx C iiiiii '''''' )5 1111 2 −+− = ++++ (Nota: C2 - C1 = L 2 / F) F zL A =)6 7) G = A2 + 1 Una vez ejecutadas las etapas previas de cálculo, se aplica una de las siguientes fórmulas de acuerdo con las condiciones estratigráficas del suelo, como sigue: 1. Ecuación de Boussinesq (suelos homogeneos) [ ] ( ) ( ) ( ) ( ) ⎥⎦ ⎤ ⎢⎣ ⎡ + ++−−= −−−− G BB BBCC q z 12 1 1 2 1 1 1 2 1 tantantantan 2π σ donde: ( )2,12 = + = i CG CA B i i i 2. Ecuación de Westergaard (suelos finos fuertemente estratificados)
- 43. ( ) ( ) ( ) ( )[ ]σ πz q tan C tan C tan W tan W= − − +− − − − 2 1 2 1 1 1 2 1 1 donde: 222 1 I I i CAK CAK W ++ = (i = 1, 2) 3. Ecuaciones de Fröhlich a) χ = 2 (suelos estratificados) ( ) ( )[ ]σ πz q G tan J tan J= −− − 2 1 2 1 1 donde: ( )2,1== i G C J i i b) χ = 4 (suelos cuya compresibilidad crece con la profundidad) ( ) ( )( )[ ]σ πz q G M tan J tan J N N= − +− − 4 1 2 1 1 2 − 1 donde: ( )M G A G N A C G C ii i i = + = + = 2 1 2 2 2 2 , 3.2.2 COMPRESIBILIDAD DE LOS SUELOS FINOS SATURADOS Para estudiar los desplazamientos que sufrirá una estructura desplantada en un suelo fino saturado se requiere considerar en el análisis el procedimiento constructivo de la obra civil por realizarse. En el caso de un cajón de cimentación los trabajos pudieran requerir bombear, excavar por zonas, lastres, etc. Estas acciones pueden tener el objeto de evitar que los sedimentos bajo la excavación se expandan demasiado, con el propósito de limitar las afectaciones a estructuras vecinas y los hundimientos posteriores del suelo, cuando se construya la obra, a valores permisibles. En efecto, la compresibilidad de un suelo fino, no sólo depende de sus características esfuerzo-deformación-tiempo que se pueden estudiar a través del fenómeno de la consolidación (inciso 3.2.2a), sino de la trayectoria de esfuerzos que sufra en el campo durante la construcción y la vida útil de la obra (Zeevaert, 1973). Por eso debemos comenzar estudiando el fenómeno de expansión de los suelos antes que el fenómeno de consolidación.
- 44. 3.2.2a FENÓMENO DE EXPANSIÓN DE LOS SUELOS A) MÓDULO DE EXPANSIBILIDAD Como se dijo antes, en el caso de cimentaciones compensadas, donde es necesario realizar una excavación, se producen alivios de esfuerzos en los estratos de suelo que producen expansiones elásticas en los estratos. El módulo de expansibilidad, Me, de cada uno de los estratos de suelo, se determina con la siguiente expresión (ref. 1): aeoee fMM ρ= Donde: fa Factor de alteración de las muestras ensayadas ρe Factor que corrige el módulo de deformación unitaria para respuesta elástica Meo obtenido para descarga total en laboratorio (Zeevaert, 1980), tomando en cuenta que esto último se cumple únicamente para el suelo que se localiza próximo al nivel máximo de excavación, pero en forma parcial para los estratos más profundos. Se puede determinar como: 1− ⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ ∆ = c vo v e σ σ ρ Siendo: ∆σv Alivio de esfuerzo vertical σvo Esfuerzo efectivo vertical antes de la excavación c Exponente de expansión obtenido de pruebas de laboratorio como se indica a continuación. B) DETERMINACIÓN DE LOS PARÁMETROS DE EXPANSIÓN Los parámetros de expansión de un suelo fino saturado se obtienen ejecutando pruebas de compresión simple con un ciclo de carga y descarga al 50% del esfuerzo de falla, en muestras inalteradas representativas de los estratos. La figura 3.2.7 muestra una curva típica esfuerzo-deformación en prueba de compresión simple.
- 45. σd PARÁBOLA INVERTIDA LA ECUACIÓN DE LA PARÁBOLA ES: c rr a σε ∆=∆ PARA DESCARGA TOTAL EL MÓDULO DE EXPANSIÓN VALE: σ ε ∆ ∆ =eoM uq 2 1 ≤∆σ σ∆ ε rσ∆ ε∆ ε uq rε∆ Fig. 3.2.7 Curva típica esfuerzo-deformación en prueba de compresión simple En la figura anterior se observa que la curva de expansión es una parábola invertida, siendo su origen el punto donde se inicia la descarga del suelo. El exponente “c”, que define la curvatura de la parábola, se obtiene trasladando el origen de la curva esfuerzo-deformación al origen de la curva de expansión, invirtiendo la dirección de los ejes y graficando los resultados en escala doble logarítmica. En la figura 3.2.8 se observa que los puntos experimentales se aproximan a una línea recta, siendo el exponente “c” de la parábola, la pendiente de dicha línea en esa gráfica. ⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ ⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ = 1 2 1 2 log log r r r r c σ σ ε εεr1 εr2 ALIVIO DE ESFUERZO σr1 σr2 log σr log εr Fig. 3.2.8 Cálculo del parámetro de expansión “c” 3.2.2b EL FENÓMENO DE CONSOLIDACIÓN Las sobrecargas de las estructuras cimentadas en suelos finos saturados inducen la consolidación de estos últimos. En forma clásica el fenómeno se divide en consolidación primaria y consolidación secundaria. La consolidación primaria se genera por un exceso de la presión del agua de poro la cual requiere de tiempos relativamente grandes para su disipación y desalojo retardando el proceso de deformación del suelo. La consolidación secundaria se presenta cuando existe un
- 46. deslizamiento relativo entre las láminas arcillosas, este fenómeno se denomina “viscosidad intergranular” y tiene importancia, sobre todo, cuando el subsuelo se encuentra altamente estratificado con intercalaciones de material permeable, ya que la consolidación primaria se presenta rápidamente. A) MÓDULO DE COMPRESIBILIDAD Las recompresiones del suelo, que tienen lugar después de que han sido aliviados esfuerzos en él por las excavaciones para alojar la cimentación, se producen antes o hasta alcanzar el estado de esfuerzo efectivo vertical inicial. En suelos preconsolidados es factible aplicar un incremento de esfuerzo mayor que el esfuerzo vertical efectivo inicial, pero sin rebasar el esfuerzo crítico; en estas condiciones ocurre una compresión adicional de los estratos de suelo involucrados. El módulo de deformabilidad o compresibilidad que se use en los análisis debe tomar en cuenta tanto el fenómeno de consolidación primaria como el de secundaria. En análisis tridimensionales, el módulo de deformabilidad de los estratos se calcula con la expresión: [ ] c acvvv v fTTFm M ν ρξβ )1log()(' ++ = Donde: F(Tv): Función de Terzaghi del fenómeno primario, dado por: ( ) ( ) ( ) ∑ ∞ = + − + −= 0 4 12 22 22 12 8 1 n T n nv v e n TF π π Tv Factor tiempo de Terzaghi dado por: 2 e v v L tc T = Siendo cv, m’v, β y ξ parámetros de consolidación (incisos siguientes), para el esfuerzo medio de campo. t Tiempo considerado en el análisis desde la aplicación de la carga. Le Longitud efectiva (trayectoria en línea recta que tiene que seguir la molécula de agua más alejada de los estratos drenantes, para ser desalojada por consolidación del estrato de arcilla saturada) ρc Factor de recompresión igual a:
- 47. ( ) ( ) e v v o c c T T ρ ξβ ξβ σ σ ρ ++ +⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ ∆ + = 1log1 1log1 donde: ∆σc Incremento de esfuerzo vertical al centro del estrato en cuestión. σo Esfuerzo efectivo vertical inicial. En el caso de análisis unidimensionales, donde se desprecia el efecto de los esfuerzos laterales, el módulo de compresibilidad de los estratos debe calcularse mediante la siguiente expresión: [ ] acvvvv fTTFmm ρξβ )1log()(' ++= En el caso del fenómeno de la compresión ρc = 1 B) MODELO DE VISCOSIDAD INTERGRANULAR DE ZEEVAERT Para analizar el fenómeno de viscosidad intergranular Zeevaert propone utilizar dos modelos reológicos conectados en serie: el modelo de Kelvin y la unidad “Z” como se muestra en la siguiente figura: Fig. 3.2.9 Modelo de Zeevaert de viscosidad intergranular El modelo de Kelvin es equivalente al modelo de Terzaghi, por lo que con esta parte se toma en cuenta la consolidación primaria. El amortiguador Newtoniano del modelo tiene una fluidez lineal φ1 y el elemento resistente cuenta con un módulo de compresibilidad m’v. La unidad Z esta compuesta por un elemento viscoso no lineal y un elemento viscoso lineal conectados en paralelo (el efecto de esta conexión es que la viscosidad lineal retarda el movimiento del elemento viscoso no lineal). La fluidez
- 48. lineal es φ2 y la no lineal que varía con el tiempo “t” es a b t+ , siendo “a” y “b” dos constantes que se determinan experimentalmente. La deformación volumétrica, ∆εv, para un incremento de esfuerzo vertical constante, se calcula con la siguiente expresión: ( )[ ]vvvvv TTFm ξβσε ++∆=∆ 1log)(' donde: m’v: Coeficiente de compresibilidad volumétrica unitario para la compresión primaria. ∆σv: Incremento de esfuerzo aplicado. β: Factor que mide la magnitud relativa del fenómeno viscoso intergranular. ξ: Factor adimensional que modifica el valor de Tv en el fenómeno viscoso intergranular. Los parámetros m’v, β, ξ y Cv se obtienen del ajuste de las curvas de las pruebas de consolidación en muestras inalteradas representativas de los estratos, como una función del nivel de esfuerzos, mediante el procedimiento que se describe a continuación: C) AJUSTE DE CURVAS DE CONSOLIDACIÓN Para el ajuste de las curvas de consolidación es necesario que se defina no sólo la componente primaria sino también la secundaria de cada curva (Figs. 3.2.10 y 3.2.11), evitando en todo momento la expansión del suelo debido a una muy pronta saturación del material; para esto último se ha visto en forma práctica que después de aplicar un 20% del esfuerzo vertical efectivo de campo, la muestra ya no se expande al saturarla. Se definen los siguientes parámetros de ajuste (Fig. 3.2.11): δ0% Ordenada en el origen de la curva de consolidación. tB y δB Punto donde termina la consolidación primaria y continua la secundaria. tF y δF Punto más alejado de la zona donde termina la consolidación primaria, sobre el tramo recto (en escala semilogarítmica) de la consolidación secundaria. t50 y δ50 Punto para el 50% de consolidación primaria. Ct Pendiente del tramo recto (en escala semilogarítmica) de la consolidación secundaria.
- 49. 0 500 1000 1500 2000 2500 3000 3500 4000 4500 1 10 100 1000 10000 100000 TIEMPO (s) DEFORMACIÓN(µ) Fig. 3.2.10 Curva de consolidación Tipo I Fig. 3.2.11 Curva de consolidación Tipo II Para el ajuste de los puntos experimentales se deben proponer valores iniciales de los parámetros de ajuste y graficar la curva teórica correspondiente, cuya ecuación es: ( ) ( ) ovtvov TLogCTF δξδδδ +++⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ −= 1 2 1 2
- 50. Donde: ( ) o B toBv t LogC δ τ δδδ +⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ ++−= 1 2 1 2 1 Siendo: a BF a e tte − − = 1 τ Con: ( ) t FB C a δδ − = 3.2 Y: 5=ξ (Para curvas tipo I) τξ v i c H 2 2 ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ = (Para curvas tipo II) Siendo Hi la altura inicial de la probeta antes de aplicar el incremento de esfuerzo y: 50 2 2 2.0 t H c i v ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ = Una vez encontrado el mejor ajuste, por corrección de los valores inicialmente propuestos, los parámetros de consolidación se calculan como: vi ov v H m σ δδ ∆ ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ − = 2 1 2 ' Y: viv t Hm C σ β ∆ = ' Donde ∆σv es el incremento de esfuerzo vertical. A continuación se presenta, en la siguiente tabla, un ejemplo de ajuste:
- 51. TABLA 3.2.3 DETERMINACIÓN DE LOS PARÁMETROS DE CONSOLIDACIÓN CON EL MODELO DE ZEEVAERT OBRA: - σvi = 1.0900 kg/cm² LOC.: - ∆σv = 0.9300 kg/cm² SONDEO: SM-1 Hi = 1.7542 cm MUESTRA: M-39 PROF.: 25.20-26.10 m FECHA DIAS HORA HORA TIEMPO TIEMPO MICROM. DEFORM. Día-mes-año TRANSC. ------ CORREG. min s mm micras ----- 20-Oct-03 ----- 09:30 a.m. 09:30 a.m. ------ ------ 17.522 ----- ----- ----- 0.083 5 17.320 202 ----- ----- 0.17 10 17.245 277 ----- ----- 0.25 15 17.180 342 ----- ----- 0.5 30 17.020 502 ----- ----- 1 60 16.800 722 ----- ----- 2 120 16.492 1030 ----- ----- 4 240 16.122 1400 ----- ----- 8 480 15.682 1840 ----- ----- 15 900 15.400 2122 ----- ----- 30 1800 15.200 2322 ----- ----- 60 3600 15.003 2519 ----- ----- 120 7200 14.698 2824 21-Oct-03 1 10:10 a.m. 10:10 a.m. 88800 13.438 4084 ----- ----- ----- 4084 AJUSTE: DEFORMACION AL CERO %: δ0% = 20 µm PUNTO DE INFLEXIÓN: δB = 2500 µm tB = 3500 s PUNTO FINAL: δF = 4200 µm tF = 100000 s PENDIENTE SECUNDARIA FINAL: Ct = δ2-δ1 = 1500 µm TIEMPO AL 50% DE CONSOLIDACIÓN PRIMARIA: 1/2δv = 1061.24 µm t50 = 150 s δ50c = 1084.30 µm LOS PARÁMETROS SON: a = -2.61 PARA EL σm = 1.55500 kg/cm² τ = 4162.64 mv = 0.12765 cm²/kg cv = 0.00103 cm²/seg β = 0.72029 ξ = 0.18017 mt = 0.091945 cm²/kg
- 52. BIBLIOGRAFÍA DE LOS INCISOS 3.1 Y 3.2 1. Damy, J.+ (1985) “Integración de las ecuaciones de Boussinesq, Weestergard y Frölich sobre superficies poligonales” Revista de Ingeniería, UNAM. 2. López, G. (1998) “Relación entre la deformación elástica y la deformación viscoplástica” Comunicación personal. 3. Rivera, R. y Zea, C. (1998) “Metodología para la determinación de la compresibilidad volumétrica de los estratos mediante un programa de computadora” Reunión Nacional de Mecánica de Suelos, Puebla, México. 4. Zeevaert, L. (1973) “Foundation Engineering for dificult subsoil conditions” Ed. Van Nostrand Reinhol Co. 5. Zeevaert,L. (1980) “Interacción suelo-estructura de cimentación” Ed. Limusa.
- 53. 3.3 RESISTENCIA AL ESFUERZO CORTANTE DE LOS SUELOS 3.3.1 INTRODUCCIÓN Toda obra de ingeniería exige seguridad, funcionalidad y economía. Cuando se habla de seguridad en el caso específico de los suelos, se busca que el sistema que forman la cimentación y el suelo no genere un mecanismo de falla que ponga en peligro la estabilidad de la obra. Para llevar a cabo el análisis de la estabilidad de una estructura, desde el punto de vista de la ingeniería geotécnica, es necesario determinar la resistencia al esfuerzo cortante de los suelos involucrados en el mecanismo potencial de falla. Sin embargo, dicha determinación implica grandes retos para el ingeniero de mecánica de suelos, en virtud de las variables involucradas en el problema, tales como: tipo de suelo, grado de compacidad o consistencia, grado de saturación y anisotropía, entre otras. El grado de saturación, por ejemplo, ha permitido crear la “Mecánica de Suelos Tradicional” (para suelos 100% saturados) y la “Mecánica de suelos no saturados”. 3.3.2 ESTADO DEL ARTE En 1776 Coulomb (ref. 1), físico e ingeniero francés, propone un mecanismo para estudiar la resistencia del suelo, que consiste en aceptar que dicho material falla por esfuerzo cortante a lo largo de un plano de deslizamiento. Observó que en dicho plano la resistencia al esfuerzo cortante, s, de cierto tipo de suelos, resultaba proporcional al esfuerzo normal actuante, σ, o sea: s ~ σ (3.3.1) Para quitar el signo de proporcionalidad introdujo un coeficiente, tan φ, donde φ representa una constante del material conocida como “ángulo de fricción interna”. Observó también que otros suelos como las arcillas saturadas, parecían tener una resistencia al esfuerzo cortante constante, c, independiente del esfuerzo normal aplicado. Otros suelos tenían un comportamiento intermedio, con una ley de resistencia al esfuerzo cortante igual a: c+= φσ tans (3.3.2) A la ecuación (2) se le conoce como la ley de Coulomb. En 1882 Otto Mohr (ref. 2) plantea la “Teoría General de la Resistencia”, que se basa en representar gráficamente en el plano de Mohr (s vs. σ), los estados de
- 54. esfuerzo en el momento de la falla del material. La curva tangente a los círculos que representan dicho estado de esfuerzos se le denomina “Envolvente de Mohr” cuya ecuación puede escribirse s = f (σ). Si la envolvente es una línea recta se le conoce como ley de Mohr-Coulomb representada por la ecuación (3.3.2), donde φ es el ángulo de la pendiente de la línea recta y c la ordenada en el origen. En 1925 Terzaghi (ref. 3), basándose en el concepto de presión efectiva, modifica la forma de la ley de Coulomb para suelos saturados, a la siguiente: c+= 'tan' φσs (3.3.3) Donde: φ’ ángulo de fricción interna en términos de esfuerzos efectivos. σ’ esfuerzo efectivo entre los granos de suelo, dado por: σ’ = σ – uf (3.3.4) Siendo uf la presión del agua de poro desarrollada por el suelo en el momento de la falla. En 1936 Hvorslev (ref. 4) hace notar que la cohesión de las arcillas saturadas no es una constante sino que depende de su contenido de agua, esto es: )('tan' wc+= φσs (3.3.5) En 1958b Roscoe, Sholfield y Wroth (ref. 5) crean la “Teoría del Estado Crítico” que es un modelo elastoplástico unificado que relaciona la resistencia con los cambios de volumen o cambios en la relación de vacíos del suelo. A este trabajo siguió la “Teoría del Camclay” (ref. 6) en la Universidad de Cambrige (Parry, 1960; Roscoe y Burland, 1968; Sholfield y Wrote, 1968; Atkinson y Bransby, 1978; Atkinson, 1981). En 1965 Juárez Badillo (ref. 7) aplica el “Principio de Proporcionalidad Natural” al problema de la resistencia al esfuerzo cortante en los suelos, basado en los valores extremos de las variables que intervienen en el problema. A partir de entonces ha seguido su investigación en torno al comportamiento esfuerzo- deformación de los geomateriales. 3.3.3 DESARROLLO TECNOLÓGICO La investigación de la resistencia al esfuerzo cortante de los suelos ha dado lugar a un gran desarrollo tecnológico, a la par con los avances científicos. A continuación se presenta un panorama general de los distintos equipos creados hasta la fecha:
- 55. 3.3.3a APARATO DE CORTE DIRECTO Es un equipo bastante antiguo que permite medir la resistencia al esfuerzo cortante del suelo ensayado en un plano definido. Sus elementos esenciales se muestran en las fotos 3.3.1 y 3.3.2. El aparato cuenta con un contenedor que confina la muestra dividido en dos partes para generar el plano de falla del material probado. La parte inferior del contenedor es fija y la superior se desliza horizontalmente sobre la otra y es hueca para permitir la aplicación de carga vertical mediante una placa metálica que genera el esfuerzo normal. El equipo cuenta con dos piedras porosas, una inferior y otra superior a la muestra, que permiten el drenaje del agua del suelo en dirección vertical. FOTO 3.3.1 FOTO 3.3.2 Para eliminar la presencia de excentricidades que pudieran generar esfuerzos cortantes no deseados al momento de aplicar el esfuerzo normal, se coloca una esfera metálica (balín) sobre la placa, la cual cuenta con una depresión semiesférica al centro para recibir esta pieza. Las cargas tangenciales se aplican mediante un aditamento o “puente” con el que cuenta la pieza superior del contenedor. El contenedor se coloca dentro de una cazuela que permite establecer las condiciones de humedad deseadas o incluso inundar el sistema para formar una muestra de material granular por el método de la lluvia de arena. Las deformaciones del espécimen ensayado, vertical (deformación normal que corresponde a las deformaciones volumétricas del material por estar confinado) y
- 56. horizontal (deformación angular o tangencial), se miden mediante deformímetros mecánicos, electrónicos o digitales. A) PROCEDIMIENTO DE PRUEBA 1.- Para arenas medias a finas limpias o poco limosas (método de la lluvia de arena) Pasos: 1) Secar en el horno a una temperatura de 105o un volumen de material un poco mayor al volumen de la muestra que se va a formar. 2) Para el procedimiento de la lluvia de arena llenar un matraz con agua desaireada y una cantidad de arena de peso equivalente al grado de compacidad que se desea lograr; colocar un tapón perforado al centro en la boca del matraz; colóquense una manguerita de tubo Sarán de unos 10 cm de longitud en el tapón. Llenar la manguerita con agua desaireada mediante una pizeta hasta el ras; pesar el conjunto. 3) Llenar la cazuela con agua desaireada, de preferencia agua del sitio en estudio, o con agua desmineralizada. 4) Colocar boca abajo el matraz hasta que la punta de la manguerita toque la superficie del agua dentro del contenedor de la muestra, para que la arena desplace el agua por sustitución hasta el ras. 5) Si aun no se ha logrado introducir todo el material en el contenedor entonces aplicar vibración con los puños de las manos a la mesa de trabajo para hacer que el material se compacte. 6) Colocar los deformímetros y tomar las lecturas iniciales. 7) Aplicar el esfuerzo normal programado y retirar los pasadores que mantienen fija la pieza superior del contenedor de la muestra. 8) Aplicar los incrementos de esfuerzo cortante midiendo las deformaciones normal y tangencial correspondientes. 9) Calcular los resultados dibujar los diagramas de deformación tangencial contra la relación esfuerzo cortante a esfuerzo normal, deformaciones tangenciales contra deformaciones normales y esfuerzo normal contra resistencia (figuras 3.3.1 y 3.3.2).
- 57. σ τ σ φ σ σ σ Fig. 3.3.1 Curvas esfuerzo-deformación Fig. 3.3.2 Datos en el plano de Mohr y def. tangenciales- def. normales B) COMENTARIOS SOBRE LA CURVA ESFUERZO-DEFORMACIÓN Durante el ensaye el suelo puede presentar ya sea una falla frágil o una falla plástica. Las curvas correspondientes a cada uno de estos comportamientos se presentan en la figura 3.3.3. La falla frágil (curva a) se caracteriza porque después de llegar el esfuerzo a un máximo desciende rápidamente al aumentar la deformación. La falla plástica se caracteriza porque después de llegar el esfuerzo a un cierto valor se mantiene aunque la deformación crezca. En el caso de que se realice una prueba en arcilla preconsolidada, en la cual se permita en todo momento que se disipen las presiones de poro, el esfuerzo cortante en la curva esfuerzo-deformación alcanza un máximo después de lo cual la resistencia disminuye hasta alcanzar un valor en donde se mantiene constante, a esta resistencia “final” se le llama residual (figura 3.3.4). En una obra donde el subsuelo presente fisuras o grietas, la resistencia de proyecto, según Skempton, debe ser la residual para un análisis más realista de las condiciones de campo.
- 58. τ τ τ σ Fig. 3.3.3 Tipos de falla en prueba Fig. 3.3.4 Resistencias máxima y residual de corte directo C) INCONVENIENTES DE LA PRUEBA - Da buenos resultados en suelos de falla plástica, pero en suelos de falla frágil se presentan concentraciones de deformación en las zonas próximas a las paredes del contenedor de la muestra y por lo tanto concentraciones de esfuerzo en dichas zonas. - El área de la sección de falla varía durante la aplicación del esfuerzo tangencial, lo que conduciría a corregirla si no fuera porque en un momento dado los granos del material entran en contacto con las paredes del contenedor. - No se conoce el estado de esfuerzos en su totalidad, lo que hace difícil la interpretación de la prueba. - La deformación angular no está claramente definida ya que las paredes del contenedor van separándose en forma rígida. - No es fácil medir la presión del agua de los poros de la muestra (presión de poro). - No es posible controlar el drenaje de la muestra. 3.3.3b CÁMARA TRIAXIAL Es el equipo más utilizado en la actualidad y en el que se ha concentrado el desarrollo tecnológico. Es una cámara de compresión en forma cilíndrica, que se llena con agua por medio de la cual se puede aplicar presión al interior de la cámara mediante un compresor. Las fotos 3.3.3 y 3.3.4 muestran los detalles del dispositivo).
- 59. La cámara consta de una base metálica, una camisa (que puede ser de un material transparente como la lucita o metálico), una tapa metálica y tornillos de sujeción. Concéntrica a la base se encuentra otra de menor diámetro donde se coloca la muestra cilíndrica que se va a ensayar. El sistema cuenta con dos piedras porosas que se colocan abajo y sobre el espécimen. La piedra superior va dentro del cabezal que se pone sobre la muestra para distribuir las cargas verticales. Las piedras porosas se comunican a las vías de drenaje mediante mangueras de poliuretano de pequeño diámetro (no capilar). FOTOS 3.3.3 Y 3.3.4 CÁMARAS TRIAXIALES MONTADAS EN MARCOS DE CARGA Y DEFORMACIÓN CONTROLADA, RESPECTIVAMENTE. Las vías de drenaje cuentan con válvulas con las que se controla el flujo de agua del suelo. La carga axial se puede aplicar a la muestra cilíndrica de suelo ya sea por medio de un vástago que atraviesa la tapa de la cámara triaxial al centro, o por medio de alambres que se desplazan verticalmente y atraviesan la base de la cámara. Para aplicar dicha carga se han creado marcos de carga controlada (cámara triaxial de la foto 3.3.3) o de deformación controlada (cámara triaxial de la foto 3.3.4). Para llevar a cabo las distintas pruebas que se pueden realizar en la cámara triaxial, la tecnología ha creado: a) MEDIDORES DE PRESIÓN. Manómetros tipo Bourdon, manómetros de mercurio y transductores de presión. Los transductores son equipos electrónicos modernos que funcionan a base de membranas conectadas a un puente de Weatstone cuya señal puede ser captada en una consola o en una computadora. b) MEDIDORES DE CAMBIOS VOLUMÉTRICOS. Buretas (tubos de vidrio graduados) y transductores de cambios volumétricos.
- 60. c) MEDIDORES DE DEFORMACIÓN AXIAL. Deformímetros mecánicos o electrónicos y transductores de desplazamiento. d) MEDIDORES DE CARGA AXIAL. Transductores de carga y transductores sumergibles. Estos aparatos se utilizan para eliminar la incertidumbre en la carga que se tiene por la fricción que se produce entre el vástago y el buje de la taba de la cámara triaxial. Una versión de cámara sin fricción en el vástago se presenta en la foto 9 (creada por el autor). e) VÁLVULAS DE CIERRE RÁPIDO O DESPLAZAMIENTO NULO. Permiten que el mecanismo de cierre de la válvula no desplace agua durante el cierre o apertura de esta pieza e introduzca errores en la medición de la presión. f) CÁMARAS “BLEDER”. Sirven para evitar que el agua utilizada en el ensaye se mezcle con el aire del ambiente durante la aplicación del esfuerzo confinante o de la contrapresión para saturar la muestra. Las pruebas de compresión más comunes que se pueden llevar a cabo en la cámara triaxial, en muestras de arcilla saturada, son: - Prueba de compresión simple - Prueba rápida o no consolidada no drenada (UU) - Prueba rápida consolidada o consolidada no drenada (CU) - Prueba CU con medición de presión de poro. - Prueba lenta o consolidada drenada (CD) A) PROCEDIMIENTOS DE PRUEBA Y CÁLCULOS a) Prueba de compresión simple: Antes de realizar la prueba es conveniente estimar el valor de la resistencia no drenada, cu; en este caso puede usarse ya sea el penetrómetro de bolsillo o el torcómetro de bolsillo (Foto 3.3.5), que son equipos poco precisos pero útiles para fines de programación. Una vez que se tiene este dato preliminar se pueden programar 10 o más puntos de la curva esfuerzo-deformación. La prueba de compresión simple se ejecutará de acuerdo a los siguientes pasos: 1) Si la muestra es inalterada, se recorta mediante el torno de labrado para darle las dimensiones cilíndricas que se requieren con la relación de esbeltez (altura entre diámetro) entre 2 y 2.5. 2) Se colocan rueditas de hule en las piedras porosas para evitar que se tapen con restos de suelo. 3) Montar el espécimen, con su cabezal ya instalado centrado dentro de la cámara triaxial. 4) Asegurar un buen contacto entre el vástago y el yugo para aplicar la carga. 5) Instalar el deformímetro anotando la lectura inicial.
- 61. 6) Echar a andar el cronómetro y simultáneamente aplíquese la carga. 7) Si el marco es de carga controlada, se aplica el primer incremento de carga y se espera a que se cumpla el lapso para dar la velocidad de aplicación de la carga especificada; 5 segundos antes de que se cumpla dicho tiempo se lee y se anota la lectura del deformímetro; al cumplirse el lapso se aplica el siguiente incremento de carga y se repite este paso hasta alcanzar la falla. 8) Si el marco es de deformación controlada se hecha a andar el pistón a la velocidad especificada, hasta alcanzar la deformación correspondiente. Se anota en el registro tanto la deformación de la muestra como la deformación del anillo de carga. 9) Si la muestra no presenta una falla brusca, suspender la prueba al alcanzar la muestra un cierto nivel de deformaciones. 10) Retirar la muestra del aparato y hágase un esquema de su falla. 11) Cortar una laja de aproximadamente 3 mm de espesor, paralela al plano de falla, para determinar el contenido de agua de la muestra en esa zona. El resto del material se usa para el mismo fin. 12) Calcular los resultados, trazar la curva esfuerzo-deformación y determinar la resistencia a la compresión simple qu. También se puede dibujar el círculo de Mohr y calcular la cohesión cu=qu/2, correspondiente. 13) Si se mide la sensibilidad de la arcilla, se debe remoldear material en la batidora evitando que pierda su humedad natural, hasta lograr una pasta suficiente para formar la probeta remoldeada. 14) El material se deja reposar el tiempo especificado de prueba para que la arcilla gane resistencia por sus propiedades tixotrópicas. 15) Repetir los pasos 2 a 12 en la probeta remoldeada y calcular su sensitividad como: St = qu (inalterada)/qu (remoldeada) Foto 3.3.5 Torcómetro y penetrómetro de bolsillo para obtener datos preliminares de la resistencia no drenada
- 62. b) Prueba UU Es similar al de la prueba de compresión simple, sólo que en lugar de preparar una probeta se preparan 3 o más. Después del punto 5 y antes del 6 del procedimiento anterior, se llena la cámara con agua para aplicar el esfuerzo confinante que corresponda a cada probeta. Se realizan los cálculos y se trazan las curvas esfuerzo-deformación en el mismo plano para comparar los resultados. Se dibujan los círculos de Mohr y se calcula la cohesión “c” correspondiente. c) Prueba CU con medición de presión de poro - Etapa de saturación 2) llenar las vías de drenaje con agua desaireada. Las piedras porosas deben saturarse previamente mediante agua caliente. Los transductores de presión deben purgarse para evitar lecturas erróneas. 3) Colocar rueditas de papel filtro sobre las piedras porosas para evitar que se tapen con suelo. 4) Preparar la muestra envolviéndola con tiras de papel filtro y se monta en la cámara triaxial. 5) Llenar con agua la cámara y se aplica un pequeño esfuerzo confinante y otro menor de contrapresión (presión del agua que circula dentro de la muestra), abriendo la válvula correspondiente. 6) El grado de saturación se va midiendo con la B de Skempton (inciso IV.1.1), hasta alcanzar la saturación. - Etapa de consolidación 1) Aplicar el confinamiento correspondiente y se toman las lecturas iniciales en el deformímetro y en la bureta o en transductor de cambios volumétricos. 2) Abrir la válvula de drenaje y se van tomando las lecturas de deformación y cambios volumétricos en tiempos de 15, 30, 60, 120, 240, 480 segundos, 1, 2, 4 horas, etc. 3) Trazar las gráficas semilogarítmicas de tiempo contra lecturas del deformímetro o del medidor de cambios volumétricos. 4) Cuando se alcance el 100% de consolidación primaria (cambio de curvatura de la gráfica de consolidación) se cierra la válvula de consolidación. - Etapa de falla Es similar al de la prueba UU, pero se antes de empezar se toma la lectura inicial del transductor de presión de poro y se van tomando las lecturas correspondientes del mismo, para los diferentes niveles de deformación alcanzados. Los cálculos se realizan de acuerdo con la tabla 1 (a y b), trazando las curvas esfuerzo-
- 63. deformación en un solo plano para comparar los resultados, así como la evolución de la presión de poro con el esfuerzo desviador (parte c). Se dibujan los círculos de Mohr en la falla correspondientes, definiendo la envolvente respectiva en términos de esfuerzos totales y efectivos. ESFUERZO DESVIADOR Y PRESIÓN DE PORO vs DEFORMACIÓN AXIAL 0.00 0.20 0.40 0.60 0.80 1.00 1.20 1.40 1.60 1.80 2.00 0.00 2.00 4.00 6.00 8.00 10.00 12.00 DEFORMACIÓN NATURAL AXIAL (%)ESFUERZODESVIADOROPRESIÓNDEPORO(Kg/cm2 ) ESFUERZO DESVIADOR PRESIÓN DE PORO DIAGRAMA p-q 0.00 0.10 0.20 0.30 0.40 0.50 0.60 0.70 0.80 0.90 1.00 0.00 0.20 0.40 0.60 0.80 1.00 1.20 1.40 p' = (σ'1+σ'3)/2 q=(σ1-σ3)/2 a) c) PRUEBA TRIAXIAL CU CON MEDICIÓN DE PRESIÓN DE PORO TIPO DE SUELO: ARCILLA CAFÉ ETAPAS DE SATURACIÓN Y CONSOLIDACIÓN DIMENSIONES DE LA PROBETA ANTES DE LA APLICACIÓN DEL CONFINAMIENTO D = 3.688 cm ==> A = 10.68 cm 2 H = 8.56 cm ==> V = 91.44 cm 3 W = 110.7 g ==> γm= 1.21 kg/cm 3 EVOLUCIÓN DE LA SATURACIÓN DIA σc σcp ∆σc ∆u B No. (kg/cm 2 ) (kg/cm 2 ) (kg/cm 2 ) (kg/cm 2 ) 3 0.2 0.11 0.1 0.00 0.0 4 0.4 0.3 0.1 0.03 0.3 5 0.8 0.7 0.1 0.08 0.8 6 1.5 1.4 0.1 0.10 1.0 ETAPA DE CONSOLIDACIÓN diámetro de la bureta = 0.25 plg. = 0.635 cm área de la sección de la bureta = 0.32 cm 2 σc σcp σ'c (kg/cm 2 ) (kg/cm 2 ) (kg/cm 2 ) 2.4 1.4 1.0 DIA LECTURA DEL LECTURA DE DEFORMÍMETRO LA BURETA (mm) (cm) 18-Oct-02 19.268 134.7 21-Oct-02 17.88 156.4 22-Oct-02 17.87 156.5 DEFORMACIONES AL FINAL DE LA ETAPA DE CONSOLIDACIÓN ∆H = 1.398 mm ∆V = 6.90 cm 3 εLC = 0.016 εVC = 0.076 εLH = 0.016 la anisotropía es: εVH = 0.079 εhH = 0.03 εSH = 0.062 Fa = 1.88 DIMENSIONES DE LA PROBETA ANTES DE LA ETAPA DE FALLA Ho = 84.20 mm Ao = 11.37 cm 2 ETAPA DE FALLA TIEMPO W Lda Ltu ∆H εaC εaH εaH σdo σd u q p' (min) (Kg) (mm) (kg/cm 2 ) (mm) (%) (kg/cm 2 ) (kg/cm 2 ) (kg/cm 2 ) (kg/cm 2 ) (kg/cm 2 ) 0 0 17.87 1.40 0.00 0.000 0.000 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 1.00 1 2 17.77 1.48 0.10 0.001 0.001 0.12 0.18 0.18 0.08 0.09 1.01 2 4 17.62 1.57 0.25 0.003 0.003 0.30 0.35 0.35 0.17 0.18 1.01 3 6 17.42 1.66 0.45 0.005 0.005 0.54 0.53 0.53 0.26 0.27 1.01 4 8 17.16 1.74 0.71 0.008 0.008 0.85 0.70 0.71 0.34 0.35 1.01 5 10 16.84 1.83 1.03 0.012 0.012 1.23 0.88 0.89 0.43 0.45 1.02 6 12 16.39 1.90 1.48 0.018 0.018 1.77 1.06 1.07 0.50 0.54 1.04 7 13 16.07 1.94 1.80 0.021 0.022 2.16 1.14 1.17 0.54 0.58 1.04 8 14 15.74 1.97 2.13 0.025 0.026 2.56 1.23 1.26 0.57 0.63 1.06 9 15 15.3 2.01 2.57 0.031 0.031 3.10 1.32 1.36 0.61 0.68 1.07 10 16 14.77 2.04 3.10 0.037 0.038 3.75 1.41 1.46 0.64 0.73 1.09 11 17 14.03 2.08 3.84 0.046 0.047 4.67 1.50 1.57 0.68 0.78 1.10 12 18 12.83 2.10 5.04 0.060 0.062 6.17 1.58 1.68 0.70 0.84 1.14 13 19 9.26 2.01 8.61 0.102 0.108 10.79 1.67 1.86 0.61 0.93 1.32 b) tabla 3.3.1 Hoja de cálculo para una prueba CU con medición de presión de poro
- 64. B) CONCEPTO DE DEFORMACIÓN DE SUPERFICIE PARA LAS PRUEBAS CIA AL ESFUERZO CORTANTE DE UN SUELO EN LA En la figura 3.3.5, se representan los estados geométricos iniciales y finales de un un esfuerzo desviador, siendo: Ho Hf La altura inicial y final de la probeta de suelo, respectivamente. l área de la base de la probeta inicial y final, respectivamente. DE RESISTEN CÁMARA TRIAXIAL (Zea, 2002, Ref. 8) cilindro de material sometido a y Ao y Af E V y Vo f El volumen inicial y final, respectivamente. Fig. 3.3.5 Cilindro de suelo sujeto a compresión axial - Según Hencky-Ludwig (Juárez, 1974 y Malvern, 1969, ref. 9 y 10) las deformaciones unitarias lineal, de superficie y volumétrica, en los rangos de variación inicial y final, son: fH o LH H ln=ε (3.3.5) f o SH A A ln=ε (3.3.6)
- 65. f o VH V V ln=ε (3.3.7) La deformación volumétrica de Hencky cumple con la siguiente relación: LHzLHyLHxVH εεεε ++= (3.3.8) siendo εLHx, εLHy y εLHz las deformaciones unitarias lineales de Hencky en dirección de los ejes “x”, “y” y “z”, respectivamente. Como el eje axial de la probeta represen l eje z, entonces la deformación de s ta e uperficie de Hencky en el plano “z” será: LHyLHxSH εεε += (3.3.9) De las ecuaciones anteriores se deduce que: LHSHVH εεε += (3.3.10) De la ecuación (3.3.6) se obtiene la útil relación: (3.3.11) Por ejemplo, en las pruebas triaxiales no consolidadas no drenadas (UU) en un suelo fino saturado, donde la deformación volumétrica es nula, se cumple que: (3.3.12) Tratándose de la deformación desviadora: SH eAA of ε− = LH eAA of ε = HHdH 31 εεε −= (3.3.13) Donde ε1H y ε3H son las deformaciones principales mayor y menor de Henky, respectivamente. Resulta que para una prueba de compresión axial: rHLHrHaHdH εεεεε −=−= (3.3.14) Siendo εrH y εaH las deformaciones radial y axial de Henky, respectivamente. Pero, de acuerdo con lo expuesto arriba:
- 66. 22 LHVHSH rH εεε ε − == (3.3.15) que:Por lo n VH LHdH e 2 3 32 3 =⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ −= ε εε (3.3.16) Donde, de acuerdo con Juárez Badillo (1994, ref. 11), a 3 LHne VHε ε −= (3.3.17) Se le conoce como la deformación natural desviadora axial. C) COMENTARIOS SOBRE LOS RESULTADOS DE PRUEBAS TRIAXIALES EN SUELOS FINOS SATURADOS PRECONSOLIDADOS El esfuerzo de preconsolidación se supone que es el esfuerzo de confinamiento más grande que el suelo ha soportado en el campo, sin embargo otros investigadores (Zeevaert, 1973, ref.12), consideran que este esfuerzo se debe a cambios fisico-químicos que tienen lugar en la arcilla al paso del tiempo, por eso han cambiado el nombre de éste al de esfuerzo crítico. Las envolventes de falla que se obtienen al ensayar un suelo fino saturado en la cámara triaxial pudieran presentar las formas que se muestran en la figura 3.3.6, en términos de esfuerzos totales. Como se observa en la figura, si el suelo es ensayado con un esfuerzo confinante mayor que esfuerzo de preconsolidación, las envolventes de resistencia son rectas, pero si el esfuerzo de cámara es menor son curvas, lo cual no sucede en suelos normalmente consolidados. Experimentalmente se observa que las envolventes de falla se ubican por encima de la prolongación de las líneas CU y CD hacia el origen, respectivamente. Sin embargo, se ha observado que esta resistencia adicional con respecto a las líneas CU y CD disminuye al disminuir la velocidad de aplicación de la carga, con tiempos muy grandes esta resistencia tiende a desaparecer. τ σ σ σ Fig. 3.3.6 Líneas de falla en pruebas triaxiales sobre suelos cohesivos preconsolidados
- 67. as envolventes CU y CD se cortan en un pu de confinamiento de campo, indicando aparentemente que, para esfuerzos de ayor en rango de sfuerzos el agua trabaja a tensión por ser “obligada” volumen constante, esto hace que aumente el esfue ea mayor el esfuerzo de confinamiento que el aplicado. rarse que la resistencia del suelo a la ompresión simple fuera la misma que en prueba UU, por llevarse a cabo bajo ha no atribuirse a distintos factores tales como microfisuración y expansión del aire conten comprimirse cuando se aplica el confinamiento. ) EQUIVALENCIA DE LAS PRUEBAS UU ESFUERZOS EFECTIVOS ruebas de resistencia puede ser xplicado mediante diagramas de estados de esfuerzo en términos de esfuerzos efectivos, para las etapas intermedias y para la an mbién los círculos de Mohr en términos de esfuerzos totales y efectivos y las envolventes de falla UU y UU´, así como ohesión” en términos de esfuerzos totales “c”, y el ángulo de resistenc rminos de esfuerzos efectivos φ’. Teóricamente el ángulo φ´, corresponde al prueba CD. Cabe señalar que aunque s de confinamiento que corresponden a istintos círculos de Mohr en la falla en términos de esf de esfuerzos efectivos siempre se esta mane upuestamente tangente a la línea de falla CD. con medición de presión de poro sucede algo similar al caso nterior, solo que en la primera etapa la presión de poro es nula. En la figura 3.3.8 ondientes a las etapas de la rueba en términos de esfuerzos totales y efectivos, para una sola probeta. En la parte de abajo se muestran los círculos de Mo nvolventes resultantes, así como los ángulos de fricción φ y φ’. Teóricamente el ne en rueba CD, sin embargo y sobretodo en suelos orgánicos se encuentra que la D. Las trayectorias de esfuerzo seguidas por el material durante el ensaye hacen que los esfuerzos efectivos en la muestra L nto “C” que coincide con el esfuerzo confinamiento menores a dicho esfuerzo la resistencia del suelo es m rueba CU que en prueba CD, en términos de esfuerzos totales. En esep e la muestra a deformarse a rzo efectivo y que en realidad s Por otro lado, teóricamente debería espe c condiciones no drenadas. Sin embargo se observa sistemáticamente que dic resistencia es menor pudiendo el fenóme ido en el agua de poro que tiende a D , CU Y CD EN TÉRMINOS DE El comportamiento del material en las distintas p e etapa de falla. En la figura 3.3.7 se presentan las condiciones en la primera y segunda etapas de una prueba UU, en términos de esfuerzos totales y efectivos. Se present ta los parámetros de resistencia, la ia en“c té ángulo de fricción interna que se obtiene en n la prueba se manejen distintos esfuerzoe d uerzos totales, en términos jando un solo círculo en la falla, s En la prueba CU a se muestran los diagramas de esfuerzos corresp p hr correspondientes y las e ángulo φ´, debería corresponder al ángulo de fricción interna que se obtie p línea CU’ queda por encima de la línea C
- 68. se desplacen hacia la izquierda del plano de Mohr sometido a esfuerzos mayores en etapas interme porta como “preconsolidado”, exponiendo entonces mayor resistencia . Habiendo el suelo estado dias que en la etapa final, el suelo se com CU´ que CD. σ σ ∆σ σ = σ σ = σ +∆σ σ = σ +∆σ σ = σ σ τ φ φ = 0 σ σ ∆σ σ = σ σ = σ +∆σ σ = σ +∆σ σ = σ σ τ φ φ 3.3.7 PRUEBA TRIAXIAL UU FIG. 3.3.8 PRUEBA TFIG. RIAXIAL CU ueca donde en su interior e coloca la muestra. El anillo inferior es fijo y el superior se hace girar para aplicar CÁMARA TRIAXIAL VERDADERA.- A diferencia de la cámara triaxial convencional, en esta cámara se pueden hacer variar los esfuerzos normales horizontales. APARATO DE DEFORMACIÓN PLANA.- En este aparato de gran tamaño (DEPFI, UNAM) es posible aplicar “verdaderas” deformaciones angulares a la muestra, ya que cuenta con bisagras en las uniones del contenedor de la muestra. CÁMARAS TRIAXIALES SIN FRICCIÓN EN EL VÁSTAGO.- Existe la cámara de alambres (sin vástago, una versión se encuentra en el Instituto de Ingeniería de la UNAM) y la desarrollada por el autor (sin fricción en el vástago, Foto 3.3.7). 3.3.3c OTROS EQUIPOS APARATO DE CORTE TORSIONAL.- Es similar al de corte directo. Consta de dos anillos concéntricos que forman una especie de dona h s el esfuerzo cortante al material ensayado en forma de torsión mediante una cadena enrollada alrededor del anillo móvil superior. El esfuerzo normal se aplica mediante una placa circular que se coloca sobre la muestra dentro del anillo giratorio. El conjunto cuenta con su sistema para la medición de las deformaciones normales y angulares que presente la muestra durante el ensaye. CÁMARA TRIAXIAL GIGANTE.- Es una cámara de gran tamaño que sirve para ensayar materiales de grano grueso a muy grueso como gravas y boleos hasta de 7”, usados por ejemplo para conformar la cortina de una presa de tierra. Una versión del equipo se encuentra en el laboratorio de la CFE y otra en el Museo Tecnológico.
- 69. Foto 3.3.7. Detalles de la cámara triaxial sin fricción en el vástago. 3.3.4 BREVE EXPOSICIÓN DE LAS TEORÍAS DESARROLLADAS HASTA LA FECHA PARA MODELAR EL COMPORTAMIENTO DEL SUELO EN LA CÁMARA TRIAXIAL cambios volumétricos y criterios de falla. ) SKEMPTON Se pueden dividir en teorías de presión neutral, curva esfuerzo-deformación, 3.3.4a PRESIÓN DE PORO A De acuerdo con Skempton (1954, ref. 13) la presión neutral desarrollada en una muestra de arcilla cuando varían los esfuerzos principales totales σ1 y σ3, en pruebas rápidas consolidadas, está dada por la fórmula: ( )[ ]313 σσσ ∆−∆+∆=∆ ABu (3.3.18) Donde A y B son los coeficientes de presión neutral de Skempton, dados por: 3 1 σ∆ ∆ = u B (3.3.19) B u A 1 31 2 σσ ∆−∆ ∆ = (3.3.20) Siendo: ∆u1 El incremento en la presión de poro desarrollada en la primera etapa de la prueba a la aplicación del esfuerzo confinante ∆σ3. ∆u2 El incremento en la presión de poro desarrollada en la segunda etapa de la prueba a la aplicación del esfuerzo desviador ∆σ1-∆σ3.
- 70. B) HENKEL En 1960 Henkel (ref. 14) propone otra expresión para estimar la presión neutral en una arcilla en función del promedio de los esfuerzos normales y cortantes, como sigue: octoct au τσ ∆+∆=∆ (3.3.21) donde: ∆σoct y ∆τoct Son los incrementos en los esfuerzos normal y cortante octaédrico, dados por: 3 321 σσσ σ ∆+∆+∆ =∆ oct (3.3.22) ( ) ( ) ( )2 32 2 21 2 21 3 1 σσσσσστ ∆−∆+∆−∆+∆−∆=∆ oct (3.3.23) ontribución de losParámetro de presión de poro que mide la ca esfuerzos cortante al desarrollo de presión de poro. C) JUÁREZ BADILLO En 1963 Juárez Badillo (ref. 8) propone las siguientes expresiones para evaluar el desarrollo de presión de poro en muestras de arcilla ensayadas en la cámara triaxial: - Suelo normalmente consolidado ( ) β σσ σσ ασσ ⎟ ⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎜ ⎝ ⎛ − − +∆=∆ f coctu 31 31 (3.3.24) - Suelo preconsolidado ( ) ⎥ ⎥ ⎤ ⎢ ⎡ −⎟⎟ ⎞ ⎜⎜ ⎛ −⎟⎟ ⎞ ⎜⎜ ⎛ ⎟ ⎟ ⎞ ⎜ ⎜ ⎛ − − −∆=∆ −− 1 11 31 ρρβ σ σ σ σ σσ σσ ασσ pp coctu (3.3.25) ⎦⎢⎣ ⎠⎝⎠⎝⎠⎝ 31 ccf onde:D α, β y ρ Son parámetros de presión de poro. σc Esfuerzo de confinamiento efectivo. σ1-σ3 y (σ1-σ3)f Son los esfuerzos desviador y desviador en la falla, respectivamente. σp Esfuerzo de preconsolidación.
- 71. 3.3.4b CURVA ESFUERZO-DEFORMACIÓN A) MODELO HIPERBÓLICO En 1963 Kondner (refs. 15 y 16) propone un modelo de tipo hiperbólico para el ajuste de las curvas esfuerzo-deformación de suelos cohesivos y arenas con comportamiento plástico, cuya expresión es: max 1 τ γ γ τ = o (3.3.26) onde: o máx ) JUÁREZ BADILLO que han sido desarrolladas por Juárez Badillo ar el comportamiento esfuerzo-deformación de los ación se presentan las obtenidas por él para explicar la licuación s bajo cargas multiaxiales: + G d G Es el módulo de rigidez al esfuerzo cortante inicial (pendiente de la tangente a la curva ajustada en el origen). Es la resistencia del material a una deformación infinita.τ B Existen varias expresiones eferencia 17), para explic(r suelos. A continu stática de arenae a) Antes del pico máximo, función de sensitividad: ( ) 11 − − ⎤⎡ ⎞⎛ νη *3131 1 ⎥ ⎢ ⎢ ⎢ ⎣ ⎟⎟ ⎠ ⎜⎜ ⎝ +−=− η σσσσ f (3.3.27) ⎥ ⎥ ⎦ b) Después del pico máximo, función de ductilidad y sensitividad: ( ) ( ) ( )[ ] ( ) 111 1 311313131 − −− ∞∞ ⎥⎦ ⎤ ⎢⎣ ⎡ ⎠⎝⎠ ⎜⎜ ⎝ ⎛ −−−+−=− η σσσσσσσσ η Deformación angular natural, que para pequeño (menores a un 10%), se define como: *31 1 ⎥ ⎥ ⎢ ⎢ ⎟⎟ ⎞ ⎜⎜ ⎛ +−+⎟⎟ ⎞ e fe νν η η σσ η (3.3.28) donde: s valores de la deformación 21 εεη −= (3.3.29) S do ε ε2 desviador de falla. 1-σ3)∞ Es el esfuerzo desviador al que tiende la curva de ductilidad a una deformación infinita. ien : Deformaciones lineales principales,1 y menor y mayor, respectivamente. Deformación natural angular al 50% del esfuerzoη∗ σ(
- 72. (σ1-σ3)e Es el esfuerzo desviador al que tiende la curva de sensitividad después del pico, a una deformación infinita. boración con Juárez Badillo, se ha propuesto una sola expresión (Zea, édita) para las tres componentes de la curva esfuerzo-deformación lineal natural que se quiera modelar, como: ν y νe Parámetros de la curva. En cola in ( )∑= − − ⎥⎦⎢⎣ funciones de sensitivid ⎥ ⎥ ⎤ ⎢ ⎢ ⎡ ⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ +−=− 3 1 11 *3131 1 i LHi LH fi j iν ε ε σσσσ (3.3.30) Donde j=+1 para las ad y j=-1 para las de ductilidad. 0.0 0.00 100.0 200.0 300.0 400.0 500.0 600.0 700.0 800.0 0.05 0.10 0.15 0.20 0.25 0.30 εh q DEF. AXIAL DEF. DE SUPERFICIE DEF.SUP.TEO. DEF.AXIAL.TEO. KONDNER (ARENA FINA CON 10% DE FINOS NO PLÁSTICOS PRUEBA CD) igura 3.3.9 anterior se muestra una curva esfuerzo-deformación con uctilidad después del pico ajustada con estas ideas; también se indica su ormación de superficie. Como se observa, es posible predecir la resistencia máxima del material con el ajuste. Asimismo se resenta la curva correspondiente al modelo de Kondn MÉTRICOS ) JUÁREZ BADILLO ión general para el cambio de volumen es: Fig. 3.3.9 Ajuste de Curvas Esfuerzo-Deformación En la f d aplicación para el caso de la def p er. 3.3.4c CAMBIOS VOLU A La ecuac ( ) γ− ⎥ ⎦ ⎤e (3.3.31) D V y V Volum ntilogaritmo del inverso de la deformación o=σco ó σeo Dependiendo del material y tipo de prueba. σ⎢ ⎣ ooV σσαασσσ⎡ −++∆+ = coeoecoocto yyV onde: en final y inicial (ao volumétrica de Henky) σ
- 73. σeo γ Coeficiente de compresibilidad Presión de consolidación equivalente inicial e y Funciones de sensitividad, dadas por:y e β− ⎥ ⎦ ⎤ ⎢ ⎣ ⎡ −= * 1 a a e e y (3.3.32) S xial al 50% del esfuerzo de falla.iendo ea* la deformación natural desviadora a ULO A PARTIR DEL CONCEPTO DE DEFORMACIÓN DE SUPERFICIE l s o ación volumétrica s . FALLA de volumen, a corto y largo plazo. El ea tridimensional de criterio de spacio q´-p´-v, donde: q´=σ1´-σ3´ (3.3.33) p´=(σ1´+σ2´+σ3´)/3 (3.3.34) v=1+e (volumen específico) (3.3.35) entre los comportamientos elás lástico del material, cuya ecuación está dada como: q´ = Mp´ (3.3.36) Donde Pendiente de la envolvente de falla en lor del volumen específico cuando p´= unidad. B) CÁLC Como se vio, al ajustar las curvas esfuerzo-deformación y esfuerzo-deformación de superficie con la teoría de Juárez Badillo modificada (inciso IV.2.2), sumando a d s componentes de deformación se obtiene la deform orre pondiente de acuerdo con lo expuesto en 3.3.3b, inciso Bc .3.4d CRITERIOS DE3 A) TEORÍA DEL ESTADO CRÍTICO Como se mencionó, la teoría del estado crítico relaciona los cambios en el estado e esfuerzos con los consecuentes cambiosd estado crítico supone que el material define una lín falla, conocida como “línea de estado crítico” en el e e = relación de vacíos La línea de estado crítico es la frontera tico y p v = Γ-λ ln p´ (3.3.37) : M el plano p´-q´ Γ Va λ Pendiente de la línea de estado crítico en el plano v-ln p´
- 74. B) JUÁRE ADILLOZ B superficies críticas de falla en pruebas no renadas es a 45º tanto para arcillas normalmente consolidadas como para a) Arcillas normalmente consolidadas Supone que las inclinaciones de las d preconsolidadas. Las expresiones que definen la resistencia están dada por (ref. 9): ( )α φ+⎠⎝ tan 3 1 ifco φ σ σσ −=⎟⎟ ⎞ ⎜⎜ ⎛ − 1 1 tan231 (3.3.38) ) Arcillas preconsolidadasb ( ) ⎭ ⎬ ⎫ ⎩ ⎨ ⎧ ⎥ ⎦ ⎤ ⎢ ⎣ ⎡ +++−− + =⎟⎟ ⎠ ⎞ ⎜⎜ ⎝ ⎛ − α σ σ σ σ φ φ σ σσ αα 111 tan 3 1 1 tan231 rr i co eo eo co fco (3.3.39) donde i=-1 para las pruebas de compresión e i=+1 para las de extensión. αα r r = (3.3.40) Siendo “r” un coeficiente de presión remanente almacenada en el material, que tenderá a liberar en el momento de la falla por el proceso de deformación. .3.5 PRUEBAS D or cuatro aspas unidas a un eje (Foto 3.3.6). perforación por medio de una unión roscada na vez hincada dentro del suelo blando a la profundidad giro a la tubería de perforación para uímetro se mide el momento 3 E CAMPO Las pruebas de campo son la veleta, la prueba de penetración estándar y el cono, cuyo procedimiento se describe a continuación: .3.5a PRUEBA DE VELETA3 La veleta es una pieza constituida p a pieza se conecta a la tubería deL en la parte superior; u rogramada, se aplica en forma gradual unp rebanar un cilindro de suelo; por medio de un torq mpleado. La resistencia al esfuerzo cortante no drenada se determina mediantee la siguiente expresión: C Mmáx =vc máx e por la siguien Donde M s el momento máximo aplicado y C es la constante de la veleta dada te expresión:
- 75. ⎟ ⎠ ⎞⎛2 DH ⎜ ⎝ += 2 DπC 6 iendo D y H las dimensiones del cilindro de suelo cortado por la veleta (Fig. .3.10). S 3 Foto 3.3.6. Veleta de campo Fig.3.3.10 Dimensiones de la veleta ), en el xtremo inferior las dos piezas van unidas mediante mediante una rosca a una la tubería de perforación se enrosca un aditamento especial para que en su io de golpes dados por el martinete al dejarlo caer libremente desde una altura de 76 cm, contando el e para evitar que la zapata de dañe, midiendo la longitud penetrada. puramente friccionantes o con 3.3.2 y 3.3.3 se dica la correlación entre el número de golpes, N, para los 30 cm de penetración stándar y los parámetros de resistencia de suelos gruesos y finos, respectivamente, si bien en suelos cohesivos puede haber una mayor dispersión de los resultados. 3.3.5b PRUEBA DE PENETRACIÓN ESTÁNDAR Este equipo consta de un muestreador partido en media caña (Foto 3.3.7 e zapata de acero de punta cónica filosa; el otro extremo se enrosca a un cabezal que tiene en su interior una esfera de acero para producir succión al momento de extraer la muestra y evitar así que ésta se salga del muestreador. El cabezal se enrosca al extremo inferior de la tubería de perforación. En el extremo superior de interior corra un martinete hueco de 63.5 kg. La prueba consiste en introducir dentro del suelo el penetrómetro estándar por med número de golpes necesario para lograr una penetración de 30 cm intermedios. Si antes de esa longitud de penetración se aplicaron al suelo 50 golpes, la prueba se suspend La prueba permite determinar la compacidad de suelos la sistencia de suelos puramente cohesivos. En la Tablas in e
- 76. Foto 3.3.7 Equipo de penetración estándar N Compacidad φ N Consistencia qu cm2 )relativa (grados) (kg/ 0- 4 4-10 Muy suelta Suelta 25-30 27-32 >30 Dura .0 >4.0 10-30 30-50 >50 Media Densa Muy densa 30-35 35-40 38-43 4-8 8-15 15-30 Media Firme Muy firme 0.50-1.0 1.0-2.0 2.0-4 <2 2-4 Muy blanda Blanda <0.25 0.25-0.50 TABLA 3.3.2. CORRELACIÓN N EN SUELOS GRUESOS vs. φ TABLA 3.3.3. CORRELACIÓN N vs. qu EN SUELOS FINOS as pruebas de cono consisten en hacer penetrar una punta cónica en el suelo y uelo opone a su penetración. A continuación se fricción. a) Punta Delft (Fig. 3.3.11): Consta de un cono de 3.6 cm de diámetro, con un ángulo de ataque de 60º, que va montado en el extremo inferior de una fricción del suelo que trata de confinarla; una barra, 3.3.5c PRUEBAS DE CONO L medir la resistencia que el s describen brevemente los conos mecánico y eléctrico. A) CONO MECÁNICO La punta del cono puede ser de dos tipos, la Delft, que únicamente permite determinar la resistencia de punta y la Begemann, que sirve para determinar las resistencias de punta y funda deslizante de 99 mm de longitud, cuya forma cónica invertida la hace poco sensible a la
- 77. protegida por un cople protector, transmite la fuerza axial de un mecanismo hidráulico que hace penetrar al cono. erior de una funda deslizante de 11.1 cm de longitud y 3.25 cm de diámetro, seguida de una funda deslizante de fricción de 13.3 cm de longitud y 3.6 cm de diámetro; una barra, protegida por un cople protector, transmite la fuerza axial de un mecanismo hidráulico que hace penetrar al cono; una ampliación en la barra permite jalar la funda de fricción. Las presiones requeridas para hacer penetrar el cono dentro del suelo se miden con manómetros; conociendo el área de la celda hidráulica se determina la fuerza mecánica necesaria para hincar el cono o para el cono y funda simultáneamente. La resistencia de punta, qc en kg/cm2 , se determinan como: b) Punta Begemann (Fig. 3.3.11): Consta de un cono de 3.57 cm de diámetro, con un ángulo de ataque de 60º, que va montado en el extremo inf c c c A Q q = (3.3.41) Donde: c Fu el cono, en kg c Área transversal del cono, 10 cm2 . que la miden directamente, se etermina como: Q erza necesaria para hincar A La resistencia de fricción, qs en kg/cm2 , en conos d s s s A F f = (3.3.42) Donde: Fs Fuerza necesaria para hincar la funda del cono, en kg Ac Área lateral de la funda, 150 cm2 . Y en conos que miden la resistencia de punta y fricción, como: s ct s A QR f − = (3.3.43) Siendo Rt la fuerza necesaria para hincar el cono y la funda, en kg.
- 78. ig. 3 unta 3.3.11 Beg a punta del cono eléctrico consta de una celda de carga con dos unidades ensibles instrumentadas con deformímetros eléctricos (Fig. 3.3.12); usualmente ga con resolución de 1 kg, pero en el caso de suelos uros puede alcanzar una capacidad de 5 t con resolución de 2 kg. Normalmente por fricción se mide en la elda superior. También se construyen equipos en los que la segunda celda capta sumatoria de punta y fricción. El cono se hinca en el suelo empujándolo con una cero, en cuyo interior pasa el cable que lleva la señal a la uperficie; la fuerza necesaria para el hincado se genera con un sistema hidráulico a prueba. Las resistencias de punta y fricción se btienen con las expresiones 3.3.41 a 3.3.43. F .3.11 P Delf Fig. Punta emann B) CONO ELÉCTRICO L s tienen 2 t de capacidad de car d tienen un diámetro de 3.6 cm, aunque en suelos blandos se han utilizado diámetros de hasta 7.0 cm. La fuerza que se desarrolla en la punta cónica se mide en la celda inferior y la que se desarrolla en la funda c la columna de barras de a s con velocidad de penetración controlada. La velocidad de hincado del cono es generalmente de 2 cm/s. Para las arcillas de la Ciudad de México se ha adoptado 1 cm/s porque se controla mejor l o
- 79. Fig. 3.3.12 Cono Eléctrico (sección longitudinal) O es no drenadas, cu, puede determinarse mediante la siguiente expresión: C) C RRELACIONES a) Suelos cohesivos.- La resistencia al corte en condicion k c u N q c = Donde: c Resistencia de punta del cono. Nk Coeficiente de resistencia. En la tabla 3.3.4 se presenta una recopilación de valores típicos de Nk. q
- 80. Tabla 3.3.4 Valores típicos del coeficiente Nk Tipo de suelo Nk Forma del penetrómetro Autor Arcilla normalmente consolidada (qc < 20) 15-18 Clásica Mc Carthy Arcilla suave con falla local 10-14 Clásica Mc Carthy Arcilla preconsolidada (qc > 25) 22-26 Clásica Mc Carthy Suelos arcillosos abajo del nivel freático 14 Clásica Begemann Suelos arcillosos blandos 20 Cilíndrica Montañez et al b) Suelos no cohesivos.- En la tabla 3.3.5 se presenta una correlación entre la resistencia de punta del cono, qc, y el número de golpes, N, en la prueba de penetración estándar. Tabla 3.3.5 Correlación del cono con la prueba de penetración estándar Tipo de suelo qc/N Limos, limos arenosos, mezclas limo-arena ivas 2.0 ligeramente cohes Arenas limpias f y arenas 3.5inas a medias ligeramente limosas Arenas gruesas y arenas con algo de grava 5.0 Gravas y gravas arenosas 6.0
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