2-II-CFE_UNAM-PRUEBAS DE LABORATORIO

PRUEBAS DE LABORATORIO PARA DETERMINAR PROPIEDADES DE LOS

SUELOS

Por Juan Manuel Mayoral Villa1

Miguel Pedro Romo Organista2

Luz Catalina Cardona Giraldo3

Yolanda Alberto Hernández3

Rosa Elia Vázquez Monroy 3

José Antonio Gómez Frausto3

Blanca Rosa Cuenca Alfaro3

Elaborado para:

Comisión Federal Electricidad

DICIEMBRE DE 2007

1 Investigador, I de I-UNAM

2Investigador y Coordinador de Geotecnia, I de I-UNAM 3Becarios de Posgrado, I de I-UNAM

PRUEBAS DE LABORATORIO PARA DETERMINAR PROPIEDADES DE LOS SUELOS

ÍNDICE

CAPÍTULO B. GEOTECNI A ....................................................... 1

CAPÍTULO B.2. MECÁNICA DE SU ELOS.......................................1 CAPÍTULO B.2.2. PRUEBAS DE LABORATORIO PARA DETERMINAR PROPIEDADES DE LOS SUELOS ............................. 1

B.2.2.1. DETERMINACIÓN DE PROPIEDADES ÍNDICE.........................1 B.2.2.1.1. Contenido de agua ...................................................................................1 B.2.2.1.2. Granulometría..........................................................................................2 B.2.2.1.3. Límites de consistencia ............................................................................8

B.2.2.1.3.1. Límite líquido .....................................................................................9 B.2.2.1.3.2. Límite plástico .................................................................................. 16 B.2.2.1.3.3. Límite de contracción....................................................................... 17 B.2.2.1.3.4. Índices de consistencia..................................................................... 18 B.2.2.1.3.5. Sensitividad....................................................................................... 19 B.2.2.1.3.6. Actividad........................................................................................... 20

B.2.2.1.4. Densidad de sólidos................................................................................ 21 B.2.2.1.5. Pesos volumétricos ................................................................................. 24 B.2.2.1.6. Relaciones volumétricas y gravimétricas............................................. 25 B.2.2.1.7. Clasificación de suelos según el S.U.C.S .............................................. 27

B.2.2.2. PRUEBAS PARA IDENTIFICAR SUELOS ESPECIALES ........33 B.2.2.2.1. Orgánicos................................................................................................ 33 B.2.2.2.2. Expansivos .............................................................................................. 35 B.2.2.2.3. Dispersivos.............................................................................................. 50 B.2.2.2.4. Colapsables ............................................................................................. 55

B.2.2.3. PRUEBAS PARA CLASIFICAR ENROCAMIENT OS................60 B.2.2.3.1. Granulometría........................................................................................ 60

B.2.2.3.1.1. Equipo............................................................................................... 60 B.2.2.3.1.2. Preparación de la muestra............................................................... 63 B.2.2.3.1.3. Generalidades del procedimiento experimental.............................. 63 B.2.2.3.1.4. Cálculo.............................................................................................. 64

B.2.2.3.2. Abrasión.................................................................................................. 66 B.2.2.3.2.1. Equipo............................................................................................... 66 B.2.2.3.2.2. Preparación de la muestra............................................................... 69 B.2.2.3.2.3. Generalidades del procedimiento experimental.............................. 69 B.2.2.3.2.4. Cálculo.............................................................................................. 69 B.2.2.3.2.5. Precauciones para evitar errores..................................................... 70

B.2.2.3.3. Intemperismo acelerado ........................................................................ 70 B.2.2.3.3.1. Equipo............................................................................................... 70 B.2.2.3.3.2. Preparación de la muestra............................................................... 71 B.2.2.3.3.3. Generalidades del procedimiento experimental.............................. 72 B.2.2.3.3.4. Cálculo.............................................................................................. 73 B.2.2.3.3.5. Precauciones para evitar errores..................................................... 73


B.2.2.3.4. Clasificación de Marsal ......................................................................... 73 B.2.2.4. COMPACTACIÓN............................................................................76

B.2.2.4.1. Métodos de compactación ..................................................................... 79 B.2.2.4.1.1. Por impactos..................................................................................... 79 B.2.2.4.1.2. Proctor estándar............................................................................... 80 B.2.2.4.1.3. Proctor modificada........................................................................... 84 B.2.2.4.1.4. Molde miniatura............................................................................... 84

B.2.2.4.2. Por amasado ........................................................................................... 87 B.2.2.4.3. Por presión estática (prueba estática Porter)...................................... 88 B.2.2.4.4. Por vibración .......................................................................................... 89

B.2.2.5. COMPRESIBILIDAD .......................................................................93 B.2.2.5.1. Ensaye de consolidación ........................................................................ 94 B.2.2.5.2. Consolidación con carga incremental .................................................. 94

B.2.2.5.2.1. Curvas de consolidación ................................................................ 100 B.2.2.5.2.2. Parámetros de compresibilidad ..................................................... 100 B.2.2.5.2.3. Curva de compresibilidad .............................................................. 103 B.2.2.5.2.4. Esfuerzo de preconsolidación........................................................ 103

B.2.2.5.3. Consolidación con velocidad de desplazamiento constante ............. 105 B.2.2.5.4. Factores que afectan la determinación de 'pσ ................................... 108

B.2.2.5.5. Predicción de las curvas de consolidación de campo........................ 111 B.2.2.6. RESISTENCIA AL ESFUERZO CORTANTE............................113

B.2.2.6.1. Pruebas triaxiales de compresión convencionales ............................ 116 B.2.2.6.1.1. Ensaye no consolidado-no drenado (UU) ..................................... 122 B.2.2.6.1.2. Ensaye consolidado-drenado (CD)................................................ 122 B.2.2.6.1.3. Ensaye consolidado- no drenado (CU) ......................................... 123

B.2.2.6.2. Pruebas triaxiales con medición de presión de poro ........................ 127 B.2.2.6.3. Pruebas triaxiales especiales ............................................................... 130

B.2.2.6.3.1. Pruebas drenadas en arcillas saturadas con 1σ constante y 3σ

disminuyendo ..................................................................................................... 130 B.2.2.6.3.2. Prueba no drenada en suelos parcialmente saturados con 1σ constante y 3σ disminuyendo............................................................................ 133

B.2.2.6.3.3. Pruebas en las cuales la falla es causada por incremento de la presión de poro................................................................................................... 134 B.2.2.6.3.4. Pruebas de extensión ..................................................................... 136 B.2.2.6.3.5. Consolidación anisotrópica ........................................................... 139 B.2.2.6.3.6. Medida de la relación de presión de poro B bajo condiciones de relación de esfuerzo controlada. ....................................................................... 141 B.2.2.6.3.7. Medida de la relación de presión de poro B bajo condiciones correspondientes al rápido descenso del nivel de agua.................................... 142 B.2.2.6.3.8. Pruebas de volumen constante ...................................................... 144

B.2.2.6.4. Pruebas con otros equipos................................................................... 145 B.2.2.6.4.1. Ensaye de corte directo .................................................................. 145 B.2.2.6.4.2. Prueba de compresión simple........................................................ 147

B.2.2.7. ENSAYES DINÁMICOS.................................................................149 B.2.2.7.1. Propiedades dinámicas de los suelos .................................................. 149


B.2.2.7.1.1. Módulo de rigidez a deformaciones pequeñas.............................. 149 B.2.2.7.1.2. Módulo de rigidez a deformaciones grandes ................................ 150

B.2.2.7.2. Pruebas de laboratorio para determinar las propiedades dinámicas................................................................................................................................ 153

B.2.2.7.2.1. Ensayes triaxiales de columna resonante ..................................... 155 B.2.2.7.2.2. Ensayes triaxiales cíclicos axiales................................................. 160 B.2.2.7.2.3. Columna torsionante...................................................................... 162 B.2.2.7.2.4. Ensaye de pulsos ultrasónicos ....................................................... 163 B.2.2.7.2.5. Ensaye de elemento piezoeléctrico ................................................ 163 B.2.2.7.2.6. Prueba de corte simple directo cíclico........................................... 164

B.2.2.7.3. Modelos constitutivos más comunes................................................... 165 B.2.2.7.3.1. Modelo elástico lineal .................................................................... 165 B.2.2.7.3.2. Modelo elásto-plástico.................................................................... 166 B.2.2.7.3.3. Modelo hiperbólico ........................................................................ 167 B.2.2.7.3.4. Modelo de Iwan.............................................................................. 168

B.2.2.8. PRUEBAS DE PERMEABILIDAD ...............................................170 B.2.2.8.1. Factores que afectan la permeabilidad de los suelos ........................ 170 B.2.2.8.2. Flujo unidimensional de agua en suelos saturados ........................... 177

B.2.2.8.2.1. Ley de Poiseuille............................................................................. 178 B.2.2.8.2.2. Ley de Darcy................................................................................... 178

B.2.2.8.3. Determinación del coeficiente de Permeabilidad.............................. 181 B.2.2.8.3.1. Permeámetro de carga constante .................................................. 182 B.2.2.8.3.2. Permeámetro de carga variable..................................................... 184

ÍNDICE DE FIGURAS Figura B.2.2.1. Relación entre la granulometría y la susceptibilidad al agrietamiento (Manual CFE, 1980) 3 Figura B.2.2.2. Gráfica para diseño de filtros, (Manual CFE, 1980) 3 Figura B.2.2.3. Relación de la granulometría con el coeficiente de permeabilidad (Manual CFE, 1980). 4 Figura B.2.2.4. Retenido en cada malla (Flores, 2002) 6 Figura B.2.2.5. Curvas granulométricas típicas (Manual CFE, 1980) 7 Figura B.2.2.6. Diferentes estados del suelo 8 Figura B.2.2.7. comportamiento esfuerzo-deformación, según su contenido de agua (Holtz & Kovacs, 1981). 9 Figura B.2.2.8. Suelo en la copa de Casagrande (ASTM D 4318 – 00) 9 Figura B.2.2.9. Curva típica resultante de la determinación del límite líquido (Mendoza, Orozco, 1998) 10 Figura B.2.2.10. Cierre de la ranura después del número de golpes a razón de 2 golpes por segundo (ASTM D 4318 – 00) 11 Figura B.2.2.11. Cono inglés y sueco (Flores, 2002) 13 Figura B.2.2.12. Cono sueco (Flores, 2002) 13 Figura B.2.2.13. Cono inglés (Flores, 2002) 14


Figura B.2.2.14. Corrección de los contenidos de agua de diferentes suelos, secado en HMO y HC (Mendoza y Orozco, 1998) 16 Figura B.2.2.15. Suelo en el límite plástico 16 Figura B.2.2.16. Variación del módulo de rigidez máximo con el esfuerzo efectivo de consolidación (Flores y Romo, 2005). 19 Figura B.2.2.17. Relación del índice de liquidez y la sensitividad (Manual CFE, 1980) 20 Figura B.2.2.18. Procedimiento auxiliar para la identificación de los suelos granulares en el laboratorio 31 Figura B.2.2.19. Procedimiento auxiliar para la identificación de los suelos finos en el laboratorio 32 Figura B.2.2.20. Ejemplos de perfiles de succión. (a) Preconstrucción en temporada seca; (b) preconstrucción en temporada húmeda; (c) postconstrucción por debajo del área cubierta; (d) postconstrucción por encima del nivel freático colgado. 38 Figura B.2.2.21. Ejemplos de fracturas en muros debidas a la expansión tipo domo de suelos de cimentación con expansión y retracción. 40 Figura B.2.2.22. Comportamiento para el método A 42 Figura B.2.2.23. Comportamiento para el método B 42 Figura B.2.2.24. Comportamiento para el método C 43 Figura B.2.2.25. Gráfica tridimensional que ilustra las trayectorias de esfuerzos de la prueba realizada con el método B y su relación con las variables de esfuerzo para un suelo parcialmente saturado (SMMS, UAQ, 2004). 44 Figura B.2.2.26. Muro “zapata” perimetral continuo, utilizado en áreas donde el suelo tiene de bajo a moderado potencial de expansión (SMMS, UAQ, 2004) 46 Figura B.2.2.27. Bulbo de esfuerzos para una zapata estrecha (SMMS, UAQ, 2004) 47 Figura B.2.2.28. Sistema de cimentación a base de losas rígidas (SMMS, UAQ, 2004) 47 Figura B.2.2.29. Distorsión de un montículo que se puede desarrollar bajo la losa (SMMS, UAQ, 2004) 48 Figura B.2.2.30. Método de Thornthwaite (SMMS, UAQ, 2004) 49 Figura B.2.2.31. Distorsión de un montículo que se puede desarrollar bajo la losa (SMMS, UAQ, 2004) 50 Figura B.2.2.32. Características dispersivas y sales disueltas en el agua de poro. 52 Figura B.2.2.33. Correlación entre ESP y pH con características dispersivas. 54 Figura B.2.2.34. Proceso de erosión regresiva que conduce a la tubificación. 55 Figura B.2.2.35. Sifón (sinkhole). 55 Figura B.2.2.36 . Fenómeno de Colapso. 56 Figura B.2.2.37. Incremento de volumen y colapso para un mismo suelo (Jennings y Kenight, 1975). 57 Figura B.2.2.38. Colapso por humedecimiento. 59 Figura B.2.2.39. Cribadora primaria 61 Figura B.2.2.40. Cribadora secundaria 62 Figura B.2.2.41. Curvas granulométricas de materiales de enrocamiento 64 Figura B.2.2.42. Graduación del conglomerado silicificado de El Infiernillo 65 Figura B.2.2.43. Graduación del basalto de San Francisco 65 Figura B.2.2.44. Graduación de la grava y arena de Pinzandarán 66 Figura B.2.2.45. Máquina de Los Ángeles 67 Figura B.2.2.46 Equipo para ensayar gravas a la ruptura 75 Figura B.2.2.47. Rango de variación de los materiales de enrocamiento 75


Figura B.2.2.48. Principio de compactación de suelos 76 Figura B.2.2.49. Curvas esfuerzo-deformación típicas de los suelos compactados 77 Figura B.2.2.50. Curvas típicas de expansión y compresibilidad de los suelos compactados 77 Figura B.2.2.51. Coeficientes de permeabilidad de suelos compactados en el laboratorio y en el campo. 78 Figura B.2.2.52. Efecto del tipo de compactación 79 Figura B.2.2.53. Efecto de la energía de compactación 80 Figura B.2.2.54. Dimensiones y partes del molde tipo Proctor 81 Figura B.2.2.55. Secuencia de apisonado 82 Figura B.2.2.56. Relación entre los límites de consistencia y el contenido de agua óptimo (Prueba Proctor estándar) 83 Figura B.2.2.57. Curva típica de un ensaye de compactación 83 Figura B.2.2.58. Dimensiones del molde de 3.60 cm de diámetro interno y los pisones utilizados. 84 Figura B.2.2.59. Molde con extensión y pisón 85 Figura B.2.2.60. Curvas de compactación con diferentes energías 86 Figura B.2.2.61. Variación del grado de saturación con el contenido de agua 87 Figura B.2.2.62. Cambio de volumen por efecto de esfuerzos cortantes cíclicos 92 Figura B.2.2.63. Asentamiento provocado por la disminución de volumen 93 Figura B.2.2.64. Equipo para el ensaye de consolidación 95 Figura B.2.2.65. Odómetro con carga incremental 96 Figura B.2.2.66. Relación empírica entre el esfuerzo efectivo de preconsolidación y los límites de consistencia 98 Figura B.2.2.67. Definición de cC , rC , sC y p'σ 99

Figura B.2.2.68. Curva típica de consolidación 101 Figura B.2.2.69. Diagrama de fase 103 Figura B.2.2.70. Curva típica de compresibilidad en escala aritmética 103 Figura B.2.2.71. Curva típica de compresibilidad en escala semi-logarítmica 105 Figura B.2.2.72. Esquema idealizado de una prueba tipo VCD 107 Figura B.2.2.73. Efecto de la alteración, durante el muestreo 109 Figura B.2.2.74. Efecto de la relación de incremento de carga, LIR 110 Figura B.2.2.75. Efecto de la duración de la carga en la curva de compresibilidad 111 Figura B.2.2.76. Procedimiento para obtener la curva de compresión virgen de campo para suelos normalmente consolidados 112 Figura B.2.2.77. Procedimiento para obtener la curva de compresión virgen de campo para suelos normalmente consolidados 112 Figura B.2.2.78. Condiciones de carga y esfuerzos impuestos en algunos ensayes de laboratorio utilizados para medir la resistencia del suelo (P.J. Sabatini et al, 2002). 114 Figura B.2.2.79. Ejemplos de ensayes utilizados para determinar la resistencia a lo largo de la superficie de falla en terraplenes y cimentaciones someras (Biscontin, 2001). 115 Figura B.2.2.80. Criterios de falla idealizados para suelos 116 Figura B.2.2.81. (a) Diagrama esquemático del aparato triaxial. (b) Condición de esfuerzos asumido en la cámara triaxial 118 Figura B.2.2.82. Envolvente típica de un ensaye triaxial, tipo UU 120 Figura B.2.2.83. Envolvente típica de un ensaye triaxial tipo CD 120


Figura B.2.2.84. Resultados de ensaye triaxial a compresión tipo CU 121 Figura B.2.2.85. Trayectoria de esfuerzos positiva en cortante no drenado 121 Figura B.2.2.86. Algunos ejemplos de análisis consolidado-drenado para arcillas 123 Figura B.2.2.87. Evolventes típicas de un ensaye triaxial, tipo CU: (a) Envolvente de falla por esfuerzo total, (b) Envolvente de falla por esfuerzo efectivo 124 Figura B.2.2.88. Algunos ejemplos de análisis consolidado-no drenado para arcillas 125 Figura B.2.2.89. Requerimientos esenciales para un panel de presión de poro 128 Figura B.2.2.90. Bloque de montaje para transductor de presión 129 Figura B.2.2.91. Ubicación del transductor de presión para la medida de la presión de poro. 129 Figura B.2.2.92. Prueba drenada con 1σ constante y 3σ disminuyendo. Gráficas de

esfuerzo desviador y cambio de volumen vs deformación para una arcilla normalmente consolidada. 132 Figura B.2.2.93. Prueba drenada con 1σ constante y 3σ disminuyendo. Gráficas de

esfuerzo desviador y cambio de volumen vs deformación para una arcilla altamente preconsolidada. 132 Figura B.2.2.94. Prueba drenada con 1σ constante y 3σ disminuyendo: tasa constante de

deformación. Gráficas de la relación típica del cambio de 3σ entre el cambio de deflexión

del anillo de prueba vs la deformación. 134 Figura B.2.2.95. Esquema del aparato para pruebas en la cuales la falla es causada por el incremento de la presión de poro. 135 Figura B.2.2.96. Prueba en arena suelta saturada en la cual la falla es causada por un incremento de la presión de poro: (a) Esfuerzos efectivos principales mayor y menor, relación de esfuerzos efectivos y (b) Gráfica de cambio de volumen vs deformación. 135 Figura B.2.2.97. Cabezal de carga para pruebas de extensión en muestras de 1.25 cm de diámetro (pisón de 1.27 cm (1/2 pulgada) de diámetro) 136 Figura B.2.2.98. Cabezal de carga para pruebas de extensión en muestras de 3.75 cm de diámetro (pisón de 3.81 cm (1 ½ pulgada)) 137 Figura B.2.2.99.Cabezal de carga para pruebas de extensión en muestras de 10.16 cm (4 pulgadas) de diámetro. 137 Figura B.2.2.100. Prueba de extensión drenada en una arcilla normalmente consolidada. Gráficas de esfuerzo axial y cambio de volumen vs deformación ( 1σ = 2σ =210 kPa). 138 Figura B.2.2.101. Prueba de extensión consolidada-no drenada en una arcilla normalmente consolidada. Gráficas de esfuerzo axial y presión de poro vs deformación ( 1σ = 2σ =210 kPa). 139 Figura B.2.2.102. Consolidación anisotrópica a tasa constante de deformación con relación de esfuerzos principales constantes. Gráfica de la relación típica entre la presión de la celda y la deflexión del anillo de prueba vs deformación. 140 Figura B.2.2.103. Consolidación con factor de seguridad constante. (a) Envolvente de Mohr para la falla y envolvente a ser seguida en la prueba con factor de seguridad, F , constante. (b) Relación entre ( 31 σσ − ) y 3'σ para factor de seguridad constante. 142

Figura B.2.2.104. Medida de la relación de presión de poro B, bajo condiciones correspondientes al descenso del nivel del agua. (a) Cambios en el nivel de agua en un talud aguas arriba, (b) Cambios en esfuerzo total y presión de poro en el aparato triaxial. 144


Figura B.2.2.105. (a) Diagrama esquemático de la sección transversal del aparato de corte directo; (b) Resultados de ensayes típicos (arena densa); y (c) Diagrama de Mohr para especímenes a la misma compasidad relativa. 146 Figura B.2.2.106. Curvas típicas de ensayes de compresión simple 148 Figura B.2.2.107. Módulos de rigidez normalizados para arcillas de la ciudad de México (Romo, 1990). 150 Figura B.2.2.108. Amortiguamientos para arcillas de la ciudad de México (Romo, 1990)151 Figura B.2.2.109. Curvas de módulo de rigidez dinámico normalizado para arcillas 151 Figura B.2.2.110. Curvas de módulo de rigidez dinámico normalizado para arenas 152 Figura B.2.2.111. Curvas de módulo de rigidez dinámico normalizado para arenas 152 Figura B.2.2.112. Curvas de amortiguamiento para arcillas 152 Figura B.2.2.113. Curvas de amortiguamiento para arenas 153 Figura B.2.2.114. Curvas de amortiguamiento para gravas 153 Figura B.2.2.115. Cámara triaxial de columna resonante 155 Figura B.2.2.116. Esquema del equipo de columna resonante. 156 Figura B.2.2.117. Ubicación de la probeta, sistema móvil, bobinas, sensor de desplazamientos y acelerómetro 156 Figura B.2.2.118. Fuerza de torsión aplicada y distorsiones que presenta la probeta durante la etapa de ensaye. 157 Figura B.2.2.119. Curvas de respuesta bajo vibración forzada (Flores et al., 2002) 158 Figura B.2.2.120. Cálculo de parámetros 158 Figura B.2.2.121. Cámara triaxial cíclica típica 160 Figura B.2.2.122. Representación esquemática de configuración del ensaye triaxial cíclico 161 Figura B.2.2.123. Esquema de los ciclos de histéresis generados por el equipo triaxial cíclico 162 Figura B.2.2.124. Representación esquemática del aparato triaxial cíclico torsional hueco. 163 Figura B.2.2.125. Aparato de corte simple cíclico. Espécimen de suelo contenido dentro de la membrana reforzada (Airey y Word, 1987). 164 Figura B.2.2.126. Representación de la relación esfuerzo-deformación para el modelo elástico. 165 Figura B.2.2.127. Representación del comportamiento esfuerzo-deformación cíclico para el modelo elasto-plástico lineal. 166 Figura B.2.2.128. Distribución de anisotrópica de deformaciones, de acuerdo con la inclinación del talud. 167 Figura B.2.2.129. Representación del comportamiento esfuerzo-deformación para el modelo hiperbólico. 168 Figura B.2.2.130. Modelo reológico de Iwan 169 Figura B.2.2.131. Representación de la curva esqueleto para el Modelo de Iwan. 169 Figura B.2.2.132.Forma de las partículas de un suelo grueso 171 Figura B.2.2.133. Relación entre el coeficiente de permeabilidad y la relación de vacíos 173 Figura B.2.2.134. Efecto de una burbuja sobre el flujo del agua por el suelo 174 Figura B.2.2.135. Relación entre el grado de saturación y el coeficiente de permeabilidad 174 Figura B.2.2.136. Influencia de capas muy permeables en el coeficiente de permeabilidad 175


Figura B.2.2.137. Zona I flujo laminar; zona II de transición y zona III de flujo turbulento 176 Figura B.2.2.138. Relación entre la viscosidad dinámica del agua y la temperatura. 177 Figura B.2.2.139. Trayectorias de flujo en el suelo 178 Figura B.2.2.140. Dominio de validez de la Ley de Darcy; el régimen de flujo cambia a turbulento fuera de él. 180 Figura B.2.2.141. Posibles variaciones de la Ley de Darcy a pequeños gradientes. 180 Figura B.2.2.142. Permeámetro de carga constante 184 Figura B.2.2.143. Permeámetro de carga variable 185

ÍNDICE DE TABLAS

Tabla B.2.2.1. Mallas y sus tamaños para el cribado 5 Tabla B.2.2.2. Factores para obtener Límite Líquido del volumen de agua y número de impactos que causan cierre de ranura (ASTM D 4318 – 00) 12 Tabla B.2.2.3. Principales características de los conos usados actualmente (Mendoza y Orozco,) 13 Tabla B.2.2.4. Relación entre los probables cambios de volumen en un suelo y los límites de consistencia (Manual CFE, 1980). 21 Tabla B.2.2.5. Valores típicos de la densidad de sólidos 22 Tabla B.2.2.6. Tamaño de muestra requerida para la determinación de la densidad de sólidos de acuerdo al tipo de suelo 22 Tabla B.2.2.7. Valores del coeficiente de corrección por temperatura ( k ) 23 Tabla B.2.2.8. Valores típicos del peso volumétrico seco y natural para diferentes suelos 24 Tabla B.2.2.9. Nomenclatura 25 Tabla B.2.2.10. Relaciones volumétrico-gravimétricas (Manual CFE) 26 Tabla B.2.2.11. Sistema Unificado de Clasificación de Suelos (S.U.C.S) incluyendo identificación y descripción 28 Tabla B.2.2.12. Propiedades mecánicas de acuerdo al tipo de suelo 29 Tabla B.2.2.13. Propiedades mecánicas de acuerdo al tipo de suelo (continua) 30 Tabla B.2.2.14. Clasificación de las propiedades de suelos orgánicos y turba (Landva et al., 1983). 34 Tabla B.2.2.15. Expansibilidad intrínseca y expansibilidad potencial de minerales de arcilla (Olsen y Mesri, 1970). 36 Tabla B.2.2.16. Ejemplos de las causas de expansión de la cimentación por cambios en la humedad del suelo. 39 Tabla B.2.2.17 Aproximaciones teóricas desarrolladas por diferentes autores 48 Tabla B.2.2.18. Génesis de suelos dispersivos y sódicos. 53 Tabla B.2.2.19. Juego de cribas 60 Tabla B.2.2.20. Hornos para el secado del material 62 Tabla B.2.2.21. Juego de tamices 63 Tabla B.2.2.22. Composición de la muestra de prueba y cargas abrasivas (para granos de tamaño pequeño) 67


Tabla B.2.2.23. Composición de la muestra de prueba y cargas abrasivas (para granos de gran tamaño) 68 Tabla B.2.2.24. Juego de mallas para obtener la graduación de la muestra de prueba 68 Tabla B.2.2.25. Juego de tamices empleado en la prueba 70 Tabla B.2.2.26. Tamaño de la muestra 72 Tabla B.2.2.27. Cantidad de reactivo empleado para preparar la solución de la prueba 72 Tabla B.2.2.28. Clasificación de enrocamientos 74 Tabla B.2.2.29. Método de compactación según el tipo de suelo. 79 Tabla B.2.2.30. Energía de compactación para ensayes tipo Proctor 80 Tabla B.2.2.31. Características de compactación 85 Tabla B.2.2.32. Resumen de pruebas triaxiales en arcillas saturadas (Das, Braja “Principios de ingeniería de cimentaciones) 126 Tabla B.2.2.33. Pruebas de laboratorio para determinar parámetros dinámicos en suelos 154 Tabla B.2.2.34. Ensayes de laboratorio para medir el coeficiente de permeabilidad del suelo 170 Tabla B.2.2.35. Pruebas de permeabilidad factibles de acuerdo al tipo de suelo 182 Tabla B.2.2.36. Valores del coeficiente de permeabilidad para diferentes suelos 186 Tabla B.2.2.37. Valores del coeficiente de permeabilidad para diferentes suelos (continua) 187


1

CAPÍTULO B. GEOTECNIA

CAPÍTULO B.2. MECÁNICA DE SUELOS

CAPÍTULO B.2.2. PRUEBAS DE LABORATORIO PARA DETERMINAR PROPIEDADES DE LOS SUELOS Las muestras alteradas e inalteradas obtenidas durante los trabajos de exploración geotécnica serán enviadas al laboratorio para obtener los parámetros de diseño geotécnico, incluyendo propiedades índice, propiedades mecánicas en condiciones estáticas y dinámicas y propiedades hidráulicas. Trabajos realizados por diferentes investigadores demuestran que las propiedades índice tienen gran influencia en la variación de las propiedades mecánicas, hidráulicas y de compresibilidad de los suelos. Esto implica que se debe hacer un correcto manejo de las muestras inalteradas y determinar las propiedades índice y mecánicas siguiendo las normas establecidas, con el fin de caracterizar adecuadamente los materiales. En éste capítulo se detallan algunos de los aspectos más relevantes a tomar en cuenta cuando se trabaja con los suelos para su caracterización.

B.2.2.1. DETERMINACIÓN DE PROPIEDADES ÍNDICE Para clasificar los suelos de acuerdo al sistema Internacional de Clasificación de Suelos (SUCS) y determinar sus relaciones volumétricas y gravimétricas es necesario determinar una serie de parámetros del suelo denominados “propiedades índice”. La obtención de éstas propiedades permite clasificar el suelo y en ocasiones inferir cualitativamente el comportamiento mecánico del material.

B.2.2.1.1. Contenido de agua La cantidad de agua en peso que posee una muestra de suelo con respecto a su peso seco, expresada en porcentaje, se denomina contenido de agua. El contenido de agua natural de un suelo es el que se obtiene al ejecutar la prueba con muestras que han sido debidamente protegidas, para evitar pérdidas de humedad por secado.

Generalidades del procedimiento experimental El procedimiento para determinar el contenido de agua consiste en secar la muestra previamente pesada ( hw ) dentro de un horno controlado a temperatura constante de 110 ±

5°C hasta que alcance la condición de peso constante. Sin embargo, no es práctico medir varios pesos para determinar si ya se logró dicha condición, por lo que usualmente se asume que después de poner a secar el suelo por un periodo de 18 a 20 hr, la muestra estará en un estado de peso constante, se sacan éstas del horno y se colocan en desecadores, los cuales deben estar tapados para que el suelo no absorba la humedad ambiente. Al finalizar éste proceso se pesa la muestra, con el fin de obtener el peso seco del material ( sW ). Es

importante resaltar que en el caso particular que se tengan suelos con un alto contenido de yeso o suelos orgánicos la temperatura del horno de secado se debe bajar a 60 ± 5°C con el fin de evitar la pérdida de agua molecular. Los errores más frecuentes en la determinación del contenido de agua son los derivados de una variación importante de la temperatura dentro del horno, debido a un control deficiente. La experiencia indica que el método


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descrito para secar las muestras pequeñas de 10 a 200 g es adecuado para trabajos rutinarios de laboratorio, e inclusive para muestras de 1000 g o más. El contenido de agua natural puede alcanzar valores de 1200 a 1400% en arcillas japonesas de 400 a 500 % en arcillas del valle de México y en otras arcillas se obtienen valores menores a 100 % . El valor del contenido de agua se calcula aplicando la siguiente ecuación:

( )100%100(%)S

w

s

sh

W

W

W

WWw =×−= (B.2.2.1)

B.2.2.1.2. Granulometría La distribución granulométrica de un suelo es la distribución cuantitativa del tamaño de las partículas que lo forman. Ésta determinación se hace por cribado a través de mallas para las partículas mayores de 0.074 mm y por sedimentación, usando el hidrómetro, para las partículas menores (método de análisis combinado). La curva granulométrica de los suelos granulares se define en función de los coeficientes de curvatura y uniformidad, y dependiendo de sus valores la muestra de suelo granular se clasifica como bien o mal graduada, y el porcentaje de partículas menores de 0.074 mm (malla 200) permite agruparla como suelo limpio o con fracción fina. La distribución granulométrica de un suelo sirve para evaluar su comportamiento mecánico, para el análisis de susceptibilidad a densificarse y a perder resistencia cuando se sometan a cargas dinámicas, para el análisis del posible agrietamiento de terraplenes, para encontrar el porcentaje de partículas de arcilla de un suelo que se correlaciona a su vez con la actividad de éste, para evaluar la tendencia a la tubificación, para diseñar filtros, etc. Por ejemplo, se han establecido que las arenas susceptibles a la licuación son las que tienen las siguientes características (necesarias pero no suficientes); un diámetro efectivo del suelo, 10D < 0-1 mm; un coeficiente de

uniformidad, uC < 5; una porosidad, n > 44% y una compacidad relativa, rC < 0.4 ó 0.5.

Igualmente, se han determinado relaciones empíricas entre las características granulométricas de los suelos que constituyen un terraplén (dependiendo de la deformabilidad de su cimentación) y la susceptibilidad al agrietamiento como se muestra en la Figura B.2.2.1. Por otra parte la tendencia de los suelos a la tubificación varía con su granulometría y la plasticidad; sin embargo, para suelos finos del tipo de arcillas y de gravas, dichas correlaciones de la parte fina son demasiado conservadoras, puesto que éstos presentan una resistencia inherente a la tubificación. En el caso del diseño de filtros se siguen las siguientes reglas que aunque son conservadoras en la mayoría de los casos pueden ser aceptables:

- El 15D del filtro (i.e. el tamaño de la abertura de la malla por la cual pasa el 15% de

las partículas del material del filtro) debe ser por lo menos igual a 5 veces el tamaño

15D del suelo por proteger y no debe ser mayor de 5 veces el tamaño 85D del

mismo (Figura B.2.2.2).

- Cuando el suelo por proteger contiene un alto porcentaje de grava, el filtro debe diseñarse con base en la porción de suelo de tamaño inferior a 2.5 cm.

- Los filtros no deben contener más de 5% de finos de tamaño inferior a 0.07 mm, y dichos finos no deben ser plásticos.


3

La granulometría está asociada, adicionalmente, a correlaciones empíricas, tales como la ecuación de Hazen, la cual relaciona el diámetro por el cual pasa el 10% del material, 10D y

el coeficiente de permeabilidad de los suelos granulares, como se presenta a continuación:

210100 Dk ⋅= (B.2.2.2)

Los coeficientes de permeabilidad en función del diámetro efectivo se presentan en la Figura B.2.2.3 los cuales se deberán emplear como parámetros conservadores y aproximados exclusivamente con fines de prediseño en las obras. Los valores finales deberán ser obtenidos en el laboratorio o en el campo, empleando los métodos expuestos en B. 2.2.8 y B. 2.1.1 de ayuda de diseño.

de granulometríaIntervalo peligroso

1.190.5900.2970.1490.0740.040.020.010.0050.002

Diámetro de las partículas, en mm

0

50

100

Por

cent

aje

que

pasa

Figura B.2.2.1. Relación entre la granulometría y la susceptibilidad al agrietamiento (Manual CFE, 1980)

85d (filtro) = 0.050

Filtro

85d (suelo) 0.055

=0.008

Suelo

d (filtro) 15

15d (suelo) <5<

d (suelo) 85

15d (filtro)

d (suelo) =

Diámetro, en mm0.01

15

1.0 0.1 0.001

Por

cent

aje

que

pasa

0

20

40

60

80

100

Figura B.2.2.2. Gráfica para diseño de filtros, (Manual CFE, 1980)


4

100

50

10

5

1.0

0.5

0.1 0.5 1.0 5 10Diámetro D10, en mm

Nota: las correlaciones mostradas son para arenas remoldeadas y compactadas y mezclas de grava-arena con los valores Cu indicados

Correlación de valores obtenidos en laboratorio para varios materiales Cu: 2 a 12limitada a D10 / D5 <1.4

Correlación de valores obtenidos enlaboratorio para varios materialesCu: 2 a 12limitado a D10 / D5 <1.4

Fórmula de Hazenlimitada a:0.1<D10 <3mm,Cu<5

Burmister:Cu=1.5, e=0.75Cu= 3, e=0.7

Medición en campo

Medición en laboratorio

Coe

ficie

nte

de p

erm

eabi

lidad

(k)

, en

cm/m

in

e=0.

3

e=0.

4

e=0.

5

e=0.

6

Figura B.2.2.3. Relación de la granulometría con el coeficiente de permeabilidad (Manual CFE, 1980).


5

Generalidades del procedimiento experimental La granulometría de un suelo se puede realizar mediante dos formas: vía seca y vía húmeda. La vía seca generalmente se realiza en gravas y la vía húmeda se realiza en arenas o gravas con alto contenido de finos. En la Tabla B.2.2.1 se presenta la descripción de la malla y la apertura correspondiente en milímetros.

Tabla B.2.2.1. Mallas y sus tamaños para el cribado

Malla No.

Abertura mm

4” 100 3” 75

2 ½” 63 2” 50

1 ¾” 45 1 ½” 37.5 1” 25 ¾” 19 ½” 12.5

No. 4 4.75 No. 5 4.00 No. 6 3.35 No. 7 2.80 No. 8 2.36 No. 10 2.00 No. 12 1.70 No. 14 1.40 No. 16 1.18 No. 18 1.00 No. 20 0.85 No. 25 0.71 No. 30 0.60 No. 35 0.50 No. 40 0.425 No. 45 0.355 No. 50 0.30 No. 60 0.25 No. 70 0.212 No. 80 0.18 No. 100 0.15 No. 120 0.125 No. 140 0.106 No. 170 0.09 No. 200 0.075

Procedimiento vía seca

- Se toma una muestra representativa del suelo mínimo de 300 g para que se considere representativa del lugar.

- Se mezcla el material y se efectúa un primer cuarteo, separándose en cuatro partes con ayuda de una regla. Se toman dos partes opuestas por el vértice. Si la muestra


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todavía es demasiado grande, se efectúa un segundo o más cuarteos para obtener una muestra manejable.

- Se verifica que las mallas no contengan material, si existe se limpian con la brocha y con el cepillo de alambre cuidando que no se amplíen las aberturas de las mallas más finas. Se ordenan las mallas, de la más pequeña a la más grande, de abajo hacia arriba, en la parte inferior se coloca una charola.

- Se vierte el suelo en la malla superior, es decir, la de mayor tamaño

- Se agita con ayuda de la máquina vibradora por dos minutos. Si no se está satisfecho con el cribado, se puede volver a agitar.

- Se toma y se pesa el material retenido en cada malla (Figura B.2.2.4)

Retenido Retenido Retenido Retenido Malla 1 ½” malla 1” malla ¾” malla 4

Figura B.2.2.4. Retenido en cada malla (Flores, 2002)

Con los pesos retenidos en cada malla se puede calcular los porcentajes de material que pasan por cada malla y se construye la curva granulométrica el cual tiene en el eje horizontal los tamaños de partícula y en el eje vertical el por ciento que pasa.

Procedimiento vía húmeda

- Se toma una muestra representativa del suelo y se disgrega el material

- Se deja saturar durante 24 hrs

- Se coloca más agua y se agita el suelo, para que la parte fina quede en suspensión en el agua.

- Se vierte el agua con los finos en suspensión en la cubeta

- Se repiten los pasos 3 y 4 hasta que el agua no contenga sólidos en suspensión

- Se coloca la malla de mayor abertura sobre una charola metálica con agua y se vierte en la malla el suelo.

- Con ayuda de la brocha se hace pasar el suelo a través de la malla, el material que pasa se queda en la charola que posteriormente se pasará por una malla de menor abertura.

- El suelo retenido se coloca en una cápsula de vidrio o se deja en la malla que lo retuvo y posteriormente se seca en el horno de convección.

- Se repite desde el paso 6 hasta que se halla pasado el suelo por la malla N° 200


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- El suelo que se quedó en la charola se deposita en la cubeta de plástico y se deja sedimentar

- Con una manguera se efectúa un sifón invertido para extraer el exceso de agua.

- Se coloca el material de la cubeta en un refractario y se coloca en el horno para su secado.

- Se pesa el suelo retenido en las mallas y el que pasó la malla N° 200

- Para cada malla se deberá anotar el peso del material retenido que se obtenga

El cálculo de la prueba se hace siguiendo los pasos:

- Se calcula el porcentaje respecto al peso total de la muestra de los materiales retenidos en las mallas usadas y el menor que el diámetro calculados en la prueba del hidrómetro.

- Se calcula el porcentaje acumulado del material que ha pasado por cada malla y menor que el diámetro calculado en la prueba de hidrómetro.

- Se dibuja la curva granulométrica, utilizando papel semilogarítmico colocando en las abscisas el diámetro y en las ordenadas el porcentaje acumulado que pasa.

En la Figura B.2.2.5 se presentan las curvas granulométricas que resultaron de probar varios tipos de suelos y la forma de obtener los parámetros 10D , 30D y 60D necesarios para

calcular los coeficientes de uniformidad y curvatura que se definen como:

10

60

D

DCu = (B.2.2.3)

( )1060

230

DD

DCc ×= (B.2.2.4)

0.001

100

80

60

40

20

0

Por

cent

aje

en p

eso,

men

or

0.11.010D10D30D60

0.01

que

un c

iert

ro ta

mañ

o

Tamaño, en mm

uniformeArena

graduadoSuelo bien

Valle de MéxicoArcilla del

Figura B.2.2.5. Curvas granulométricas típicas (Manual CFE, 1980)


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B.2.2.1.3. Límites de consistencia Cuando existen minerales de arcilla en un suelo de grano fino, éste puede ser remodelado en presencia de alguna humedad sin desmoronarse. Ésta naturaleza cohesiva es debida al agua adsorbida que rodea a las partículas de arcilla. A muy bajo contenido de agua, el suelo se comporta como un sólido frágil. Cuando el contenido de agua es muy alto, el suelo fluye como un fluido viscoso; por tanto, dependiendo del contenido de agua, se separa en cuatro estados básicos esquemáticamente, denominados sólido, semisólido, plástico y fluido viscoso como se puede observar en la Figura B.2.2.6. El contenido de agua, en porcentaje, en el que la transición de estado sólido a semisólido tiene lugar, se define como el límite de contracción. El contenido de agua en el punto de transición del estado semisólido a plástico es el límite plástico ( Pw ), y del estado plástico a líquido es el límite líquido ( Lw ). Esos límites se conocen también como límites de Atterberg. Los límites líquidos y plástico de una muestra se determinan para clasificar en forma apropiada su compresibilidad a intervalos regulares con las muestras que no han sido sujetas a secado, después de la extracción en el campo, con el fin de obtener la variación de las propiedades de los diferentes estratos. Los límites son determinados por el contenido de agua expresado en por ciento del peso seco.

Estado líquido, con las propiedades y apariencias de una suspensión

Estado semi-líquido, con las propiedades de un fluido viscoso

Estado líquido, con las propiedades y apariencias de una suspensión

Estado plástico, el suelo se comporta plásticamente

Estado sólido, el volumen del suelo no varia con el secado

Estado semi-sólido, el suelo tiene apariencia de un solido pero todavía

disminuye su volumen al estar sujeto a secado

(Disminuye)

WL

WP

WC

w

PI

Figura B.2.2.6. Diferentes estados del suelo

Donde: w : Contenido de agua

Lw : Límite líquido

Pw : Límite plástico PI : Índice de plasticidad

La clasificación de los suelos según sus límites de consistencia se basa en el empleo de la carta de plasticidad, que relaciona el límite líquido, en las abscisas y el índice de plasticidad, que se obtiene de la diferencia entre el límite líquido y límite plástico, en las ordenadas. La carta se divide en 4 zonas principales por medio de dos rectas, la primera


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corresponde a la ecuación: ( )2073.0 −⋅= LP wI y la segunda definida a la ecuación

50=Lw . A cada una de éstas zonas definidas les corresponden suelos con diferentes características de compresibilidad (Figura B.2.2.7).

τ τ τ

γ γ γ

Relación esfuerzo- deformación w < w P

w ≅ wP

w ≅ wL

w > w L

Figura B.2.2.7. comportamiento esfuerzo-deformación, según su contenido de agua (Holtz & Kovacs, 1981).

El límite de contracción, es la frontera entre el estado sólido y el semisolido; el límite plástico, es la frontera entre el estado semisólido y el estado plástico y el límite líquido, es la frontera entre el estado plástico y el semilíquido.

B.2.2.1.3.1. Límite líquido

El límite líquido ( Lw ) expresa el contenido de agua en porcentaje a partir del cual, cualquier incremento en la cantidad de ésta, producirá que un suelo en estado plástico plástico se comporte como un líquido viscoso, e indica la cantidad de agua necesaria para que el suelo remoldeado tenga una resistencia al corte mínima. En laboratorio se determina como el contenido de agua para el cual se cierra una ranura de ½”, en una muestra remoldeada, colocada en la cazuela de bronce (Figura B.2.2.8), al someterla a 25 impactos. Por consiguiente, un límite líquido alto indica que al suelo se le debe agregar gran cantidad de agua para degradar su resistencia hasta la mínima.

Figura B.2.2.8. Suelo en la copa de Casagrande (ASTM D 4318 – 00)

El suelo en el intervalo entre el limite liquido y el plástico no presenta rebote elástico al determinarlo, no se agrieta ni se desplaza.


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Generalidades del procedimiento experimental El límite líquido se define como el contenido de humedad por debajo del cual se comporta como un material plástico. En éste nivel de contenido de humedad el suelo está en el vértice de cambiar su comportamiento al de un fluido viscoso. Para la determinación del límite líquido se puede utilizar la copa de Casagrande, método de percusiones, o el de cono sueco o inglés Figura B.2.2.9.

Copa de Casagrande Cono (sueco o ingles)

Límite líquido Copa de Casagrande

Arcilla de la ciudad de México

Secado en HC

Número de glpesCurva de fluidez obtenida con la copa de

Casagrande para un suelo arcilloso de la ciudad de México

Con

teni

do d

e ag

ua, w

(%)

Copa de

Casagrande

5 10 15 20 25 30 40320

370

420

450

Límite líquido Cono sueco

Arcilla de la ciudad de México

Cono sueco

Con

teni

do d

e ag

ua, w

(%)

Secado en HC

Penetración del cono, mm

Curva de fluidez obtenida con el cono sueco para un suelo arcilloso de la ciudad de México

5 10 15 20

250

300

350

400

200

Figura B.2.2.9. Curva típica resultante de la determinación del límite líquido (Mendoza, Orozco, 1998)

Por percusiones (copa de Casagrande) Se debe pulverizar una cantidad suficiente de suelo secado al aire, para obtener una muestra representativa del material que pasa a través de la malla 40, de alrededor de 250 + 10 g. Se debe verificar que la altura de la máquina del límite líquido que se va a utilizar sea exactamente de 1 cm. Para ejecutar la prueba (SRH, 1970) dentro del cuarto húmedo, se mezcla la muestra sobre un vidrio plano, añadiendo una pequeña cantidad de agua y mezclando cuidadosamente hasta obtener un color uniforme. Cuando el color es uniforme en toda la mezcla y ésta adquiere una apariencia cremosa, su estado es adecuado. Cuando se encuentre el suelo en un punto de consistencia tal que permita un número de golpes para


11

la falla en el rango de 30 a 40, se remueve la cazuela de bronce del aparato de límite líquido y coloca dentro de la cazuela una pequeña cantidad de suelo hasta la profundidad adecuada, se debe emparejar la superficie de la pasta de suelo cuidadosamente con una espátula y mediante el uso de la herramienta ranuradora, se corta una ranura clara, recta, que separe completamente la masa de suelo en dos partes. Si se utiliza la herramienta de Casagrande, se debe mantener firmemente perpendicular a la tangente instantánea a la superficie de la cazuela y la herramienta, de forma que la profundidad de la ranura sea homogénea en toda su longitud. El suelo no debe ser alterado por los “hombros” de la herramienta ranuradora. Después de hacer la ranura, se debe retornar rápidamente la cazuela a su sitio y se actúa la manija del aparato a razón de 2 golpes por segundo, haciendo el conteo de golpes hasta que la ranura se cierre en una longitud de 1.3 cm (Figura B.2.2.10). Una vez establecido el número de golpes, se procede a tomar una muestra para obtener el contenido de agua, asegurándose que ésta corresponda a la zona donde se cerró la ranura. Para la estimación del siguiente punto se debe añadir una pequeña cantidad de agua al vidrio de preparación de suelo y mezclar cuidadosamente con el suelo hasta obtener una coloración homogénea y consistencia para obtener un número de golpes entre 25 y 30 aproximadamente.

Figura B.2.2.10. Cierre de la ranura después del número de golpes a razón de 2 golpes por segundo (ASTM D 4318 – 00)

Repetir la secuencia para dos ensayos adicionales con número de golpes entre 20 y 25 y entre 15 y 20, respectivamente para un total de cuatro determinaciones en el ensayo. No es aconsejable dejar la muestra de suelo en la cazuela de bronce por un periodo de tiempo muy largo, esto podría permitir el desarrollo de adhesión entre el suelo y la cazuela. Con los contenidos de agua obtenidos, se dibuja la gráfica número de golpes versus contenido de agua en escala semilogarítmica y se determina el contenido de agua correspondiente a 25 impactos. La gráfica resultante (Figura B.2.2.9) será aproximadamente una línea recta llamada curva de fluidez cuya ecuación es:

CNFw w += log (B.2.2.5)

Donde: w : contenido de agua


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wF : índice de fluidez que es igual a la variación de w en un ciclo de escala logarítmica

N : número de golpes C : constante igual a la ordenada correspondiente a 1 golpe

Para determinar el límite líquido se pueden emplear las siguientes expresiones:

121.0

25⎟⎠⎞⎜⎝

⎛⋅= Nww nn

L (B.2.2.6)

nnL wKw ⋅= (B.2.2.7)

Donde: n

Lw : Un punto el límite líquido para el ensayo dado, %, N : Número de golpes que causan cierre de la ranura para ensayo dado,

nw : Contenido de agua para el ensayo dado, %, y K : factor medido en la Tabla B.2.2.2

Tabla B.2.2.2. Factores para obtener Límite Líquido del volumen de agua y número de impactos que causan cierre de ranura (ASTM D 4318 – 00)

N (Número de impactos)

K (Factor del Límite Líquido)

20 0.973

21 0.979

22 0.985

23 0.990

24 0.995

25 1.000

26 1.005

27 1.009

28 1.014

29 1.018

30 1.022

Conos penetrantes (cono sueco e inglés) Se puede utilizar otra técnica para la determinación del límite líquido por medio de un cono que penetra en un suelo a partir de una posición en reposo. Se coloca la punta del cono que toque la superficie enrasada del suelo a probar, se deja que éste penetre por peso propio durante 5 s la penetración depende del contenido de agua (Tabla B.2.2.3).


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Tabla B.2.2.3. Principales características de los conos usados actualmente (Mendoza y Orozco,)

Tipo de cono Ángulo del cono grados Masa del cono

(g)

Penetración para

el Lw (mm) Sueco 60 60 10 Ingles 30 80 20 Ruso 30 76 10

Inst. Tec. Georgia 30 75 10 Indio 31 148 25.4

El aparato utilizado consta de un pedestal con un brazo ajustable verticalmente, en el que se coloca el cono para que toque la superficie del suelo; el aparato tiene un dispositivo para dejar caer el cono, puede ser una bobina electromagnética (Figura B.2.2.11).

Figura B.2.2.11. Cono inglés y sueco (Flores, 2002)

Cono sueco: es un cono que tiene 60° en el ápice y 60 g de peso(Figura B.2.2.12), la determinación del límite líquido se define como el contenido de agua que tiene el suelo cuando el cono penetra 10 mm.

Previo a la penetración al momento de leer la penetración

Figura B.2.2.12. Cono sueco (Flores, 2002)


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Cono inglés: es un cono que tiene 30° en el ápice y 80 g de peso (Figura B.2.2.13), el límite líquido cuando se utiliza éste cono se define como el contenido de humedad que tiene el suelo cuando el cono penetra 20 mm.

Previo a la penetración al momento de leer la penetración

Figura B.2.2.13. Cono inglés (Flores, 2002)

Al igual que en el método de la copa de Casagrande se deben efectuar varias pruebas, ya que lograr la humedad para que el cono penetre lo indicado en cada caso es por prueba y error, por lo que se procede a realizar una gráfica de fluidez de la penetración del cono (en el eje de las abscisas) en escala logarítmica contra el contenido de agua (en el eje de las ordenadas); se realizan varias pruebas con diferentes contenidos de agua.

Factores que influyen en la determinación del límite líquido Entre los diferentes factores que afectan los resultados obtenidos al ensayar suelos remoldeados en la copa de Casagrande, propios del equipo y causados involuntariamente por el operador, se encuentran los siguientes (Mendoza y Orozco, 1998)

- Variación en las dimensiones estandarizadas

- Desgaste de la superficie de la copa, que dificulta el deslizamiento del suelo

- Variación de la altura de caída de la copa

- Tipo de material del ranurador (Casagrande ASTM)

- Dimensiones del ranurador

- La posible presencia de burbujas en la masa de suelo

- Lugar donde se coloque la copa

- Ambiente de la prueba (dentro o fuera del cuarto húmedo)

- Peso de la muestra en la copa

- Espesor de la muestra en la copa

- Número de pasadas de la espátula al depositar la muestra en la copa

- Número de pasadas del ranurador para formar la ranura

- Tiempo de ejecución

- Velocidad con la que se aplican los golpes


15

- La longitud cerrada de la ranura

- Desgaste de la base

- Experiencia del operador

Para conos penetrantes:

- Variación en el peso del cono

- La posible penetración o separación del cono en el suelo antes de la prueba

- Variación en el ángulo del cono

- Acabado superficial del cono

- Variación en el ángulo del cono

- La posible presencia de burbujas en la masa de suelo

- Ambiente de la prueba (dentro o fuera del cuarto húmedo)

- Precisión en la medición de la penetración

- Tiempo para la lectura de la penetración

- Experiencia del operador

La copa de Casagrande tiene mayor número de factores que eventualmente pueden influir en los resultados, a diferencia de los conos penetrantes. Secado en horno de microondas (HMO) y en el horno convencional (HC) Las cantidades reducidas de MHI (masa húmeda inicial, en g) tanto en el HMO como en el HC, son similares para la técnica de la copa como para los conos, los resultados se pueden ver con la respectiva ecuación de correlación.

11129.099723.0 −= HMOHC ww (B.2.2.8)

Donde: [ ]%365%30 ⟨⟨ HMOw

99983.0=r El uso del HMO para la determinación del contenido de agua facilita gradualmente las pruebas de rutina en el laboratorio y en el campo, agilizando el control de calidad de los procesos de compactación; los resultados son de hecho los mismos y a un menor costo, además de la rapidez y oportunidad que no brinda el HC Figura B.2.2.14. Reuniendo las técnicas alternativas para la determinación del límite líquido y el secado del suelo mediante un horno de microondas casero, se pueden obtener resultados en aproximadamente 45 minutos.


16

Contenido de agua, w (%)

Microndas vs Convección

Horno de microndas

Suelos:H

orno

de

conv

ecci

ón

San Vicente

400

Chicoasén

Caolin

La Peña

Bent

Eba Tlah

Nec, SAA

300

200

100

0

0 50 100 150 200 250 400350300

Figura B.2.2.14. Corrección de los contenidos de agua de diferentes suelos, secado en HMO y HC (Mendoza y Orozco, 1998)

B.2.2.1.3.2. Límite plástico

El límite plástico ( Pw ) se define como el contenido de agua con el que se rompe en fragmentos de 1.0 cm, un rollo de 0.32 cm (1/8") de diámetro, formado con un suelo al rodarlo con la palma de la mano sobre una superficie plana (Figura B.2.2.15).

3.20 mm. (1/8")

Figura B.2.2.15. Suelo en el límite plástico

Generalidades del procedimiento experimental La preparación de la muestra es idéntica a la que se realiza para la obtención del límite líquido 2.1.3.1. El procedimiento (SRH, 1970), consiste en seleccionar 20 g de la muestra sobre el vidrio y enrollar el suelo con la mano extendida, con presión suficiente para moldearlo en forma de cilindro o hilo de diámetro uniforme por la acción de unos 80 a 90 movimientos de mano por minuto. Cuando el diámetro del hilo o cilindro de suelo llegue a 0.32 cm, se debe romper en pequeños pedazos, y con ellos moldear nuevamente unas bolas o masas, que a su vez vuelvan a enrollarse. El proceso de hacer bolas o masas de suelo y enrollarlas debe continuarse alternativamente hasta cuando el hilo o cilindro de suelo se rompa bajo la presión de enrollamiento y no permita que se le enrolle adicionalmente. Si el cilindro se desmorona a un diámetro superior a 0.32 cm, ésta condición es satisfactoria para definir el límite plástico si el cilindro se había enrollado con anterioridad hasta más o menos 0.32 cm. La falla del cilindro se puede definir simplemente por separación en pequeños pedazos, por desprendimiento de escamas de forma tubular (cilindros huecos) de


17

dentro hacia a fuera del cilindro o hilo de suelo o por pedacitos sólidos en forma de barril de 1 cm de largo. Es recomendable la operación con tres fracciones de la muestra para promediar el valor. El contenido de agua correspondiente, define el límite plástico.

B.2.2.1.3.3. Límite de contracción La masa de suelo se contrae conforme se pierde gradualmente el agua del suelo. Con una pérdida continua de agua, se alcanza una etapa de equilibrio en la que más pérdida de agua conducirá a que no haya cambio de volumen. El contenido de agua, en porcentaje, bajo el cual el cambio de volumen de la masa de suelo cesa, se define como límite de contracción ( sw ).

Generalidades del procedimiento experimental Se toman alrededor de 40 g de suelo, que pase a través de la malla 40, y se mezcla cuidadosamente con agua hasta lograr una pasta cremosa que pueda colocarse dentro del recipiente de contracción sin dejar ningún vacío. La consistencia del suelo deberá obtenerse utilizando un contenido de agua cercano o algo superior al límite líquido del suelo. El recipiente debe estar recubierto ligeramente en el interior con grasa, para prevenir que el suelo se adhiera al recipiente y/o se formen grietas durante el secado. Se pesa el recipiente vacío y registra su peso. El proceso de llenado del recipiente se realiza en tres capas colocando aproximadamente 1/3 de la cantidad de suelo seco necesaria para llenar el recipiente cada vez y golpeando suavemente sobre una base firme hasta que el suelo fluya dentro del recipiente y se note la ausencia total de burbujas de aire. Se repite la misma operación con la segunda y tercera capa. Al terminar se debe enrasar cuidadosamente el suelo dentro del recipiente utilizando una espátula de tamaño mediano, y a continuación se pesa el recipiente con el suelo húmedo. Posteriormente se deja secar al aire en el laboratorio hasta que su superficie cambie a un color muy claro (del orden de 6 a 8 horas para evitar agrietamiento y ebullición del suelo en el horno). A continuación introduzca la muestra en un horno a temperatura constante 110 ± 5 °C hasta obtener un peso constante (18 a 20 horas). Subsecuentemente se saca el recipiente con el suelo seco del horno y se obtiene su peso seco. Para efectos de cálculo es necesario conocer el volumen del recipiente de contracción; para lo cual es necesario llenar el recipiente de contracción o hasta que se derrame ligeramente con un fluido que tenga un peso volumétrico conocido, fluidoγ y que

nos sea absorbido por el suelo. A continuación se debe colocar el recipiente lleno sobre un vidrio pequeño tipo vidrio de reloj y presionarlo por encima utilizando una lámina de vidrio gruesa con el fin de que la superficie del fluido empareje y se remueva el exceso. En seguida se debe pesar el plato o recipiente de contracción más el fluido y se calcula el volumen basado en el peso volumétrico para el fluido, así:

fluidofluidoinicialrecipiente WVV γ== (B.2.2.9)

Para determinar el volumen de la pastilla o galleta de suelo seco, finalV se llena igualmente

el recipiente de vidrio que forma parte del equipo de límite de contracción con un fluido que tenga un peso volumétrico conocido, fluidoγ y que nos sea absorbido por el suelo. A

continuación se debe tomar la placa de vidrio y hacerla ejercer presión de forma que el fluido en exceso se derrame del recipiente y se debe registrar el peso del recipiente de


18

vidrio lleno de fluido. Posteriormente se debe colocar sobre la superficie de fluido la galleta de suelo seco y tratar de retirar un volumen aproximadamente igual al de la galleta de suelo seco del fluido, por sifonamiento. A continuación se debe tomar la placa de vidrio provista con tres apoyos, colocar los apoyos o puntas sobre la superficie lateral de la galleta de suelo y sumergirla permitiendo que el fluido en exceso se derrame siendo desplazado fuera del recipiente de vidrio. Cuando el recipiente de vidrio se encuentre exactamente lleno con el fluido, la galleta de suelo, y los tres apoyos de la placa de vidrio, se deben retirar la placa de vidrio y la galleta de suelo, y se procede a registrar el peso del recipiente de vidrio y el fluido remanente. La diferencia entre éste peso y el anterior que corresponde al recipiente de vidrio lleno con fluido, es el peso de fluido ( pesoΔ ) desplazado por la galleta de suelo

seco. El volumen finalV de la galleta de suelo es:

fluidopesofinalV ρΔ= (B.2.2.10)

Como el ensayo comienza en una situación de saturación total y se supone que el suelo permanece saturado hasta el límite de contracción, el cambio de volumen en el suelo es:

finalinicial VVV −=Δ (B.2.2.11)

El contenido de agua en el límite de contracción:

s

w

s

wos W

V

W

Wwww

γΔ−=Δ−= (B.2.2.12)

Donde:

ow : contenido de agua por debajo del cual no se presentan cambios de volumen

wγ : peso volumétrico del agua

wW : peso del agua

sW : peso de los sólidos

B.2.2.1.3.4. Índices de consistencia

Índice de plasticidad El índice de plasticidad ( PI ) se define como el intervalo de contenidos de agua donde el suelo exhibe propiedades plásticas.

pL wwPI −= (B.2.2.13)

En la Figura B.2.2.16 se aprecia de forma clara la influencia tanto del esfuerzo efectivo como del índice de plasticidad. Al incrementarse el esfuerzo efectivo, crece el módulo de rigidez y al aumentar el índice de plasticidad disminuye de manera importante el módulo de rigidez, lo cual coincide con lo reportado por Romo (1995). Mientras una probeta sometida


19

a un esfuerzo de 0.4 MPa tiene un módulo de rigidez máximo de 280 MPa para un valor de PI de 16%, al aumentar PI a 61%, el módulo se reduce a 90 MPa; es decir, una tercera parte. Esto último corrobora que al incrementarse el índice de plasticidad no solamente se amplía el intervalo de comportamiento elástico del suelo, sino que provoca que el módulo de rigidez máxima disminuya significativamente.

0

50

100

150

200

250

300

0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1

Esfuerzo de consolidación, σ' (MPa)

Mód

ulo

de r

igid

ez m

áxim

a, G

máx

(M

Pa)

16.59

20.08

34.21

40.40

45.26

50.45

51.51

60.92

PI

Prof.: 9.5-22.5 m

PI (%)

Figura B.2.2.16. Variación del módulo de rigidez máximo con el esfuerzo efectivo de consolidación (Flores y Romo, 2005).

Índice de fluidez

Se define índice de fluidez ( wF ) como la pendiente de la curva de fluidez. Se obtiene de la

gráfica semi-logarítmica, determinada en la obtención del límite líquido, calculando la diferencia de contenidos de agua correspondientes a un ciclo de la escala logarítmica.

Índice de contracción

El índice de contracción ( CI ) se define como el intervalo de contenidos de agua para los

cuales el suelo exhibe un comportamiento semi-sólido

SPC wwI −= (B.2.2.14)

Índice de liquidez

El índice de liquidez ( wI ) se define como la relación que existe de la diferencia entre el

contenido de agua natural menos el límite plástico sobre el índice de plasticidad.

p

pw I

wwI

−= (B.2.2.15)

B.2.2.1.3.5. Sensitividad En general, los resultados que se obtienen en la determinación de los límites de consistencia se pueden correlacionar con diferentes propiedades mecánicas del suelo. En la Figura B.2.2.17 se presenta la relación entre el índice de liquidez y la sensitividad.


20

1.5

Índice de liquidez

201.00.50-0.21

2

5

10

20

50

100

200

Iw = w-wp

wL-wp

St = resistencia en estado inalteradoresistencia en estado remoldeado

1.00de 1.00 a 2.00

St Tipo de arcilla

no sensitivo

de 2.00 a 4.00de 4.00 a 8.00

de baja sensitividadde mediana sensitividadsensitivaarcilla extra-sensitivaarcilla sumamente sensitiva

Sen

sitiv

idad

(S

t)

> 8> 16

Figura B.2.2.17. Relación del índice de liquidez y la sensitividad (Manual CFE, 1980)

B.2.2.1.3.6. Actividad

La actividad ( cA ) se define como la relación entre el índice de plasticidad y el porcentaje

de partículas de arcilla (c ). Es la pendiente de la línea que relaciona la pendiente con la línea de plasticidad con el porcentaje de finos menor a 2た micras, Seed, Woodwald y Lundgren (1964) estudiaron las propiedades plásticas de varias mezclas de arena y arcilla preparadas artificialmente y concluyeron que aunque la relación entre el límite de plasticidad y el porcentaje de finos es igual, no siempre pasa por el origen y entonces la actividad se define con una de las siguientes ecuaciones:

c

IA p

c = (B.2.2.16)

9−=c

IA p

c (B.2.2.17)


21

La Tabla B.2.2.4, presenta la relación que existe entre cambio volumétrico de un suelo y los valores de los límites de consistencia.

Tabla B.2.2.4. Relación entre los probables cambios de volumen en un suelo y los límites de consistencia (Manual CFE, 1980).

Contenido coloidal (porcentajes menores de

0.001 mm)

Índice de plasticidad

Límite de contracción en

porcentaje

Probable expansión*porcentaje total de volumen (seco a saturado)

Expansividad

> 28 > 33 < 11 > 30 Muy alta

20 - 31 25 - 41 7 - 21 20 - 30 alta

13 - 23 15 - 28 10 - 16 10 - 20 media

< 15 < 18 > 15 < 10 baja

* Basado en una presión vertical de 0.07 kg/cm2 (Manual CFE, 1980)

B.2.2.1.4. Densidad de sólidos La densidad de sólidos de una muestra de suelo es necesaria para evaluar las relaciones volumétrico-gravimétricas y se puede correlacionar con la composición mineralógica de las partículas del suelo (Tabla B.2.2.5). La densidad de sólidos ( sG ) o peso específico relativo

se define como la relación entre el peso específico de la materia de las partículas del suelo y el peso específico del agua destilada a 4 °C, en la mayoría de los suelos la densidad de sólidos varía entre los valores de 2.6 y 2.9. Suelos con abundante contenido de hierro puede llegar a 3 y en suelos orgánicos como la turba se han llegado a medir valores de 1.5 (Flores, 2002). En la práctica las mediciones se efectúan temperatura ambiente y se hace la corrección necesaria. Para la determinación se utilizan muestras alteradas y de acuerdo al tipo de suelo, la Tabla B.2.2.6 muestra la cantidad de muestra necesaria:

Generalidades del procedimiento experimental Para el caso de suelos cohesivos y arenas finas el procedimiento consiste en dejar reposar el material durante 24 h; se mezcla entre 50 y 60 g (el peso exacto no es importante en éste punto) de suelo que pasa la malla 4 con agua hasta formar una pasta, colocarla con agua suficiente para tener un volumen aproximado de 150 cm3 en el vaso del agitador mecánico y agitarla durante 15 min. Con la ayuda de un embudo se introduce la mezcla en el matraz previamente calibrado, se agrega agua desaireada hasta más o menos 2/3 de su capacidad, se coloca a baño María para posteriormente desairear la mezcla, se aplica vacío al matraz durante 30 minutos para sacar las burbujas de aire, manteniendo éste tiempo el matraz a baño maría. Durante éste tiempo, el matraz se puede mover hacia los lados y circularmente para facilitar el proceso, de desaireado. Luego se debe añadir cuidadosamente agua con ayuda de una pipeta, inclinando el matraz, para que el agua escurra por las paredes. Se deja reposar por 24 horas para que se sedimente el suelo (si en éste tiempo no se a logrado la sedimentación, se agregan de 4 a 8 gotas de mezcla crómica diluida en agua). Se afora el matraz hasta el nivel de la marca de aforo se pesa el matraz con el suelo y el agua hasta el


22

nivel de aforo ( vwsW ), se toma la temperatura del interior del interior del matraz. Se vierte la

mezcla que contiene el matraz en una charol metálica, con la piseta se bajan todas las partículas de suelo, se coloca en el horno durante 18 a 20 horas de tal manera que el suelo se seque, se saca la charola del horno y se coloca en el desecador para que se enfríe, se pesa la charola con el suelo seco ( sW ).

Tabla B.2.2.5. Valores típicos de la densidad de sólidos

Mineral sG Yeso 2.32

Montmorillonita 2.40

Ortoclasa 2.56

Caolinita 2.60

Illita 2.60

Clorita 2.60

Cuarzo 2.60-3.0

Talco 2.70

Calcita 2.72

Moscovita 2.80-2.90

Biotita 3.00-3.10

Hematita 5.20

Tabla B.2.2.6. Tamaño de muestra requerida para la determinación de la densidad de sólidos de acuerdo al tipo de suelo

Tipo de suelo Tamaño de muestra

Suelos cohesivos 25-50 g

Arenas finas 50-80 g

Gravas y arenas gruesas 500-1000 g

El valor de la densidad de sólidos para arenas y suelos cohesivos, cuando se utiliza el matraz aforado, se obtiene aplicando la Ecuación B.2.2.18 es necesario hacer la determinación en forma paralela en dos matraces tal que la diferencia sea menor o igual a 2%.

( )kWWW

WG

vwssvw

sS ⎥⎦

⎤⎢⎣⎡

−+= (B.2.2.18)

Donde:

sW : Peso de sólidos


23

vwsW : Peso del matraz + agua + suelo

vwW : Peso del matraz + agua a la temperatura de prueba

k : Coeficiente de corrección por temperatura (Tabla B.2.2.7. SRH, 1970), se establece de la relación entre la densidad del agua a temperatura de ensayo y a 20°C de tal forma que el valor de sG se reduce adecuadamente si T es mayor de 20°C

Tabla B.2.2.7. Valores del coeficiente de corrección por temperatura ( k )

T(°C) Densidad del agua (g/cm3) k

18 0,9986244 1,0004

19 0,9984347 1,0002

20 0,9982342 1

21 0,9980233 0,9998

22 0,9978019 0,9996

23 0,9975702 0,9993

24 0,9973286 0,9991

25 0,997077 0,9988

26 0,9968156 0,9986

27 0,9965451 0,9983

28 0,9962652 0,998 29 0,9959761 0,9977 30 0,995678 0,9974 31 0,9954 0,9972 32 0,9951 0,9969 33 0,9947 0,9965 34 0,9944 0,9962 35 0,9941 0,9959 36 0,9937 0,9955

El procedimiento para suelos granulares gruesos consiste en colocar la muestra dentro de un recipiente con agua destilada y dejarla saturar durante 24 hrs, secar las partículas superficialmente y pesarlas ( shW ), luego colocarlas en una probeta graduada o en un

picnómetro y medir el volumen de agua que desalojan ( wV ). Secar la muestra a 110° + 5°C

y pesarla ( sW ). Con los valores obtenidos en la prueba se calcula el porcentaje de absorción

aplicando:

100(%) ×−=s

ssh

W

WWAbs (B.2.2.19)

El valor del volumen de agua absorbido se calcula aplicando:

w

sshWAbs

WWV γ

−= (B.2.2.20)


24

El valor de la densidad de sólidos se obtiene aplicando:

( ) wwAbsw

ss VV

WG γ−= (B.2.2.21)

Cuando se tiene suelos con partículas finas y gruesas éste se obtiene aplicando la fórmula:

)4(

4(%)

)4(

4(%)100

mallapasaG

mallapasa

mallaretG

mallaretG

ss

s += (B.2.2.22)

B.2.2.1.5. Pesos volumétricos La determinación del peso volumétrico del suelo es indispensable para el cálculo de los esfuerzos efectivos y totales en los análisis de cimentaciones compensadas y estabilidad de taludes. Se debe efectuar el ensaye como método de control para determinar la efectividad de la compactación en terraplenes y caminos. El peso volumétrico es indispensable para establecer los valores de la relación de vacíos natural en muestras inalteradas. La determinación del peso volumétrico de los suelos se puede realizar in situ o con muestras inalteradas en el laboratorio, empleando el método de labrado de muestras.

Generalidades del procedimiento experimental El procedimiento consiste en labrar una muestra del suelo con una forma geométrica regular, dentro del cuarto húmedo, (cilíndrica o cúbica). Medir con la máxima aproximación las dimensiones características de la muestra labrada y pesar la muestra ( mW ). El volumen de la muestra ( mV ) se calcula a partir de las dimensiones determinadas

por medición directa y los pesos volumétricos ( mγ ) se calculan aplicando las fórmulas

dadas en la Tabla B.2.2.10. En la Tabla B.2.2.8 se presentan valores típicos de peso volumétrico seco y natural para algunos suelos.

Tabla B.2.2.8. Valores típicos del peso volumétrico seco y natural para diferentes suelos

Peso volumétrico g/cm3 Descripción

dγ mγ

Suelta 1.43 1.89

Arena uniforme Densa 1.75 2.09

Suelta 1.65 2.02 Arena bien graduada Densa 2.12 2.32

Baja plasticidad 1.38 1.87 Limo

Alta plasticidad 0.85 1.54

Blanda 1.22 1.77 Arcilla inorgánica Dura 1.69 2.07

Arcilla Bajo contenido

de materia orgánica

930 1.58


25

Orgánica Alto contenido

de materia orgánica

-680 1.43

Bentonita Blanda 430 1.27

B.2.2.1.6. Relaciones volumétricas y gravimétricas En la Tabla B.2.2.9 se presenta la nomenclatura y la forma en que se obtienen las propiedades indice y en la Tabla B.2.2.10 se proporcionan las fórmulas necesarias para correlacionar las propiedades volumétrico-gravimétricas de los suelos.

Tabla B.2.2.9. Nomenclatura

Propiedad Símbolo Unidades Modo de obtención

Contenido de agua w

- Prueba de laboratorio

Peso volumétrico γ

FL-3 Prueba de laboratorio

Porosidad n

% Calculada por relaciones

volumétrico-gravimétricas

Relación de vacíos e

- Calculada por relaciones

volumétrico-gravimétricas

Límite Líquido Lw


Límite plástico Pw


Límite de contracción Sw


Índice de plasticidad PI

- PL ww − Índice de contracción cI

- SP ww −

Índice de liquidez wI

- (w-PI)/ PI

Actividad cA

- % de partículas arcillosas

Diámetro efectivo 10D , 30D ,

60D L De la curva granulométrica


26

Tabla B.2.2.10. Relaciones volumétrico-gravimétricas (Manual CFE)

PROPIEDAD SÍMBOLO

MUESTRA SATURADA

MUESTRA NO SATURADA

FÓRMULAS DE CORRELACIÓN

Densidad de sólidos

Gs Medición en laboratorio W

Ge w e

Contenidos de agua

W Medición en laboratorio

1−S

m

W

W

s

w

G

Ge

Ssd

Gr w −−

γγ 1

Volumen total de la muestra

Vm Medición en laboratorio was VVV +−

n

Vs

−1 ( )eV s +1

e

eVv )1( −

Volumen de sólidos

Vs Sw

s

G

W

γ ( )MaM VVV +−

( )nV M −1

e

V m+1 e

V V

Volumen de

agua Vw

w

wW

γ aV VV −

vwVG

e

eVG mr+1 eVs

Volumen de

aire o gas Va nulo ( )Vsm VVV +−

WV VV −

( ) vw VG−1

e

eVG mw+−

1

)1(

( ) eVG sw−1

Volumen de

vacíos Vv

w

wW

γ sm VV −

sm VV −

n

nV S−1 e

eV m+1 eVs

Peso de sólidos

Ws Medición de laboratorio ( )W

Wt+1 )1( nVG wms −γ

ws

sw

GW

GW

Peso del agua Ww Medición de laboratorio sWW

vwr VG γ

s

wS

G

GeW

Peso total Wm wS WW +

( )wWs +1

Relación de vacíos

e s

n

V

V

n

n

−1 w

s

G

wG

ww

sw

GW

GW

Porosidad n s

n

V

V

n

n

−1 w

s

G

wG

Peso volumétrico

de la muestra mγ

ws

ws

VV

WW

++

m

ws

V

WW + m

m

V

W

e

eGG wws ++1

)( γ ws GGW

wW

/1/

)1(

−+ γ

Peso volumétrico

seco dγ

ws

s

VV

W

+ m

s

V

W

)1( wV

W

m

s+ e

G ws ++

1

γ GrWGs

G ms

/1

(

+γ

Peso volumétrico

saturado satγ

ws

ws

VV

WW

++

m

wvs

V

VW γ+

mm

s

e

e

V

W γ++1

ws

e

eG γ++

1

)(

s

m

Gw

W

/1

)1(

++ γ

Peso volumétrico sumergido

γ ′

wsat γγ −

wm

s

eV

W γ+−1

1

w

s

e

eG γ11

−++

Grado de saturación

Gw 1.0 v

w

V

V

wv

w

V

W

γ e

WS S


27

B.2.2.1.7. Clasificación de suelos según el S.U.C.S El SUCS divide a los suelos en grupos que muestran propiedades mecánicas e hidráulicas semejantes, que son el resultado de la granulometría y la plasticidad. Es conveniente que al clasificar los suelos gruesos se señalen las características siguientes: forma de los granos, mineralogía, compacidad en el campo, estructuración, cementación y el nombre geológico o local con que se denomina la formación a que pertenece. Asimismo, al clasificar los suelos finos deberán incluirse las características siguientes: color, olor, una apreciación de su contenido de agua natural, consistencia, estructuración y el nombre geológico o local de la formación a que pertenecen.

Procedimiento El SUCS separa arbitrariamente, a las partículas gruesas de las finas utilizando la malla 200, cuya abertura es de 0.075mm. Las partículas retenidas en ésta malla forman lo que se denomina la fracción gruesa y las que pasan, la fracción fina. De acuerdo con la distribución de tamaño de las partículas del material que pasa la malla de 0.074 mm el suelo se clasifica como: Granular si más del 50% del total de la muestra es retenido por la malla 200, o suelo fino si el 50% del total de la muestra o más pasa la malla 200. Estos grupos se dividen a su vez en subgrupos; a cada grupos se le asigna un símbolo formado por una letra prefijo y una sufijo. En la Tabla B.2.2.11 se presenta en forma resumida el sistema unificado de clasificación de los suelos, tanto en el laboratorio como en el campo. En la Tabla B.2.2.12 y en la Tabla B.2.2.13 se dan algunas propiedades mecánicas correlacionadas con la clasificación de suelos cuando se pretende emplearlos en terraplenes y cuando se presenta una cimentación. En la Figura B.2.2.18 se presenta gráficamente el procedimiento auxiliar para la identificación de suelos granulares gruesos en el laboratorio y en la Figura B.2.2.19 para suelos finos.


28

Tabla B.2.2.11. Sistema Unificado de Clasificación de Suelos (S.U.C.S) incluyendo identificación y descripción

PROCEDIMIENTO DE IDENTIFICACIÓN EN EL CAMPO (Excluyendo las partículas mayores de 7.6 cm (3”) y basando las fracciones en pesos estimados)

SIMBOLOS DEL GRUPO

(*) NOMBRES Y TIPICOS

INFORMACIÓN NECESARIA PARA LA DESCRIPCIÓN DE LOS SUELO

CRITERIO DE CLASIFICACIÓN EN EL LABORATORIO

Amplia gama en los tamaños de las partículas y cantidades apreciables de todos los tamaños intermedios

GW Gravas bien graduadas, mezclas de grava

y arena, con poco o nada de finos

Coeficientes de uniformidad (Cu), Coeficiente de curvatura (Cc)

10

60

D

DCu = , mayor de 4,

6010

230)(

DD

DCc ×= , entre 1 y 3

GR

AV

AS

LIM

PIA

S

(Poc

o o

nada

d

e pa

rtíc

ulas

fin

as)

Predominio de un tamaño o un tipo de tamaños intermedios GP Gravas mal graduadas, mezclas de grava

y arena, con poco o nada de finos No satisfacen todos los requisitos de graduación para GW

Fracción fina poco o nada plástica (Para identificación véase grupo ML abajo) GM Gravas limosas, mezclas de grava,

arena y limo Límites de plasticidad debajo de la

“línea A” o Ip menor que 4

GR

AV

AS

M

ás d

e la

mit

ad d

e la

fra

cció

n gr

uesa

es

rete

nida

en

la m

alla

N°4

GR

AV

AS

CO

N F

INO

S

(Can

tida

d ap

reci

able

de

par

tícu

las

fina

s)

Fracción fina plástica (Para identificación véase grupo CL abajo) GC Gravas arcillosas, mezclas de grava,

arena y arcilla Limites de plasticidad arriba de la

“línea A” con Ip mayor que 7

Arriba de la “línea A” y con Ip entre 4 y 7 son casos de frontera que requieren el uso de

símbolos dobles

Amplia gama en los tamaños de las partículas y cantidades apreciables de todos los tamaños intermedios

SW Arenas bien graduadas, arenas con

grava, con poco o nada de finos 10

60

D

DCu = , mayor de 6;

6010

230 )(

DD

DCc ×= , entre 1 y 3

AR

EN

AS

LIM

PIA

S

(Poc

o o

nada

de

par

tícu

las

fina

s)

Predominio de un tamaño o un tipo de tamaños, con ausencia de algunos tamaños intermedios SP Arenas mal graduadas, arenas con grava,

con poco o nada de finos No satisfacen todos los requisitos de graduación para Sw

Fracción fina poco o nada plástica (Para identificación véase grupo ML abajo) SM Arenas limosas, mezclas de arena y limo

SU

EL

OS

DE

PÁ

RT

ICU

LA

S G

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ES

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M

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M

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mal

la N

°4

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N°4

AR

EA

NA

S C

ON

FIN

OS

(C

anti

dad

apar

ente

de

part

ícul

as f

inas

)

Fracción fina plástica (Para identificación véase grupo CL abajo) SC Arenas arcillosas, mezclas de arena y

arcilla

Dése el nombre típico, indíquese los porcentajes aproximados de grava y arena, tamaño máximo,

angulosidad, características de la superficie y dureza de las partículas gruesas, nombre local y geológico,

cualquier otra información descriptiva pertinente y el símbolo entre paréntesis

Para los suelos inalterados agréguese información sobre estratificación, compacidad, cementación, condiciones

de humedad y características de drenaje

EJEMPLO Arena limosa con grava, como un 20% de grava de partículas duras, angulosas y de 15 cm de tamaño

maximo, arena gruesa a fina de partículas redondeadas o subangulosas; alrededor de 15% de finos no plásticos de baja resistencia en estado seco, compacta y húmeda

en el lugar, arena aluvial, (SM)

Det

erm

ínes

e lo

s po

rcen

taje

s de

gra

va y

are

na d

e la

cur

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lom

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endo

del

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N°2

00)

Los

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mo

sigu

e M

enos

de

5% G

W, G

P, S

W, S

P

Más

de

12%

GM

, GC

, SM

, SC

5%

a 1

2% C

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de

fron

tera

s qu

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quie

ren

el u

so d

e sí

mbo

los

dobl

es

Arriba de la “línea A” y con Ip entre 4 y 7 son casos de frontera que requieren el uso de

símbolos dobles

PROCEDIMIENTO DE IDENTIFICACIÓN ENLA FRACCIÓN QUE PASA LA MALLA N°40 RESISTENCIA EN

ESTADO SECO (Características al

rompimiento)

DILATANCIA (Reacción al agitado)

TENACIDAD (Consistencia cerca del limite

plástico)

EQUIVALENCIA DE SIMBOLOS

G-Grava M-Limo O-Suelos orgánicos W-Bien graduada L-Baja compresibilidad S-Arena C-Arcilla R-Turba P-Mal graduada M-Alta compresibilidad

Nulo a ligero Rápida a lenta Nula ML Limos inorgánicos, polvo de roca, limos

arenosos o arcillosos ligeramente plásticos

Media a alta Nula a muy lenta Media CL Arcillas inorgánicas de baja a media

plasticidad, arcillas con grava, arcillas arenosas, arcillas limosas, arcillas pobres

LIM

OS

Y P

AR

TIC

UL

AS

Lim

ite

líqu

ido

men

or d

e 50

Ligero a medio Lenta Ligera OL Limos orgánicos y arcillas limosas

organicas de baja plasticidad

Ligero a medio Lenta a nula Ligera a media MH Limos inorgánicos, limos micáceos o

diatamáceos, limos elásticos

Alta a muy alta Nula Alta CH Arcillas inorgánicas de alta plasticidad;

arcillas francas

SU

EL

OS

DE

PA

RT

ICU

LA

S F

INA

S

Más

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N°2

00)

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LIM

OS

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AR

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L

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ayor

de

50

Media a alta Nula a muy lenta Ligera a media OH Arcillas orgánicas de media a alta

plasticidad, limos orgánicos de media plasticidad

SUELOS ALTAMENTE ORGANICOS Fácilmente identificables por su color, olor, sensación esponjoso y frecuentemente por su textura

fibrosa Pt Turba y otro suelos altamente orgánicos

Dése el nombre típico, indíquese el grado y carácter de la plasticidad, cantidad y tamaño máximo de las

partículas gruesas; color del suelo húmedo, nombre local y geológico; cualquier otra información

descriptiva pertinente y el símbolo entre paréntesis

Para los suelos inalterados agreguese información sobre la estructura, estratificación, consistencia tanto en

estado inalterado como remoldeado, condiciones de humedad y drenaje

EJEMPLO Limo arcilloso, café, ligeramente plástico, porcentaje reducido de arena fina, numerosos agujeros verticales

de raices, firme y seco en el lugar, loess, (ML)

Úse

se la

cur

va g

ranu

lom

étri

ca p

ara

iden

tifi

car

las

frac

cion

es d

e su

elo

anot

adas

en

la c

olum

na d

e id

enti

fica

ción

en

el c

ampo

Comparando suelos a igual límite líquido LAla tenacidad y la resistencia en estado seco

aumentan con el indice plástico

LÍMITE LÍQUIDOCARTA DE PLASTICIDAD

PARA CLASIFICACION DE SUELOS DE PARTICULAS FINAS DE LABORATORIO

100 20 30 40 50 60 70 80 90 100047

10

20

30

40

50

60

CL - MLML

CL

ML

OL

CL

CH

LINEA "A"

ó

MH

OH

ó

IND

ICE

PLÁ

ST

ICO

PROCEDIMIENTO DE IDENTIFICACIÓN PARA SUELOS FINOS O FRACCIONES FINAS DE SUELO EN EL CAMPO Estos procedimientos se ejecutan en la fracción que pasa la malla No. 40 (aproximadamente 0.5mm) Para fines de clasificación en el apoyo si no se usa la malla simplemente se quitan a mano las partículas gruesas que interfieren con la prueba. DILATANCIA (Reacción al agitado) Después de quitar las partículas mayores que la malla No. 40, prepárese una parrilla de suelo húmedo aproximadamente igual a 10 cm3; si es necesario añádase suficiente agua para dejar el suelo suave pero no pegajoso. Colóquese la parrilla en la palma de la mano y agítese horizontalmente, golpeando vigorosamente contra la otra mano varias veces. Una reacción positiva consiste en la aparición de agua en la superficie de la parilla, la cual cambia adquiriendo una consistencia de líquido y se vuelve lustroso. Cuando la parrilla se aprieta entre los dedos el agua y el lustre desaparecen de la superficie, la pastilla se vuelve tiesa y finalmente se agrieta o se desmorono. La rapidez de la aparición del agua durante el apretado sirve para identificar el carácter de los finos en un suelo. Las arenas limpias muy finas dan la reacción más rápida y distintiva, mientra que las arcillas plásticas no tienen reacción. Los limos inorgánicos, tales como el típico polvo de roca, dan una reacción rápida moderada. RESISTENCIA EN ESTADO SECO (Características al rompimiento) Después de eliminar las partículas mayores que la malla No. 40, moldéese una pastilla de suelo hasta alcanzar una consistencia de masilla añadiendo agua si es necesario. Déjese secar la pastilla completamente en un horno, al sol o al aire y pruébese su resistencia rompiéndolo y desmoronándolo entre los dedos. Ésta resistencia es una medida del carácter y cantidad de la fracción coloidal que contiene el suelo. La resistencia en estado seco aumenta con la plasticidad. Una alta resistencia en seco es característica de las arcillas del grupo CH. Un limo inorgánico típico posee solamente muy ligera resistencia. Las arenas finas limosas y los limos tienen aproximadamente la misma ligera resistencia, pero pueden distinguirse, por el tacto al pulverizar el espécimen seco. La arena fina se siente granular, mientras que el limo típico da la sensación suave de la harina. TENACIDAD (Consistencia cerca del límite plástico) Después de eliminar las partículas mayores que la malla No. 40, moldéese un espécimen de aproximadamente 10 cm3 hasta alcanzar la consistencia de masilla. Si el suelo está muy seco debe agregarse agua, pero si está pegajoso debe extenderse el espécimen formando una capa delgada que permita algo de pérdida de humedad por evaporación. Posteriormente el espécimen se rola a mano sobre una superficie lisa sobre las palmas hasta hacer un rodillo de 3 mm, de diámetro aproximadamente, se amasa y se vuelve a rolar varias veces. Durante estas operaciones el contenido de humedad se reduce gradualmente y el espécimen llega a ponerse tieso, pierde finalmente su plasticidad y se desmorona cuando ase alcanza el limite plástico. Después de que el rollo se ha desmoronado, los pedazos deben juntarse continuando el amasado ligeramente entre los dedos hasta que la masa se desmorona nuevamente. La potencialidad de la fracción coloidal arcillosa de un suelo se identifica por la mayor o menor tenacidad del rollito al acercarse al límite plástico y por la rigidez de la muestra al romperse finalmente entre los dedos. La debilidad del rollito en el límite plástico y la pérdida rápida de la coherencia de la muestra al rebasar éste límite, indican la presencia de arcilla inorgánica de baja plasticidad o de materiales tales como arcilla del tipo caolín y arcillas orgánicas que caen debajo de la “línea A”. las arcillas altamente orgánicas se sienten muy débiles y esponjosas al tacto en el límite plástico.


29

Tabla B.2.2.12. Propiedades mecánicas de acuerdo al tipo de suelo

Tipo de suelo Permeabilidad Resistencia a la tubificación Resistencia al corte Compresibilidad Susceptibilidad al

agrietamiento Susceptibilidad a la licuación Manejabilidad

GW Permeable Alta Muy alta Muy buena

GP Permeable a muy

permeable De alta a media Alta Muy buena

SW Permeable Alta a media Muy alta Muy buena

SP Semipermeable a

permeable Baja a muy baja Alta

De baja compresibilidad siempre y cuando hayan sido colocados y compactados adecuadamente.

Su compactación es fundamental

No susceptible al agrietamiento

No susceptibles a la licuación cuando están bien compactos

De buena a correcta

GM Semipermeable Alta a media Alta Media a alta Media si mal compactados Muy buena

GC Impermeable Muy alta Alta Media a baja Baja Muy buena

SM Semipermeable a

permeable Media a baja Alta Media a alta

Muy susceptible si mal compactados

Buena a correcta

SC Impermeable Alta Alta a media

Compresibilidad baja si más del 60 por ciento del material es grueso (tamaño superior a la malla No. 4).

Si el material contiene menos del 35 por ciento de material grueso, se pueden estimar los asentamientos

con base en la compresibilidad de finos. Media a baja Muy baja Buena a correcta

ML Impermeable Baja a muy baja Baja Media a alta si mal

compactados Correcta a buena

MH Muy permeable Media a alta Media

Muy susceptibles: deben colocarse con alto grado de

saturación Muy baja Correcta a muy buena

CL Impermeable Alta Media a baja Media a alta si mal

compactados Pobre a pobre

CH Muy permeable Alta Baja a media Muy baja Muy pobre

OL Impermeable Media Baja

Los asentamientos pueden ser grandes y se calculan con base en pruebas de consolidación

Media a alta

Correcta a pobre


30

Tabla B.2.2.13. Propiedades mecánicas de acuerdo al tipo de suelo (continua)

Propiedad Mecánica

Suelos Gruesos Limpios (GW, GP, SW, SP)

Suelos Gruesos Con Finos (GM, GC, SM, SC)

Suelos Finos (MH, ML, CH, CL, OL)

Permeabilidad

Permeables. Las pruebas de permeabilidad en el campo son las únicas

representativas.

Semipermeables a impermeables. Las pruebas de permeabilidad de campo son las más adecuadas para

un contenido de finos menor del 25 por ciento.

Suelos impermeables en caso de no estar fisurados.

La determinación del coeficiente de

permeabilidad durante una prueba de consolidación es

adecuada.

Compresibilidad expansibilidad

Los asentamientos son pequeños cuando los

materiales son compactos, y la magnitud de los

esfuerzos reducida. Si los depósitos son

heterogéneos pueden dar lugar a irregularidades

importantes en la compresibilidad.

La compresibilidad varía considerablemente según la compacidad del depósito. Las arenas finas limosas

pueden presentar asentamientos bruscos en el

caso de saturarse bajo carga.

Es indispensable efectuar pruebas de consolidación

en el laboratorio. Los suelos limosos no

saturados pueden presentar asentamientos bruscos al saturarse bajo carga. Los

suelos arcillosos en estado seco pueden presentar

expansiones al aumentar su contenido de agua.

Resistencia al corte

Muy variable dependiendo de la compacidad de los

depósitos y su homogeneidad. Se

relaciona, salvo en el caso de arenas sueltas

saturadas, con el número de golpes en una prueba de penetración estándar.

Es necesario estudiarla en el laboratorio efectuando

pruebas triaxiales con especímenes inalterados.

Se han de tomar en consideración las posibles variaciones del contenido

de agua y la heterogeneidad del manto al definir las

condiciones de las pruebas.

Es necesario estudiarla en el laboratorio efectuando

pruebas triaxiales con especímenes inalterados. Puede ser útil en ciertos

casos efectuar una prueba de veleta.

Tubificación

Salvo los materiales de los grupos SW y SP,

presentan buena resistencia a la

tubificación. Es muy importante en éste

aspecto la heterogeneidad de los

depósitos.

Las arenas limosas presentan una resistencia a

la tubificación media a baja, mientras los otros materiales de éste grupo

tienen una resistencia a la tubificación de alta a

media. Es muy importante en éste aspecto la

heterogeneidad de los depósitos.

Los limos presentan baja resistencia a la tubificación

y las arcillas de media a alta. Es muy importante en

éste aspecto la heterogeneidad de los

depósitos.

Licuación

Las arenas sueltas finas y saturadas son muy

susceptibles a la licuación. Los otros

materiales de éste grupo son, por lo general, poco sensibles a la licuación.

Las arenas finas, limosas, uniformes y en estado

suelto son muy sensibles.

Susceptibilidad prácticamente nula.


31

GRAVA% grava >% arena

5-12 % finos

Cu>4 y 1<Cc<3

Cu<4 y 1>Cc>3

Finos = ML o MH

Cu>4 y 1<Cc<3

Cu<4 y 1 >Cc>3

<5% finos

Finos = ML o MH

Finos = CL, CH

(o CL-ML)

GW-GM

GP

GW

SIMBOLO

DE GRUPO

GW-GC

GP-GM

GP-GCFinos = CL,CH,

<15% arena

NOMBREDE GRUPO

Grava bien graduada

>15% arena

<15% arena

>15% arena

Grava mal graduada

Grava mal graduada con arena

Grava bien graduada con arena

<15% arena

>15% arena

Grava bien graduada con limo

Grava bien graduada con arcilla

Grava bien graduada con arcilla y arena

Grava bien graduada con limo y arena

<15% arena

>15% arena

Grava mal graduada con limo

Grava mal graduada con arcilla

Grava mal graduada con arcilla y arena

Grava mal graduada con limo y arena

<15% arena

>15% arena

<15% arena

>15% arena(o CL-ML)

<15% arena

>15% arena

<15% arena

>15% arena

<15% arena

>15% arena

Grava limosa

Grava arcillosa

Grava arcillosa con arena

Grava limosa con arena

Grava arcillo-limosa

Grava arcillo-limosa con arena

GM

GC

GC-GM

Finos = ML o MH

Finos = CL o CH

Finos = CL-ML

> 12% finos

5-12 % finos

<5% finos

> 12% finos

Cu>6 y 1<Cc<3

Cu<6 y 1>Cc>3

Cu<6 y 1>Cc>3

Cu>6 y1<Cc<3 <15% grava

>15% grava

<15% grava

>15% grava

SP

SW

SW-SM

SW-SC

Finos = ML o MH

Finos= CL, CH,

(o CL-ML

Arena bien graduada

Arena bien graduada con grava

Arena mal graduada

Arena mal graduada con grava

<15% grava

>15% grava

<15% grava

>15% grava

Arena bien graduada

Arena bien graduada con grava

Arena mal graduada

Arena mal graduada con grava

<15% grava

>15% grava

<15% grava

>15% grava

Arena mal graduada con limo

Arena mal graduada con limo y arena

Arena mal graduada con arcilla

Arena mal graduada con arcilla y grava

<15% grava

>15% grava

<15% grava

>15% grava

Arena limosa

Arena limosa con grava

Arena arcillosa

Arena arcillosa con grava

<15% grava

>15% grava

Arena arcillo-limosa

Arena arcillo-limosa con grava

Finos = ML o MH

Finos= CL, CH,

(o CL-ML

Finos = ML o MH

Finos = CL o CH

Finos = CL o ML

SP-SM

SP-SC

SM

SC

SC-SM

GRAVA% grava >% arena

Figura B.2.2.18. Procedimiento auxiliar para la identificación de los suelos granulares en el laboratorio

PRUEBAS DE LABORATORIO PARA DETER MINAR PROPIEDADES DE LOS SUELOS

32

IP> 4 y ubicados porarriba de la linea "A"

<30 % retenido en No. 200

>30 % retenido en No. 200

IP < 4 y ubicados porabajo de la linea "A"

ubicados por arriba de la linea "A"

ubicados por abajode la linea "A"

<15 % retenido en No. 200 Arcilla orgánica de baja compresibilidad

15-29 % retenido en No. 200

% arena>% grava

% arena<% grava

% arena > % grava Arcilla orgánica de baja compresibilidad con arena

%arena < % grava

< 15 % grava

> 15 % grava

< 15 % arena

> 15 % arena

Arcilla orgánica de baja compresibilidad con grava

Arcilla arenosa orgánica de baja compresibilidad

Arcilla gravosa organica de baja compresibilidad

Arcilla gravosa orgánica de baja compresibilidad con arena

Arcilla arenosa orgánica de baja compresibilidad con grava

Limo orgánico de baja compresibilidad

Limo orgánico de baja compresibilidad con arena

Limo orgánico de baja compresibilidad con grava

Limo arenoso orgánica de baja compresibilidad

Limo gravoso organico de baja compresibilidad

Limo gravoso orgánico de bja compresibilidad con arena

Limo arenoso orgánica de baja compresibilidad con grava

Arcilla orgánica de alta compresibilidad

Arcilla orgánica de alta compresibilidad con arena

Arcilla orgánica de alta compresibilidad con grava

Arcilla arenosa orgánica de alta compresibilidad

Arcilla gravosa organica de alta compresibilidad

Arcilla gravosa orgánica de alta compresibilidad con arena

Arcilla arenosa orgánica de alta compresibilidad con grava

Limo orgánico de alta compresibilidad

Limo orgánico de alta compresibilidad con arena

Limo orgánico de alta compresibilidad con grava

Limo arenoso orgánica de alta compresibilidad

Limo gravoso organico de alta compresibilidad

Limo gravoso orgánico de alta compresibilidad con arena

Limo arenoso orgánica de alta compresibilidad con grava

OL

OH









% arena>% grava

% arena<% grava



% arena>% grava

% arena<% grava



% arena>% grava

% arena<% grava

% arena > % grava

%arena < % grava

< 15 % grava

> 15 % grava< 15 % arena

> 15 % arena

% arena > % grava

%arena < % grava

< 15 % grava

> 15 % grava

< 15 % arena

> 15 % arena

% arena > % grava

%arena < % grava

< 15 % grava

> 15 % grava< 15 % arena

> 15 % arena

Figura B.2.2.19. Procedimiento auxiliar para la identificación de los suelos finos en el laboratorio


33

B.2.2.2. PRUEBAS PARA IDENTIFICAR SUELOS ESPECIALES Ésta sección del manual proporciona información sobre la evaluación de propiedades para identificar suelos especiales que pueden encontrarse en proyectos geotécnicos. Inicialmente, se presenta un resumen de las dificultades que pueden surgir durante el muestreo de estos materiales, y posteriormente se proporciona una guía específica en la identificación de estos suelos, utilizando pruebas de laboratorio.

B.2.2.2.1. Orgánicos

Dificultades de muestreo y pruebas Los suelos orgánicos se identifican por su alto contenido de humedad en relación a su plasticidad y textura fibrosa; así como también por su alta pérdida de masa cuando es calentado a temperaturas superiores a los 440°C y 750°C. Algunas de las mayores dificultades que se presentan durante el muestreo de éste tipo de suelos es que las muestras son muy blandas y fibrosas y se dificulta al recuperar la muestra. Los suelos orgánicos (como las arcillas, limos orgánicos y turbas) presentan desafíos ingenieriles similares a los de limos y arcillas de alta compresibilidad, incluyendo baja resistencia al esfuerzo cortante y alta compresibilidad. Además, los limos orgánicos y las arcillas plásticas experimentan deformaciones secundarias significativas bajo carga constante, lo que puede traducirse en asentamientos importantes a largo plazo, que pudieran involucrar labores de mantenimiento continuo en obras geotécnicas tales como terraplenes, presas, y otras estructuras que han sido cimentadas sobre éste tipo de materiales.

Identificación de suelos orgánicos y turbas Los suelos orgánicos y las turbas son evidenciados durante la exploración del subsuelo por la presencia de descomposición de materia vegetal y un fuerte olor. Típicamente, los materiales son de color verdoso, gris oscuro, o negro y pueden tener estructuras muy fibrosas con fragmentos de madera y residuos de plantas. Las muestras de suelo identificadas como orgánicas en un sondeo, deben ser ensayadas en el laboratorio para evaluar el porcentaje de materia orgánica. La porción no orgánica de la muestra controlará el comportamiento ingenieril del suelo cuando el contenido orgánico es menor que el 20 % aproximadamente (Arman, 1970). El contenido orgánico puede ser evaluado en el laboratorio utilizando uno de los varios métodos disponibles en las recomendaciones de la AASHTO T194 y en la norma ASTM D2974, titulado “Método estándar de ensayes para contenido de agua, ceniza, y materia orgánica de la turba y otros suelos orgánicos”. En éste ensayo, una muestra del material es secada, pesada, y luego calentada a alta temperatura. Después de que la muestra es enfriada, se pesa nuevamente y se calcula la pérdida de masa, retirando la ceniza. Así, el contenido de materia orgánica es igual a cA−100 , donde cA es el

porcentaje de ceniza. El ensaye de límite líquido puede también ser utilizado como un índice cualitativo para estimar la cantidad de materia orgánica contendida en un suelo, comparando el valor de límite líquido para una muestra que fue secada previo al ensayo con el valor del límite líquido de una muestra que no ha sido secada. Si el límite líquido de la muestra que fue secada es menor que el 75 por ciento del valor del límite líquido de la muestra que no fue secada, entonces el suelo puede ser clasificado como orgánico. De acuerdo con los


34

trabajos de Landva et al. (1983), los suelos orgánicos y turbas se pueden dividir en cuatro grupos:

- Turba ( Pt )

- Suelos orgánicos turboso ( PtO)

- Suelos orgánicos (O )

- Limos y arcillas con contenido orgánico ( MO y CO, respectivamente)

En la Tabla B.2.2.14 se resume los rangos típicos de las propiedades utilizadas en éste sistema de clasificación.

Tabla B.2.2.14. Clasificación de las propiedades de suelos orgánicos y turba (Landva et al., 1983).

Material Ac Contenido de agua (wn) Densidad de sólidos (Ss) Contenido de fibra

Pt

<20% >500% <1.7 >50%

PtO

20 – 40% 150 – 800% 1.6 – 1.9 <50%

O 40 – 95% 100 – 500% >1.7 Insignificante

MO , CO 95 – 99% <100% >2.4 Ninguno

Generalidades del procedimiento experimental Los suelos orgánicos y las turbas no fibrosas pueden ser muy débiles y compresibles debido a su alto contenido de agua y alta relación de vacíos. Como en la mayoría de arcillas blandas, puede ser difícil obtener muestras inalteradas de suelos orgánicos para realizar ensayos en el laboratorio. Los tubos muestreadores de pared delgada son los más adecuados para muestreo inalterado en suelos orgánicos, y de estos los previamente seccionados. Sin embargo, el muestreo inalterado en turbas fibrosas, es muy difícil debido a la probable compresión de las fibras de la turba durante el avance del tubo muestreador. Cuando se realiza un muestreo inalterado con pistón, es crítico que el muestreador tenga una punta afilada (esto detalles se ampliarán el capítulo correspondiente de exploración geotécnica). Las propiedades ingenieriles de los suelos orgánicos y turbas pueden variar significativamente espacialmente en tres direcciones ortogonales. Las muestras sucesivas obtenidas a pocos metros de cada una pueden exhibir enormes diferencias en el comportamiento ante cargas. Por lo tanto, en las investigaciones del subsuelo en donde se encuentre la presencia de suelos orgánicos y turbas debe realizarse un mayor número de muestreo y ensayos.

Resistencia al cortante en suelos orgánicos y turbas Como en todos los suelos, la resistencia al esfuerzo cortante en suelos orgánicos está directamente relacionada con el esfuerzo efectivo imperante en la masa de suelo y la historia de esfuerzos. Debido a que los suelos orgánicos son relativamente ligeros (densidad seca baja), saturados, y no tienen una historia de esfuerzos, su resistencia es usualmente muy baja. Cuando se pueden obtener muestras inalteradas de buena calidad, se deben realizar ensayos triaxiales para obtener información de la resistencia al esfuerzo cortante. En relación al uso del ensayo de la veleta miniatura en el laboratorio para la determinación de la resistencia al esfuerzo cortante en suelos orgánicos no es recomendable, ya que los suelos orgánicos pueden poseer suficientes fibras para actuar como un refuerzo localizado y llevar a estimaciones de resistencias al esfuerzo cortante muy altas, o a deformaciones de falla muy significativas (mayores del 20% de la


35

deformación axial en ensayos triaxiales drenados) para movilizar la resistencia completa del material. Esto debe ser considerado en el análisis de estabilidad de manera que la resistencia movilizada para el análisis sea constante con el nivel de deformación esperado.

B.2.2.2.2. Expansivos El término de suelo expansivo se aplica generalmente a suelos que tienen el potencial de expandiese y contraerse bajo condiciones de humedad cambiantes. Los suelos arcillosos se han identificado como los más expansivos y son aquellos que muestran características de plasticidad, rigidez cerca del límite plástico y resistencia en seco en grado extremo; las expansiones ocurren cuando los suelos arcillosos se encuentran inicialmente en una condición relativamente seca y se llegan a saturar posteriormente. Los suelos expansivos (que usualmente contienen montmorilonita) incluyen a suelos sedimentarios y residuales, arcillas y pizarras. Se presentan en climas áridos y semi áridos en condiciones de deficiencia de humedad y no saturados. El cambio de humedad asociado con la construcción es una de las razones principales de la expansión del terreno de cimentación (Terzaghi, Peck y Mesri, 1996). Los suelos expansivos poseen una expansividad intrínseca dado que contienen partículas que soportan y almacenan una energía elástica significativa y contienen cantidades considerables de agua adsorbida en doble capa. La expansividad intrínseca está determinada por la mineralogía de los sólidos del suelo, la química del agua de poros y el grado de saturación de las partículas. Los indicadores simples de la expansividad intrínseca son el límite líquido, Lw , que es una medida de la habilidad de la composición del suelo para retener agua, y la fracción de arcilla, CF , que representa la habilidad de las partículas para permanecer en suspensión. Sin embargo, éstas propiedades índice no indican de forma confiable el papel de la agregación dado que durante la evaluación del Lw y el CF es inherente la disgregación del suelo. La expansividad potencial se determina no sólo de la expansividad intrínseca sino también de la relación de vacíos. En suelos con baja relación de vacíos algunas partículas se han deformado y han almacenado energía recuperable, se ha expulsado algo de agua adsorbida de los contactos entre partículas o de las zonas de interacción de corto rango, y se ha removido parte de la doble película de agua entre partículas. Si se remueve el agente externo que produce la baja relación de vacíos, el suelo alcanzará su expansividad potencial. Esto se ilustra en la Tabla B.2.2.15, en la cual el índice de incremento de volumen, vs eC σlogΔΔ= , indica la expansividad intrínseca y la

presión de expansión, sp , indica la expansividad potencial. La presión de incremento de

volumen, es la presión que un suelo o roca ejerce contra un soporte no portante como el revestimiento de un túnel o la pared de un sótano. La montmorilonita de sodio, la cual tiene una expansividad intrínseca muy alta como lo indica su valor de sC , presenta

también una expansividad potencial muy alta dado que su presión de expansión se reduce muy poco con el incremento de la relación de vacíos. Por otra parte, la caolinita presenta poca expansividad potencial debido a su bajo valor de sC y, por lo tanto, su

presión de incremento de volumen se reduce dramáticamente con el incremento de la relación de vacíos.


36

Tabla B.2.2.15. Expansibilidad intrínseca y expansibilidad potencial de minerales de arcilla (Olsen y Mesri, 1970).

Arcilla sp en e= 1

(kPa). sp en e = 1.5

(kPa) sC de e = 1.5

(kPa)

Montmorillonita de sodio (bajo EC ). 3,500 1,050 0.956

Montmorillonita de sodio (alto EC ). 3,500 850 0.814

Montmorillonita de calcio (bajo EC ). 1,500 115 0.448

Ilita de sodio (bajo EC ). 350 60 0.653

Ilita de sodio (alto EC ). 350 33 0.488

Ilita de calcio (alto EC ). 275 12 0.368

Caolinita 29 0.3 0.25

Las variables externas que controlan la relación de vacíos en suelos no saturados, con vacíos de aire conectados con la atmósfera, son la presión total de confinamiento y la succión. Usualmente, la presión de confinamiento es el esfuerzo total efectivo vσ , el

cual empuja las partículas de suelo. La succión su , la cual mantiene las partículas de

suelo unidas, es el resultado de una deficiencia de humedad en el suelo. La deformación unitaria vertical, vε , es una variable más práctica que la relación de

vacíos para evaluar la expansión de suelos expansivos no saturados. La expansividad se expresa en términos del índice de deformación unitaria de volumen,

vvssC σε logΔΔ= , del índice de deformación unitaria de incremento de volumen

secundario, tC vss logΔΔ= εα , y del índice de succión, svsss uC logΔΔ= ε . Así, los

dos componentes del cambio volumétrico, asociados con los cambios en el esfuerzo vertical y la succión respectivamente, pueden calcularse mediante las siguientes ecuaciones:

( ) ∑ ΔΔ ⎥⎥⎦

⎤⎢⎢⎣⎡

⎟⎟⎠⎞

⎜⎜⎝⎛ +×= v

v

L

pss

ss

vf

voss t

t

C

CCLS

σ ασ σσ

loglog (B.2.2.23)

( ) ∑ ΔΔ ⎥⎥⎦

⎤⎢⎢⎣⎡ ××= s

s

uL

sf

sossu u

uCLS log (B.2.2.24)

Donde:

voσ : Esfuerzo total

0su : Succión de preconstrucción

vfσ y sfu : Valores correspondientes de la condición de posconstrucción

t : Tiempo durante el cual se da el cambio de volumen secundario

pt : Tiempo en el que comienza el cambio de volumen seundario (i.e. tiempo

requerido para completar la expansión primaria)


37

El cambio volumétrico secundario se presenta con un esfuerzo vertical efectivo constante. La diferencia entre el

ssC de arcillas y pizarras reconstituidas e inalteradas

refleja de forma primordial la agregación, la cual existe en el suelo inalterado pero se destruye por secado y remoldeo en la preparación de especímenes reconstituidos. La expansión continúa en el tiempo luego de la descarga y la disipación del exceso de presión de poro negativa. La pendiente de la curva de e contra tlog durante la

expansión secundaria se denomina índice de expansión secundario, teCs logΔΔ=α . La

magnitud de αsC está directamente relacionada con el índice de expansión sC , donde

αsC y sC corresponden a la misma relación de vacíos y al mismo esfuerzo vertical

efectivo durante la descarga. Para cualquier suelo la relación cCCα es una constante y

para todos los materiales geotécnicos no excede de 0.07. cs CC α umenta con la relación

de preconsolidación, vpOCR '' σσ= , y puede tener valores tan altos como 1.0. Dado

que sC y αsC se incrementan con la OCR, el αsC debería incrementarse con el tiempo.

Son de esperarse valores relativamente altos de cs CC α comparados con

cs CC . En

general, la compresión es un proceso de reforzamiento progresivo de la estructura del suelo, mientras que la expansión representa un debilitamiento progresivo. En las pizarras y las arcillas los lazos diagenéticos que agregan las partículas de arcilla deberían reducir la magnitud del expansión durante la etapa primaria y, junto con las discontinuidades estructurales tales como las fisuras, deberían acelerar la velocidad de disipación del exceso de presión de poro. Por lo tanto, el deterioro estructural principal, incluyendo la desagregación, se presenta luego de la disipación del exceso de presión de poro, es decir, durante la expansión secundaria. Aunque

cs CC α se incrementa con la OCR, la magnitud de ss CC α para cualquier

arcilla o pizarra es independiente de la magnitud del máximo esfuerzo de preconsolidación p'σ , del tiempo durante la etapa de expansión secundaria, y de si se

trata de descarga del rango de recompresión o compresión. Las medidas de incremento de volumen secundario sobre especímenes edométricos inalterados de más de dos docenas de pizarras sugieren la siguiente relación entre

ss CC α y OCR:

( ) 21

OCRC

C

s

s αα = (B.2.2.25)

Los valores típicos de α se encuentran entre 0.01 y 0.02. El índice de deformación unitaria de incremento de volumen secundario, αssC , se estima de la relación

ssss CC α ,

la cual es igual a ss CC α . La reducción en vσ puede producirse por el movimiento de

tierras del sitio; la excavación para un sótano, carretera o drenaje; o por otras actividades de construcción. El espesor de suelo expansivo que contribuye a una expansión significativa depende primordialmente de la extensión del área de excavación. La variación de vσΔ en la profundidad

vL σΔ , así como el valor de

vL σΔ

pueden estimarse de una distribución elástica de esfuerzos.


38

Los suelos expansivos que no están inundados o sumergidos se encuentran sujetos a succión. En un suelo expansivo no saturado, con vacíos conectados con la atmósfera, el ambiente compite con el suelo por la humedad disponible. Así, todas las fuerzas externas que deberían proveer humedad o extraerla del ambiente influyen en la succión.

Factores que influyen en la presión y potencial de expansión Las condiciones ambientales que controlan la succión inicial de preconstrucción en perfiles de suelos expansivos incluyen:

- El clima, incluyendo la precipitación y la evaporación

- La topografía, incluyendo las fisuras superficiales que determinan el drenaje superficial, la penetración del agua y la escorrentía.

- La vegetación, incluyendo las plantas, arbustos y árboles que agotan la humedad por transpiración.

- Los niveles freáticos, profundos y colgados, determinados por la hidrogeología del sitio

- Los eventos climáticos, tales como temporadas lluviosas consecutivas o una sequía prolongada.

La profundidad del suelo en la cual hay deficiencia de humedad se define por la profundidad del nivel freático tal como se ilustra en la Figura B.2.2.20. La zona desecada, DL , por encima de la profundidad del nivel freático puede variar entre unos pocos hasta medio centenar de metros. La porción de la zona desecada cercana a la superficie está sujeta a cambios estacionales de la humedad y la succión. La profundidad de la fluctuación estacional de humedad, SL , es función de la magnitud y

frecuencia de los ciclos superficiales de humedecimiento y secado, de la intensidad y profundidad de las fisuras y grietas, y de los coeficientes de succión – expansión y succión – retracción del suelo, los cuales determinan las tasas de humedecimiento y secado. Los valores típicos de SL están entre 1 y 5 metros.

Succión (kPa)200 1000 2000 2000

0

(d) Nivel freático colgado

10

20

30

40

50

(b) Estación húmeda

(a) Estacion seca

(c) Área cubierta

(e) Modelo Capilar

Nivel Freático profundo

Zon

a de

seca

da, L

D

Pro

fund

idad

(m

)

LS

LA

Figura B.2.2.20. Ejemplos de perfiles de succión. (a) Preconstrucción en temporada seca; (b) preconstrucción en temporada húmeda; (c) postconstrucción por debajo del área cubierta; (d)

postconstrucción por encima del nivel freático colgado.


39

Causas y patrones de la expansión (Department of the Army, 1983) La causa principal de la expansión o el asentamiento de suelos susceptibles es el cambio en la humedad del suelo, el cual se atribuye a variaciones en el ambiente debido a condiciones naturales, a cambios relacionados con la construcción y a los efectos del uso del suelo en la humedad por debajo de la estructura. La expansión diferencial puede originarse por cambios no uniformes en la humedad del suelo, variaciones en la composición y espesor del suelo expansivo de cimentación, cargas estructurales no uniformes y la geometría de la estructura. Los cambios no uniformes de humedad se presentan en la mayoría de ítems de la Tabla B.2.2.16

Tabla B.2.2.16. Ejemplos de las causas de expansión de la cimentación por cambios en la humedad del suelo.

Cambios en las condiciones naturales del

ambiente.

Variaciones significativas en el clima, tales como sequías o lluvias fuertes, que producen cambios cíclicos de humedad y generan movimientos de borde de las

estructuras. Cambios en la profundidad del nivel freático que producen cambios en la humedad del

suelo. Expansión por congelamiento y por reacciones químicas del suelo, tales como

oxidación de la pirita de hierro.

Cambios relacionados

con la construcción.

Las áreas cubiertas reducen la evaporación natural de la humedad del terreno incrementando la humedad del mismo.

Las áreas cubiertas reducen la transpiración de la humedad a través de la vegetación incrementando la humedad del suelo.

La construcción en sitios donde se removieron grandes árboles pueden producir el incremento de la humedad debido al vaciado previo del agua del suelo por el extenso

sistema de raíces. El drenaje inadecuado del agua superficial de la estructura genera el empozamiento y el

incremento localizado de la humedad. Las zanjas defectuosas contribuyen al incremento localizado de humedad.

La infiltración en los suelos de la cimentación, en la interfaz suelo / cimentación y a través de las excavaciones hechas para los sótanos y las cimentaciones profundas

producen el aumento de la humedad bajo la cimentación. El potencial de expansión se incrementa por el secado de los suelos de cimentación

expuestos durante la excavación y la reducción de la sobrecarga de suelo. Acuíferos tapados.

Efectos del uso del suelo.

El riego de jardines incrementa la humedad del suelo. El cultivo de vegetación grande como los árboles a una distancia de la estructura de 1.0

a 1.5 veces la altura del árbol maduro empeora la hinchazón cíclica de borde. El secado del suelo por debajo de áreas calientes de la cimentación, tales como

calderas, contribuye a la retracción del mismo. El flujo de agua subterránea y las líneas de drenaje pueden causar expansión en la base

de la cimentación y movimientos diferenciales.

Patrones de expansión. Expansión en domo. La expansión en la base de las cimentaciones, aunque es errático a menudo, puede presentarse en un movimiento hacia arriba con forma de domo, el cual puede desarrollarse durante muchos años. El movimiento que se presenta tras la reducción de la evapotranspiración natural está comúnmente asociado con un patrón en forma de domo con la mayor expansión hacia el centro de la estructura. La evapotranspiración se refiere a la evaporación de la humedad de la superficie del suelo y la transpiración de la humedad de vegetación hacia la atmósfera.


40

La Figura B.2.2.21 ilustra de forma esquemática las grietas exteriores comúnmente observadas en muros de ladrillo debidas a patrones de expansión de domo o de borde. Generalmente, el patrón de expansión causa que las paredes exteriores de la estructura se inclinen hacia fuera, lo cual genera fracturas horizontales, verticales y diagonales con grandes grietas cerca de la parte superior. El techo tiende a restringir la rotación de los movimientos diferenciales verticales generando fracturas horizontales adicionales en la parte superior del muro. En climas semiáridos, cálidos y secos con niveles freáticos profundos se puede presentar una expansión severa del suelo de fundación si se le incorpora agua.

Desplazamiento en el borde

Levantamiento central

Fracturas diagonales

Fracturas horizontales

Fracturas verticales

Figura B.2.2.21. Ejemplos de fracturas en muros debidas a la expansión tipo domo de suelos de cimentación con expansión y retracción.

Expansión cíclica. En el largo plazo, se puede superponer una expansión y contracción cíclicas cerca al perímetro superficial, relacionada con el drenaje, la frecuencia y cantidad de lluvia y la evapotranspiración. Pueden ocurrir incrementos de volumen localizados cerca de fugas de agua o áreas empozadas. Puede desarrollarse un alabeo hacia abajo debido a la retracción del suelo por debajo del perímetro durante los periodos cálidos y secos o por la influencia desecante de los árboles y la vegetación adyacente a la estructura. Los efectos de borde pueden extenderse hacia el interior entre 2.4 y 3.0 m. En tierras bien drenadas son menos significativos. Los periodos de lluvias fuertes pueden causar la inclinación del terreno adyacente a la estructura con ascenso del borde e inversión del alabeo. Expansión de borde. La expansión de borde o en forma de plato de algunas secciones del perímetro puede observarse relativamente pronto tras la construcción, particularmente en climas semiáridos en sitios de construcción con vegetación de preconstrucción y falta de alivio topográfico. La remoción de la vegetación produce un incremento de la humedad del suelo, mientras que la ausencia de alivio topográfico (drenaje) permite el empozamiento. El patrón en forma de plato puede presentarse bajo


41

la cimentación debido a la consolidación, el secado de la superficie del suelo por fuentes de calor o, en ocasiones, por el descenso del nivel freático. Los cambios en el nivel freático debajo de estructuras uniformemente cargadas tal vez no contribuyan al incremento de volumen diferencial. Sin embargo, estructuras con cimentaciones profundas, tales como placa – pilotes, pueden afectarse por un cambio en el nivel freático o en la humedad del suelo, si la losa no está aislada de las vigas perimetrales y si los muros internos y el equipamiento no se han diseñado para acomodarse al movimiento de la losa. Movimiento lateral. El movimiento lateral puede afectar la integridad de la estructura. El empuje lateral del suelo expansivo con una fuerza horizontal igual a la presión pasiva puede causar el abultamiento y la fractura de los muros en los sótanos. Usualmente, los muros de sótano y los muros que soportan edificaciones no pueden tolerar la misma cantidad de movimiento que un muro de contención libre. Consecuentemente, tales muros deben diseñarse con un mayor grado de estabilidad. Los muros y cimentaciones de estructuras construidas en pendientes de más de 5° (9%) pueden experimentar daños por flujo plástico por gravedad en taludes de suelos expansivos. Éste fenómeno también puede cizallar cimentaciones profundas. El flujo plástico puede ser tal que el suelo alternativamente se expanda o se contraiga ayudado por la gravedad. La profundidad de un suelo que presente éste fenómeno varía de pocos centímetros a varios metros.

Generalidades del procedimiento experimental El ensaye de expansibilidad es típicamente realizado en un aparato de consolidación. El potencial de expansibilidad es determinado observando la expansión de un espécimen confinado lateralmente cuando es cargado y sumergido. Después que el espécimen es sumergido, la altura del espécimen se mantiene constante agregando cargas. La presión de expansibilidad es el esfuerzo vertical necesario para mantener un cambio de volumen igual a cero. Éste ensayo puede ser realizado en especímenes inalterados, remoldeados o compactados. El método de ensaye de potencial de expansión o asentamientos unidimensional en suelos cohesivos (ASTM D 4546 96) puede ser utilizado para determinar:

- La magnitud de expansión o asentamiento bajo una presión vertical (axial) conocida

- La magnitud de la presión vertical necesaria para mantener cambio de volumen igual a cero de especímenes confinados lateralmente y cargados axialmente.

Éste método de ensaye presenta tres alternativas de métodos de laboratorio para determinar la magnitud de expansión o asentamiento de muestras de suelos cohesivas o compactadas. A continuación se describen las alternativas de métodos de ensayes, las cuales requieren que el espécimen de suelo esté confinado lateralmente y cargado axialmente en un consolidómetro con acceso libre de agua.

Método A El espécimen es inundado y se le permite expandirse verticalmente a la presión de asentamiento (presión de por lo menos 1 kPa aplicada por el peso de la parte superior de la piedra porosa y la placa de carga) hasta que la expansión primaria es completada. El espécimen es cargado después que ha ocurrido la expansión primaria hasta que la relaciones de vacíos/altura inicial es obtenida (Figura B.2.2.22).


42

Éste método mide:

- La expansión libre

- El porcentaje de incremento de volumen para presión vertical confinante arriba de la presión de expansión

- La presión de expansión

0.92

0.88

0.84

0.80

0.763 INUNDAR

eo=0.785

4

0.92

60

2

4

6

2

5

ewo=0.630eo=0.785

ese=0.808

Rel

ació

n de

vac

íos,

e

Por

cent

aje

de d

efor

mac

ión,

Δh/h

1 10 100 1000 100000

Esfuerzo vertical efectivo, Log σ'v

MÉTODO A

Figura B.2.2.22. Comportamiento para el método A

Método B Se le aplica al espécimen una presión vertical que exceda la presión de asentamiento antes de la colocación de agua dentro del consolidómetro. La magnitud de la presión vertical es usualmente equivalente a la presión de sobrecarga in-situ o carga estructural, o ambas, pero puede variar dependiendo de la aplicación de los resultados del ensaye. Se le proporciona al agua acceso al espécimen. Esto puede resultar en expansión, expansión y después contracción, contracción, o contracción y después expansión. La cantidad de expansión o asentamiento es medida para cada presión aplicada después que el movimiento es insignificante. Éste método mide:

- El porcentaje de levantamiento o asentamiento para presión vertical, usualmente equivalente a la sobrecarga vertical estimada in situ, y otras presiones verticales hasta la presión de expansión y

- La presión de expansión.

0.88

0.84

0.80

0.76

1

INUNDAR eo=0.785

2

3

eu0=0.820

45

4

Por

cent

aje

de d

efor

mac

ión

Δh/h

2

0

-2

eu0=100KPa

eu0=350KPa

Rel

aciò

n de

vac

íos,

e

1 10 100 1000 100000


MÉTODO B

Figura B.2.2.23. Comportamiento para el método B


43

Método C Se mantiene el espécimen en una altura constante, ajustando una presión vertical después que el espécimen ha sido inundado con agua, para obtener la presión de expansión. Posteriormente se realiza un ensaye de consolidación. Éste método mide:

- La presión de expansión

- La presión de preconsolidación

- El porcentaje de levantamiento o asentamiento a través del rango de presiones verticales aplicadas.

Por

cent

aje

de d

efor

mac

ión

Δh/h

Rel

ació

n de

vac

íos,

e

0.84

0.80

0.76

0.72

0.686

1 10 100 1000 100000

-6

-4

-2

0

2

4

1

INUNDAR

EXPANSIÓN

RECOMPRESIÓN

e0=0.785

CSeu0=0.828

σp´=380kPa

mv=780 kPa

5

4

3

2

6

7

CC

e2=0.671


MÉTODO C

σ2=2560kPa

Figura B.2.2.24. Comportamiento para el método C

De éstas pruebas, podemos obtener los parámetros que se utilizan para la predicción de la expansión o el asentamiento:

Porcentaje de expansión o asentamiento

Es la relación del incremento o decremento del cambio en la altura vertical, Δh, a la altura original de una columna de suelo in situ;

100*h ó 100*h

hΔ (B.2.2.26)

Índice de expansión ( sC )

Pendiente de la curva de descarga de la gráfica de presión vs relación de vacíos en escala semilogarítmica.

Índice de Compresión ( cC )

Pendiente del tramo virgen de una curva de compresibilidad para la condición saturada.

Esfuerzo de expansión ( sp'σ ó spσ )

- Escuerzo que previene que el espécimen no se expanda.


44

- Esfuerzo requerido para regresar el espécimen a su estado original, después de haberse expandido.

Una vez que se han obtenido estos parámetros, se pueden predecir futuras deformaciones usando el índice de expansión para una curva convencional de consolidación-descarga y condiciones finales de esfuerzo efectivo.

LOG ( -ua)

LOG ( -ua)

CS LOG ( -ua)

LOG ( -ua)

O-F

Trayectoria delesfuerzo

? e

A

CS

Ct

Curva de rebotetrasladada

F

eo

ef

(ua-uw)o

Descripción

e

A-F

Trayectoria estructural del esfuerzoTrayectoria del esfuerzo

Cm

O

LOG(ua-uw)

Figura B.2.2.25. Gráfica tridimensional que ilustra las trayectorias de esfuerzos de la prueba realizada con el método B y su relación con las variables de esfuerzo para un suelo parcialmente

saturado (SMMS, UAQ, 2004).

La ecuación para la porción de descarga (rebote) de la prueba del edómetro se puede escribir:

sc

fsf Cee

'

'log0 σ

σ−= (B.2.2.27)

Donde:

fe : Relación de vacíos final

0e : Relación de vacíos inicial

sC : Índice de expansión

f'σ : Estado de esfuerzo efectivo final

sc'σ : Esfuerzo de expansión corregida de una prueba a volumen constante

El estado de esfuerzo efectivo final se debe calcular basándose en el conocimiento del esfuerzo de sobrecarga, 0'σ , el incremento del esfuerzo debido a la carga aplicada, σΔ ,

y un esfuerzo efectivo equivalente debido a la succión final.


45

El esfuerzo efectivo final debería tomar en cuenta los cambios en el esfuerzo y la presión final del agua de poro

wff u−Δ±= σσσ 0'' (B.2.2.28)

Donde: σΔ : Cambio en el esfuerzo total debido a la excavación o sobrecarga por carga

wfu : Presión final estimada del agua de poro

La expansión total es la suma de los desplazamientos de cada capa de suelo:

( )∑ ∑= = +Δ=Δ= n

i

n

ii

i

ii z

e

ez

1 1 01ρ (B.2.2.29)

( )∑ ⎥⎥⎦⎤

⎢⎢⎣⎡ ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝⎛

+=isc

fis

e

zC

'

'log

1 0 σσρ (B.2.2.30)

Donde: ρ : Incremento de volumen total

izΔ : Incremento de volumen de la capa i

iz : Espesor inicial de la capa i ( )iscfsifi Ceee ''log)( 0 σσ=−=Δ : Cambio en la relación de vacíos de la capa i

n : Número de capas Factores que influyen en el tipo de cimentación, método de diseño y tratamiento del suelo:

- Diferencias en el clima

- Condiciones del suelo

El potencial expansivo no se manifiesta sino hasta meses o años después de la construcción, por lo que el costo inicial de la cimentación no es tan importante como el mantenimiento, en caso de deficiencias en el diseño.

Tipos de cimentaciones utilizadas en suelos expansivos

- Zapatas

- Losas de cimentación

- Pilotes cortos

Las zapatas aisladas no se usan en cimentaciones sobre suelos expansivos. Donde se han utilizado, ha sido una tentativa de incrementar la presión sobre el suelo con el objeto de minimizar la expansión (Figura B.2.2.25). Algunas modificaciones que se han realizado son:


46

- Restringir el ancho de la base de la zapata

- Colocar el muro de cimentación directamente en el suelo, sin zapata.

- Proporcionar espacios vacíos entre la contratrabe o el muro y el suelo.

- Incrementar el refuerzo en el perímetro y en la losa del piso para rigidizar la cimentación

Muro de sotano

Muro de cimentación monolítico tipo " california"y losa de piso

Relleno de arena o grava(puede ser o no utilizado)

Acero de refuerzo

Figura B.2.2.26. Muro “zapata” perimetral continuo, utilizado en áreas donde el suelo tiene de bajo a moderado potencial de expansión (SMMS, UAQ, 2004)

La losa y la zapata son coladas como una unidad y reforzadas para resistir presiones rotacionales en la zapata. Las zapatas aisladas pueden usarse cuando las capas de suelo expansivo son delgadas y un estrato no expansivo de suelo puede alcanzarse en menos de 3 m. La Figura B.2.2.27 muestra el bulbo de esfuerzos para la zapa estrecha, pero el bulbo es tan pequeño que puede ocasionar asentamientos y no impedir que actúe la presión de expansión. Es evidente que el uso de zapatas aisladas debe restringirse a suelos cuyo potencial expansivo sea menos del 1% y a presiones de expansión muy bajas. El mismo principio se aplica a las zapatas corridas. Solo que las zapatas corridas ayudan a rigidizar la estructura disminuyendo las expansiones diferenciales. Han sido utilizadas con éxito losas de concreto reforzado con un tramado de vigas que se cruzan como cimentaciones para estructuras pesadas construidas sobre suelos expansivos (Figura B.2.2.28).


47

2B=

2ft

q

B=ft

Δ=0.5q

Δ=0.3q

Figura B.2.2.27. Bulbo de esfuerzos para una zapata estrecha (SMMS, UAQ, 2004)

A

ExteriorViga (Estructura)

Membrenaimpermeable

Interior de la viga

B

Relleno selecto

Deben ser especificadas las dimenciones de la viga y la

profundidad dentro del suelointacto

CATTACHED GARAGE,

CARPORT, PORCH BEAMS

D

Refuerzo (Debe tener tipo de varilla y distancia especificada)

A B B C D

Figura B.2.2.28. Sistema de cimentación a base de losas rígidas (SMMS, UAQ, 2004)

Las losas rígidas son excelentes sistemas de cimentación en áreas donde el suelo nunca ha sido cargado o donde las condiciones del suelo expansivo se extienden a profundidades donde la construcción de pilotes se vuelve económicamente prohibitiva

Consideraciones de diseño: Existen varias aproximaciones teóricas que han sido desarrolladas por diferentes investigadores. Todas toman en cuenta diferentes combinaciones de parámetros del suelo y de la estructura. Cinco principales se resumen en la Tabla B.2.2.17.


48

Tabla B.2.2.17 Aproximaciones teóricas desarrolladas por diferentes autores

mymy

mym

Límites cúbicosLímites parabólicos

w w

MontículoelásticoE, u

ee

MontículoelásticoE, u

LpPpqeqc

qe

L

e

Wonkleracoplado, kLímites parabólicos

L

w

y Winkler, K

qewqcqe

LL

w

eMontículorígido

m

4. L, b, d, S, E 3. w, qe, qc 2 . ym, e, qo, f 1. TMI

4. L, b, S, E, 3. w,lc,qc.qe 2. ym,e 1. (N/A) Es,v

4. L, E 3. w 2. ym,e,k 1. (N/A)

4. L, S, E 3. w,qc,qe 2. ym 1.(N/A)

4. L,E 3. w 2. C1. Cw

Plano bajo el centro, a una distancia E desde los límites. Parabólicosen los límites.

Plano en el centro,Parabolico en los límites

Plano en el centro.Cubico en los límites

Montículo parabolicoy= ax

Montículo rectangular.Indicé de soportewmpírico (c) referido al registro del clima y a las propiedadesdel suelo

4. Parámetros de la losa 3. Condiciones de carga 2. Parámetros del suelo 1. Clima Parametros de diseño

Suposición de la forma del montículo

Suposición de la interpretacion de la losa cargada y la estructura del suelo

Método de diseño

1BRAB(1968)

2Lytton(1972)

3Walsh(1978)

4Swinburne, hoññandet al (1980)

5BPTI(1980)

a: constante de la ecuación del montículo; b: ancho de la cimentación; c: índice de soporte; Cw : factor de clima; d: profundidad de la cimentación; e: distancia del límite; Es: Módulo de elasticidad del suelo; k: módulo de subgrado; L: longitud de la losa; m: exponente del montículo; ν:relación de Poisson del suelo; w : peso de la cimentación promedio; qa : presión de carga permisible en el suelo; qc: carga en el centro; qe: carga en el límite, S :espaciamiento de la cimentación (vigas); f: coeficiente de fricción losa-suelo; E :distancia al límite de la cimentación.

La tarea geotécnica primaria en el diseño de la losa es definir el tamaño, la forma y las propiedades de la superficie de suelo distorsionada, o montículo que se puede desarrollar bajo la losa. La forma que la superficie del suelo desarrollará bajo una losa depende de:

- La expansión

- La rigidez del suelo

- Las condiciones iniciales de humedad

- La distribución de humedades

- El clima

- El tiempo transcurrido desde la construcción

- Las cargas estructurales

- La rigidez de la losa

También pueden presentarse las deformaciones como se muestran en la Figura B.2.2.29. El levantamiento en las orillas resulta cuando en el exterior de la estructura se incrementa el contenido de agua antes que en el interior. Éste podría ser el caso, por ejemplo, de los sistemas de riego de los jardines.

Superficie del terreno original

Figura B.2.2.29. Distorsión de un montículo que se puede desarrollar bajo la losa (SMMS, UAQ, 2004)


49

Estos patrones se refieren como: levantamiento en el centro y levantamiento en las orillas. El tamaño del montículo y la forma son definidos en la mayoría de los procedimientos de diseño por el máximo levantamiento diferencial ( máxy ), la distancia de “variación de

la humedad” en la orilla (e) de la cimentación, y un factor de forma del montículo ( m ). El máximo levantamiento diferencial ( máxy ) se calcula como un porcentaje máximo de

expansión predicho ( máxρ ).

La predicción del levantamiento puede hacerse utilizando cualquier técnica que se prefiera, pero los procedimientos del oedómetro y de la succión son los más recomendables. Observaciones han mostrado que el levantamiento en losas ( máxy ) varía de 33 a 100%

del levantamiento total. La distancia a la orilla de la cimentación (e) es función de las condiciones climáticas, de la rigidez relativa de la losa y el suelo, de las condiciones de frontera de la losa y de otros factores. Es el parámetro de diseño más difícil de estimar. Pero con mediciones se ha estimado que el rango está entre 0.5 y 1.50 m. El método del PTI recomienda estimar la distancia a la orilla basándose en el índice de humedad de Thornthwaite.

6

5

4

3

2

1

0-30 -20 -10 0 10 20 30Indices de humedad de Thornthwaite

AridoCLIMA

Dis

tanc

ia d

e va

riaci

ón e

n la

hor

illa

em (

ft)

LEVANTAMIENTO DEL CENTRO

LEVANTAMIENTO DE LA ORILLA

Nota: Usar rango superior para suelos fisurados

Seco Húmedo Mojado

Figura B.2.2.30. Método de Thornthwaite (SMMS, UAQ, 2004)

El índice de soporte (C ) es un parámetro empírico referido al módulo de elasticidad del suelo propuesto por la BRAB y toma en cuenta que la expansión decrece cuando se incrementa la carga aplicada.


50

1.0

0.9

0.8

0.7

0.610 20 30 40 50 60 70 80 90 P.I.

1.1 3.0 4.8 6.4 7.7 8.9 10.0 11.0 12.0 PVC

1.0 2.0 3.0 4.0 5.0 6.0 7.0 8.0 9.0 Indice de expansión (%)

Indi

ce d

e so

port

e (C

)

cw=45cw=40

cw=35cw=30

cw=25

cw=20

cw=15

Figura B.2.2.31. Distorsión de un montículo que se puede desarrollar bajo la losa (SMMS, UAQ, 2004)

El índice de soporte es estimado basándose en la distancia al límite ( E ), las propiedades del suelo y el factor climático ( wC ). El factor climático involucra la precipitación anual,

número de veces que ocurre la precipitación, duración de cada ocurrencia, y la cantidad de precipitación de cada ocurrencia. El exponente m, define la curvatura del montículo y está relacionado con la longitud de la losa y la profundidad de la zona activa. Éste exponente rara vez excede 7 u 8. Un exponente de 2 proporciona el soporte mínimo y es la condición más conservadora para fines de análisis.

B.2.2.2.3. Dispersivos

Causas y mecanismos. (Rayano, S.d.) Se denomina así al proceso por el cual las partículas de arcilla de muy pequeñas dimensiones, ven disminuidas sus fuerzas de atracción molecular por efecto de la presencia de iones de sodio, lo que las vuelve susceptibles al arrastre o dilución. Los cationes Na+ aumentan el espesor de la doble capa y las fuerzas eléctricas de repulsión, siendo superiores a las de atracción de Van der Walls. El proceso degrada los suelos con alto contenido de sodio debido al arrastre (dispersión o defloculación) de coloides. Determinadas condiciones como flujos de agua pura (agua de lluvia), con bajos contenidos de sales, activan y aceleran el proceso, que lleva a veces a la ruina de las obras, incluso con cargas nulas o muy pequeñas de agua. Frecuentemente se presentan serios problemas de erosión por la presencia de suelos dispersivos en terraplenes de carreteras, obras de defensa contra inundaciones y secciones de escurrimiento de canales. La erosión de los suelos puede producirse por fenómenos de distinta naturaleza: Según Ghuman y otros (1976) los mecanismos de erosión se pueden generar por:

- Fuerzas exteriores por el incremento de la velocidad del fluido.

- Degradación de las fuerzas internas, como la disolución química de cementos naturales o la dispersión de arcillas.


51

La erosión continúa hasta que las fuerzas externas e internas se equilibran. En suelos arcillosos la erosión se produce debido al fenómeno denominado dispersión. Las partículas de arcilla son elementos laminares muy pequeños con cargas negativas en su superficie, sobre éstas partículas actúan fuerzas que tienden a flocularlas y otras que tienden a separarlas. Las primeras se deben a la atracción entre átomos de partículas adyacentes y son inversamente proporcionales a una potencia de la distancia entre las mismas e independientes de las características químicas del medio que rodea a las partículas de arcilla. Las segundas se deben a la repulsión electrostática generada por las cargas negativas superficiales y son considerablemente mayores que las anteriores. Si éstas cargas negativas no son neutralizadas, las partículas se mantienen en suspensión comportándose como coloides. Según Mitchell (1993), la floculación se logra cuando se incorporan a la estructura de la arcilla elementos con cargas positivas, denominados cationes, los cuales neutralizan las cargas negativas. Estos cationes provienen de la solución en la que se encuentra la partícula de arcilla (agua de poro) y los más comunes son el calcio, el magnesio, el sodio y el potasio. En torno a cada catión se forma una esfera de solvatación con moléculas de agua, éste conjunto es el que se adhiere a la partícula de arcilla debido al campo eléctrico que generan los cationes y a las características bipolares de las moléculas de agua. El tamaño de la esfera de solvatación disminuye al aumentar la concentración de cationes en la solución y viceversa. Sherard y otros (1976) indican que algunas arcillas naturales se dispersan ante la presencia de agua relativamente pura como la proveniente de precipitaciones. El fenómeno se produce debido a que el agua presente en los poros del suelo tiene una mayor concentración de cationes que el agua de lluvia y cuando ésta ingresa al suelo produce dos efectos:

- Por un lado, tiende a tomar cationes del agua de poro para reducir la diferencia de concentración, lo cual genera un desequilibrio entre el complejo de adsorción de la partícula de arcilla y el agua de poro, y produce una transferencia de cationes desde la partícula hacia el agua de poro. El resultado es una descompensación eléctrica de la estructura química de la arcilla y el aumento de la repulsión electrostática entre partículas.

- Por otra parte, los cationes que permanecen adheridos a la partícula de arcilla tienden a aumentar su esfera de solvatación por la disminución de la concentración de cationes en la solución. Esto aumenta la distancia entre partículas con la consecuente reducción de las fuerzas de atracción.

Ambos efectos producen la dispersión de las partículas de arcilla, acercándola al estado coloidal. En éstas condiciones un gradiente hidráulico mínimo puede provocar erosiones considerables. Según Holmgren y otros (1976) la tendencia a la erosión por dispersión depende fundamentalmente del tipo de catión predominante en la estructura de la arcilla, siendo los suelos sódicos más dispersivos que los que contienen calcio y magnesio, aunque también influyen en menor medida el pH del suelo y el tipo de mineral arcilloso.


52

Las investigaciones efectuadas en el tema indican que los ensayos estándar de clasificación de suelos para fines de ingeniería no detectan la susceptibilidad a la erosión por dispersión en suelos finos. El método sugerido por la mayoría de los investigadores es el ensayo pin hole, que consiste en provocar un flujo de agua, con una determinada carga hidráulica, a través de un pequeño orificio realizado en una muestra de suelo. El diámetro final resultante, el grado de turbidez del agua y la carga hidráulica aplicada permiten clasificar las características dispersivas del suelo. También se emplean ensayos químicos para determinar los cationes de calcio, magnesio, sodio y potasio en la estructura de la arcilla y en el agua de poro del suelo. El porcentaje de sodio con respecto a los demás cationes indica el potencial dispersivo de la arcilla. La literatura internacional ha optado por correlacionar las características dispersivas con análisis químicos efectuados en el agua de poro del suelo, midiendo el porcentaje de sodio con respecto al total de sales disueltas. A partir de estos valores y basados en resultados de ensayos pin hole, Sherard y otros (1975) elaboraron la Figura B.2.2.32 y establecieron tres zonas. La Zona A, con altos valores de sodio corresponde a suelos dispersivos; la Zona B, con bajos valores de sodio corresponde a suelos no dispersivos; y la Zona C se define como transición.

Por

cent

aje

de s

odio

10010.001.000.10

0

20

40

60

80

100

TDS = Ca + Mg + Na + K

Total de sales Disueltas en el Extracto de saturacion en miliequivalentes por litro

Zona B (no dispersivo)

Zona a C

Zona A (dispersivo )

No Dispersivo en ensayo Pinhole

Dispersivo en ensayo Pinhole

Figura B.2.2.32. Características dispersivas y sales disueltas en el agua de poro.

Según el análisis del fenómeno de la dispersión, el factor fundamental es el porcentaje de sodio presente en la capa adsorbida de la partícula de arcilla. El criterio de analizar el agua de poro en lugar de los cationes adheridos a la partícula de arcilla se basa en que existe una correlación entre el tipo y la cantidad de cationes presentes en ambos ambientes, y se opta por emplear el análisis químico del agua ya que la técnica es más simple de aplicar (Mitchell, 1993).


53

En éste orden de ideas, y considerando los suelos dispersivos sódicos, Dissayanake evalúa cualitativamente la probabilidad de que diferentes procesos participen en la génesis de los mismos (Tabla B.2.2.18).

Tabla B.2.2.18. Génesis de suelos dispersivos y sódicos.

Origen / Proceso Probabilidad Meteorización de roca parental sedimentaria (principalmente del Triásico al Jurásico). Muy probable.

Procesos de lixiviación debidos a la lluvia. Muy probable. Puede deberse a algunas acciones eólicas. Probable.

Cuencos de drenaje y mares interiores evaporados durante periodos áridos. Muy improbable.Nivel freático en ascenso. Muy improbable.

Uso de un sistema de irrigación salino. Muy improbable.Sal transportada por el viento desde mares cercanos. Muy improbable.

Asimismo, presenta los siguientes mecanismos para la formación de suelos dispersivos sódicos. Como cualquier catión, el Na+ se une a las partículas de arcilla cargadas negativamente. Una cantidad crítica de iones de Na+ impide que las partículas de arcilla del suelo se aglutinen o floculen. Éste proceso debilita la unión entre las partículas de arcilla del suelo luego de un humedecimiento. A su vez, esto resulta en la hinchazón y la liberación de las partículas de arcilla. Cuando esto sucede, las partículas de arcilla se dispersan y erosionan. Las partículas de arcilla dispersas pueden reducir la infiltración y el drenaje. Por otra parte, el suelo al secarse se contrae sin densificarse y sin estructura.

Generalidades del procedimiento experimental A pesar de que los suelos dispersivos pueden detectarse mediante ensayos pinhole, en el caso de obras de considerable extensión sería útil contar con una guía que sugiriera los puntos donde pueden encontrarse, lo cual ayudaría al diseño del alineamiento de canales por sectores no dispersivos o a prever costos de mantenimiento o estabilización al cruzar por sectores dispersivos. Asimismo, contribuiría a la elección de alternativas de costo mínimo en estudios de yacimientos para extracción de suelos considerando, por un lado, los costos de extracción y transporte en suelos no dispersivos, y por otra, el costo de estabilización de yacimientos de suelos dispersivos. También reduciría el costo de los estudios de suelos al permitir conocer con anticipación el tipo de problema a encontrar en campo. El procedimiento consiste en detectar distintos ambientes geomorfológicos mediante fotografías aéreas, tomar muestras de lugares representativos de cada ambiente, efectuar ensayos de granulometría, PH, humedad natural, intercambio de cationes, capacidad de intercambio catiónico, entre otros, y elaborar cartas de suelos. En el estudio realizado por Rayano se pretendía encontrar una correlación entre los parámetros de suelos determinados por el INTA y las características dispersivas de los mismos con el fin de emplear las cartas elaboradas por éste organismo como guía para la identificación de suelos dispersivos. Con éste objetivo se tomaron 55 muestras de lugares con problemas de erosión y sin ellos, y se realizaron las pruebas citadas en el párrafo anterior.


54

En la Figura B.2.2.33 se presenta la correlación establecida entre las características dispersivas de los suelos y el porcentaje de sodio intercambiable (ESP). En función de los resultados presentados se sugiere establecer la Zona No Dispersiva para valores de ESP menores que 2, y la Zona Dispersiva para valores de ESP mayores que 5. Para valores de ESP entre 2 y 5 se definió una zona de transición. Ésta es una primera aproximación, considerando que los límites quedarían mejor definidos con un mayor volumen de datos. Asimismo, puede apreciarse que el pH no presenta una incidencia importante en las características dispersivas de los suelos. Como el porcentaje de sodio intercambiable (ESP) se calcula para cada ambiente geomorfológico, es posible emplear las cartas de suelos ya elaboradas para establecer los posibles lugares de aparición de suelos dispersivos.

PH

100

10

5

2

1

Dispersivo en Ensayo Pinhole

No Dispersivo en ensayo Pinhole

Dispersivo

Transición

No Dispersivo

1098765

porc

enta

je d

e so

dio

inte

rcam

biab

le (

ES

P)

Figura B.2.2.33. Correlación entre ESP y pH con características dispersivas.

Tipos de tubificación.

- Levantamiento: en los primeros estudios sobre éste fenómeno se analizaron “reventones” en los cuales la arena entra en “ebullición” y provoca el colapso de la obra si el peso del suelo es insuficiente para contener el movimiento ascendente del mismo, bajo el efecto de la fuerza de filtración, cuando se alcanza un determinado gradiente “crítico”. Terzaghi (Terzaghi & Peck, 1973) recomendó la construcción de un “filtro invertido cargado” (materiales gruesos arriba) de forma que su peso, colocado en la zona donde emergen las líneas de corriente en forma concentrada, evite el sifonamiento e incremente el factor de seguridad.

- Retrógrada: la tubificación retrógrada puede producirse en prácticamente todos los suelos (en los no “cohesivos” si algún estrato o estructura impide el desmoronamiento del túnel), de aguas abajo hacia aguas arriba siguiendo


55

preferentemente el camino de concentración de las líneas de flujo. El conducto se forma por las zonas geológicamente más débiles, por los planos de estratificación permeables o en cualquier otra zona de concentración del flujo donde la energía llega sin sufrir grandes pérdidas debidas a la fricción. (Figura B.2.2.34).

b) Cimentación de una presa de tierra

a) Terraplén

Figura B.2.2.34. Proceso de erosión regresiva que conduce a la tubificación.

- Pozos o Sumideros: la morfología de los pozos y sumideros comienza verticalmente y luego se desarrolla horizontalmente, sugiriendo la forma de sifones (Figura B.2.2.35). Estos se producen porque el agua de lluvia penetra y erosiona a través de pequeñas fisuras abiertas por la contracción del suelo o las raíces de las plantas. Son característicos de las arcillas dispersivas.

d

Arcilla limosa

Cubierta de pasto

12" superficie del suelo

Erosión de suelos / Arcillas dispersivas / Loesss

Figura B.2.2.35. Sifón (sinkhole).

La tubificación pueden prevenirse mediante criterios adecuados de diseño, tanto en suelos granulares como en “cohesivos”. Los suelos dispersivos pueden emplearse cuando no se dispone de otros, implementando medidas de control adecuadas que impidan o aseguren el autosellado de las fisuras potenciales. El control en obra de éstas medidas es clave. En los terraplenes los riesgos son mayores debido a la posible tubificación superficial.

B.2.2.2.4. Colapsables

Fenómeno de colapso. Los suelos colapsables, también conocidos como suelos metaestables, son suelos no saturados sometidos a grandes cambios de volumen por cambios en el grado de saturación. El aumento en el cambio de volumen, usualmente repentino, podría causar


56

considerables daños estructurales. En los suelos parcialmente saturados con una estructura abierta, al aumentar el grado de saturación debido a cambios ambientales o de otro tipo se pueden producir reducciones volumétricas irrecuperables sin que varíen las solicitaciones externas del suelo; es decir, se produce el colapso sin aumento de la carga aplicada (Figura B.2.2.36).

d

aumento en saturación

Presión (escala logaritmica)P

b

ce2

e1

a

w

Rel

ació

n de

vac

ios,

e

Figura B.2.2.36 . Fenómeno de Colapso.

Donde ab: Determinada a partir del ensayo de consolidación para un espécimen con contenido de agua natural. e1: Relación de vacíos equilibrio antes de saturación. e2: Relación de vacíos equilibrio después de saturación. cd: Curva después de cargar adicionalmente después de la consolidación.

Tipos de suelos colapsables y características.

- Eólicos: estos corresponden al ejemplo más común de suelos colapsables. Los suelos eólicos típicos son arenas o limos de depósitos de viento, como loes, playas eólicas y depósitos de cenizas volcánicas. Se caracterizan por tener altas relaciones de vacíos y bajos pesos unitarios in situ. Son típicamente granulares o sólo ligeramente cohesivos.

- Residuales: estos suelos, producto de la meteorización in situ de la roca parental, también tienen potencial para el colapso. El proceso de meteorización produce suelos con un amplio rango de distribución del tamaño de partículas. Los materiales solubles y coloidales son lixiviados por la meteorización, lo cual redunda en grandes relaciones de vacíos y por lo tanto en estructuras inestables.

Características que debe tener un suelo para que en él ocurra un colapso.

- Estructura abierta, no saturada, tipo colmena, capaz de reducir significativamente su volumen a expensas de una disminución del volumen de poros.


57

- Estado exterior de carga suficientemente grande como para generar una condición metaestable para la succión aplicada.

- Existencia de enlaces entre partículas que se debiliten en presencia del agua

Algunos materiales arcillosos de plasticidad baja y media presentan un comportamiento combinado de incremento de volumen y colapso cuando se los satura. El cambio neto de volumen que experimenta un suelo arcilloso cuando se pone en contacto con el agua es la suma de dos términos, por un lado la expansión que se produce al relajar los esfuerzos netos entre partículas y por otro el colapso que ocurre al fallar las uniones entre grandes partículas. La deformación que se atribuye al incremento de volumen puede ser elástica, no así la que corresponde al colapso. Ésta última implica un reordenamiento de la estructura y es irreversible. Un mismo suelo puede sufrir incremento de volumen, colapso o ningún cambio de volumen de acuerdo con la densidad seca, la humedad y la presión aplicada en el momento de la inundación. Jennings y Kenight (1975) afirman que existe un cruce en las curvas obtenidas en los ensayos realizados en una prueba doble edométrica que separa la zona de incremento de volumen probable de la zona de colapso probable (Figura B.2.2.37).

e

Región de hincamiento

Curva paracondición saturada

Curva para el contenido de agua natural

log σ

e0i

Región de colapso

Figura B.2.2.37. Incremento de volumen y colapso para un mismo suelo (Jennings y Kenight, 1975).

Generalidades del procedimiento experimental Un suelo con tendencia a colapsar es estable, en general, mientras el grado de saturación es menor que cierto límite a partir del cual la llegada del agua puede debilitar los enlaces existentes lo suficiente como para que se produzcan deslizamientos tangenciales en los contactos entre partículas. Los enlaces entre las partículas del suelo pueden ser de varios tipos:


58

- Enlace capilar que se presenta fundamentalmente en el caso de limos y arenas. Los meniscos que se forman en la interfaz aire–agua–partículas sólidas generan fuerzas normales que aumentan los esfuerzos en dichas partículas rigidizando el conjunto. En el caso de las arcillas, éste fenómeno no es tan claro a nivel de partículas aunque es probable que ocurra a nivel de agrupaciones más grandes de las mismas. En cualquier caso, si el grado de saturación crece por aumento de la humedad o por reducción del índice de vacíos estos enlaces desaparecen y el conjunto se debilita pudiendo llegar al colapso si la presión exterior aplicada es lo suficientemente grande.

- Enlaces con puentes de partículas arcillosas que unen entre sí partículas mayores de limo, arena o arcillas. Las partículas de arcilla que forman los puentes pueden ser de origen diferente, pueden haber sido transportadas por el agua, estar allí desde la formación del suelo, o ser autogenéticas por acción del agua intersticial sobre los feldespatos existentes. Estos puentes de arcilla pueden desaparecer o cambiar su estructura con la llegada del agua.

- Enlaces por cementaciones formadas por el arrastre de sales, generalmente calcáreas, que se precipitan en los huecos que dejan las partículas de arena. Si posteriormente estos suelos son sometidos a un lavado permanente, las sales pueden disolverse desapareciendo los enlaces y causando la reordenación de la estructura.

En todos los enlaces descritos la llegada del agua causa el mismo efecto: La reducción de la resistencia al corte en los contactos entre partículas sólidas (esfuerzos efectivos). Si ésta resistencia cae por debajo del esfuerzo impuesto por las cargas exteriores aplicadas se produce el colapso que conduce a una nueva estructura capaz de resistir el nuevo estado de esfuerzos. Una vez que ha ocurrido el colapso la nueva estructura del suelo es estable y es incapaz de sufrir nuevos colapsos a menos que cambie el estado de esfuerzos existente o el grado de saturación. El colapso no se produce al mismo tiempo ni con la misma humedad en todos los tipos del suelo. Existen suelos más arenosos donde el agua desestabiliza el esqueleto cuando se humedecen y se produce el colapso, pero los agregados no se rompen ni se fusionan entre sí. Al humedecer las gravas, como existen pocos puntos de contacto entre las partículas, los esfuerzos de contacto son muy grandes, se genera reacomodo esqueletal y también ocurre el rompimiento y reacomodamiento Al humedecer una arena parcialmente saturada, se desestabiliza el sistema por efecto de la capilaridad al inundarla y se crea un pequeño colapso, pero como no hay esfuerzos tan grandes que rompan las partículas no hay fusión de las mismas sino sólo un reacomodamiento. Los suelos partículas muy finas de tipo arcilloso, muestran un comportamiento seco aparentemente rígido, pero en presencia de agua lo pierden, permitiendo un reacomodo esqueletal y la deformación – fusión de las partículas, produciendo el colapso.


59

Grueso

0.1

0.1mm

Fino

Tamaño de partículas

Succion Matricial:ratura y rearreglode partículas

Succion total:ablandecimiento de partículas (arcillas)

Succion total:Rotura y arreglo de partículas

Def

orm

acio

n vo

lum

étric

a

1

10

Figura B.2.2.38. Colapso por humedecimiento.


60

B.2.2.3. PRUEBAS PARA CLASIFICAR ENROCAMIENTOS El comportamiento mecánico de las estructuras geotécnicas construidas a base de enrocamientos está controlado principalmente por:

- Los tamaños de los granos y fragmentos rocosos

- La forma

- La rugosidad

- La dureza

A continuación se describen las pruebas de laboratorio más comunes para caracterizar éstas variables.

B.2.2.3.1. Granulometría Basado en la investigación desarrollada por Raúl J. Marsal (1972) dentro de la cual se desarrollaron una serie de pruebas granulométricas para determinar la graduación de enrocamientos y gravas empleados en su momento para la construcción de presas nacionales e internacionales, se describe a continuación el procedimiento llevado acabo para determinar la composición granulométrica de los materiales de enrocamiento. La prueba permite determinar la graduación de los granos y/o fragmentos que integran los materiales de enrocamientos. Consiste en hacer pasar una cantidad de material a través de una serie de tamices, los cuales se colocan de acuerdo a la abertura de la malla, apilándolos desde el de mayor abertura hasta el de menor, reteniendo los granos y fragmentos de mayor a menor dimensión, acumulándose una cantidad de material en cada uno de los tamices.

B.2.2.3.1.1. Equipo Para determinar la composición granulométrica de los enrocamientos debido al tamaño de los fragmentos de roca que los constituyen, se requiere de un equipo que permita separar la fracción que quede situada por encima de las mallas empleadas en la prueba granulométrica estándar.

Cribadora primaria De acuerdo con el tamaño de los fragmentos se requiere una cribadora similar a las que existen en las plantas de concreto de aproximadamente 1.5 m³ de capacidad, en la Figura B.2.2.39, se puede observar la cribadora primaria, la cual está constituida de dos cribas vibratorias cada una constituida por tres tamices, las dimensiones de los claros y su forma se describe en la Tabla B.2.2.19.

Tabla B.2.2.19. Juego de cribas

Tamiz Criba

Designación mm Forma del

claro 6” x 8” 152.4 x

203.2 ovalada

3” x 4” 76.2x101.6 ovalada No. 1

1½” 37.50 cuadrada ¾” 19.0 cuadrada 3/8” 12.50 cuadrada No.2

¼” 9.50 cuadrada


61

Figura B.2.2.39. Cribadora primaria

Cribadora secundaria (Tamizadora vibratoria) Para determinar la graduación de la fracción que pasa por la malla ¼” (6.3 mm), se utilizará el equipo comúnmente usado en una prueba granulométrica estándar, cribadora vibratoria (Ro-tap) y los tamices con abertura de malla posterior a ¼” (6.3 mm). En la Figura B.2.2.40, se puede observar una cribadora secundaria de gran capacidad que separa diámetros nominales desde ¾ ” (19 mm) hasta 0.2 mm (malla No. 100).

Bascula Atendiendo a la necesidad del volumen de material retenido en cada uno de los tamices de la cribadora primaria se requerirá el uso de básculas de gran capacidad de aproximadamente 1000 kg.

Carros transportadores El material retenido en los tamices y la fracción que pasa el tamiz de ¼” (6.3 mm) es transportado a la báscula y a la cribadora secundaria por medio de carros transportadores de 160 cm de largo x 80 de ancho, con una altura de 40 cm.

Tolva Se localiza en la parte superior de la cribadora, y es en la que se vierte la muestra de enrocamiento, ésta presenta una forma cónica para permitir que el material caiga por gravedad sobre las cribas, las dimensiones de la tolva atenderán al volumen de la muestra de enrocamiento, las dimensiones de la tolva que se muestra en la Figura B.2.2.39 es de 212 x 210 cm, con una altura del cono de 70 cm, y una extensión rectangular por encima del cono de 48 cm de altura.

Criba No.2

Criba No.1

Tolva


62

Parrilla Fabricada con una abertura de 203 mm, de material resistente (fierro ángulo), para retener los fragmentos mayores a 200 mm, las dimensiones aproximadas de la parrilla es de 240 x 310 cm.

Horno Debido al tamaño de los fragmentos de roca y a su peso correspondiente de la muestra se utilizan hornos de gran capacidad para secar las muestras. Tabla B.2.2.20 muestra las dimensiones y las capacidades, así como los rangos de temperatura usualmente empleados.

Tabla B.2.2.20. Hornos para el secado del material

Capacidad Potencia Temperatura Horno No.

m³ Watts °C 1 0.32 1500 0-300 2 0.32 3000 0-300 3 0.08 1500 105

Figura B.2.2.40. Cribadora secundaria

Equipo (Granulometría convencional) Éste equipo corresponde al comúnmente usado en la prueba de análisis granulométrico mediante el procedimiento estándar.

- Juego de tamices: fabricadas con acero de bronce y acero inoxidable, de diversos calibres tejidos en forma de cuadricula con una abertura según la Tabla B.2.2.21. El tejido estará sostenido por un bastidor circular metálico, de lámina de bronce o latón de 206 ± 2 mm de diámetro interior y 68 ± 2 mm de altura.

Tamices


63

Tabla B.2.2.21. Juego de tamices

Tamiz

Designación Abertura nominal

Abertura máxima

individual permisible

Diámetro nominal del

alambre

¼ 6.3 6.78 1.82 No.4 4.75 5.14 1.54 No.10 2 2.215 0.90 No.20 0.85 0.970 0.51 No.40 0.425 0.502 0.29 No.60 0.25 0.306 0.18

No.100 0.15 0.192 0.11 No.200 0.075 0.103 0.053

- Equipo de vibrado para tamizado: de acción mecánica, activada por un motor eléctrico o manivela de velocidad constante, mediante el cual se transmite un movimiento excéntrico, sobre el que se sujetan las mallas en orden de tamaño descendente.

- Horno: eléctrico o de gas, con una capacidad mínima de 20 dm³, con termostato capaz de mantener una temperatura constante de 110 °C

- Balanzas: con capacidad de 20 y 2 kg y aproximación de 0.1 g

- Cucharón: de aproximadamente 20 cm de largo, 11 cm de ancho y 10 de altura, formando un cajón rectangular, con mango metálico de 13 cm de largo aproximadamente.

- Charolas: de forma rectangular, metálicas, de aproximadamente 70 x 40 x 10 cm

- Cepillos: de cerdas metálicas para eliminar los granos adheridos a las mallas

B.2.2.3.1.2. Preparación de la muestra Según sea el origen de la muestra cantera, depósito aluvial, cantera triturada, socavón, la preparación de la muestra comprende las operaciones de secado, disgregación y homogenización, cuando el muestreo se realiza sobre materiales que han recibido un tratamiento (cantera triturada) se puede omitir las operaciones mencionadas. La muestra se debe secar a un grado tal que permita su disgregación y manejo, esto se logra exponiéndola al sol sobre una superficie limpia y tersa o bien en charolas de lámina, en hornos de gran capacidad a temperatura baja (40 °C a 60 °C), es conveniente revolver el material constantemente para lograr un secado rápido y uniforme. La disgregación de la muestra tiene por objeto hacer la separación de las diferentes partículas de material que constituyen la muestra, para que pueda ser homogenizada posteriormente. La homogenización de la muestra total se puede realizar con palas, traspaleando de un lugar a otro, hasta conseguir que presente un aspecto homogéneo.

B.2.2.3.1.3. Generalidades del procedimiento experimental La muestra es transportada hasta la zona donde se a dispuesto la cribadora primaria se vierte el material sobre la parilla, el cual desciende hasta la tolva por medio de un canal de descarga, el material cae sobre las cribas, quedando retenido los granos y/o fragmentos según su tamaño en los tamices de las cribas, las cuales mediante un motor son sacudidas logrando de éste modo que el material pase libremente a través de los


64

tamices, el material se coloca en los carros transportadores previamente tarados y son pesados en la báscula, el material que pasa por la malla de ¼” (6.3 mm) , es transportado hasta la cribadora secundaria y se realiza un procedimiento de prueba igual al que se emplea en los ensayes granulométricos estándar.

B.2.2.3.1.4. Cálculo Los resultados del análisis de la prueba granulométrica son dibujados normalmente como una curva granulométrica del material, marcando las aberturas nominales de los tamices, en escala logarítmica sobre el eje de las abscisas y los porcentajes de material que pasa cada tamiz, sobre el eje de las ordenadas, formando un trazo continuo en la unión de todos los puntos graficados, en la Figura B.2.2.41, se muestran gráficas granulométricas para materiales de enrocamiento, cabe mencionar que éstas gráficas corresponde a muestras naturales y de granulometrías escogidas para fines de diseño de las presas. En la Figura B.2.2.42 se muestra la graduación del conglomerado silicificado del Infiernillo, en la Figura B.2.2.43 la del basalto de San Francisco y en la Figura B.2.2.44 la de la grava y arena de Pinzandarán. Mediante las siguientes expresiones se determinan los coeficientes de uniformidad uC

y de curvatura cC .

10

60

D

DCu = (B.2.2.31)

( )6010

230

xDD

DCc = (B.2.2.32)

Diámetro nominal, mm

Por

cent

aje

que

pasa

, (%

)

0.03 0.1 1 10 1000100

20

40

60

80

100

0

1

2

6

5

4

3

1 Gneis Granítico de Mica (Granulometría Y)

2 Conglomerado silicificado de El Infiernillo

3 Conglomerado de Malpaso

4 Arena y Grava de Pinzandarán

5 Basalto de San Francisco (Granulometría 2)

Figura B.2.2.41. Curvas granulométricas de materiales de enrocamiento


65

3½ a 7“ 1½ a 3½ “

¾ a 1½” 3/8 a ¾”

¼ a 3/8“ No. 4 a ¼“

Figura B.2.2.42. Graduación del conglomerado silicificado de El Infiernillo

3½ a 7“ 1½ a 3½“

¾ a 1½“ 3/8 a ¾“

¼ a 3/8 “ No. 4 a ¼ “

Figura B.2.2.43. Graduación del basalto de San Francisco


66

3½ a 7 “ 1½ a 3½ “

¾ a 1½ “ 3/8 a ¾ “

¼ a 3/8 “ No. 4 a ¼ “

Figura B.2.2.44. Graduación de la grava y arena de Pinzandarán

B.2.2.3.2. Abrasión El objetivo de ésta prueba es medir la degradación del agregado mineral resultado de una graduación estándar, de una serie de combinaciones de acciones como abrasión o trituración, impactos y desintegración, en un cilindro giratorio de acero que contiene un número especificado de esferas de acero. La prueba consiste en colocar una muestra del material con características granulométricas específicas dentro del cilindro giratorio donde es sometida al impacto de esferas metálicas durante un tiempo determinado (30 a 33 revoluciones), el agregado es removido del cilindro y tamizado para medir la degradación como porcentaje perdido.

B.2.2.3.2.1. Equipo

Máquina de los Ángeles De acuerdo con la Figura B.2.2.45 de éste manual la máquina de Los Ángeles está constituida por un cilindro de acero, hueco y cerrado en ambos extremos, con un diámetro interno de 711 ± 5 mm y largo de 508 ± 5 mm. El cilindro está montado sobre dos soportes ubicados al centro de sus caras paralelas, que le permiten girar sobre su eje de simetría en posición horizontal con una velocidad de 30 a 33 rpm para 500 revoluciones. El cilindro tiene una apertura que permite introducir la muestra de prueba y las esferas metálicas, con una tapa de cierre hermético diseñada con la misma curvatura del cilindro para que la superficie interior del mismo sea uniforme y continua; además tiene en su interior una placa de acero removible de 2.5 cm de espesor, que se proyecta radialmente 89 ± 2 mm y contara con un dispositivo para registrar el número de revoluciones que dé el cilindro.


67

508

Acotaciones en milimetros

711

Junta

Disposición del entrepaño en la tapa

Tapa de 190 x 6.4

Direción de rotación

Angulo de 152 x 102 x 12.7

Placa de relleno del mismo 152 x espesor que la junta

89

Placa de relleno = 12.7 + espesor de la junta

Tapa de 190 x 6.4

Junta

Direción de rotaciónPared de acero de12.7 de espesor

89

Entrepaño de acero de 89 x 25, 4 x 508

Diseño más conveniente

Pilar de concreto

Mayor a 1270 medido por la parte exterior del tamborPieza de acero o acero

perfilado mayor que 12.7 de espesor

Dirección de rotación

Los cojinetes de apoyo se montarán sobre pilares de concreto u otro material rígido

Charola para recojer la muestra

Potencia del motor mayor a 745.7W (1H.P.) Abertura de 152

Junta

Figura B.2.2.45. Máquina de Los Ángeles

Carga abrasiva La carga abrasiva consiste de esferas de acero de un diámetro promedio de 46.8 ± 4mm y una masa entre 390 y 445 g. De acuerdo a la graduación que presente la muestra de prueba, se muestran dos tablas para la elección de su composición, así como el número de esferas a utilizar, para tamaños de granos menores de 37.5 mm (1 ½ “) y mayores de 19 mm (¾ “).

Tabla B.2.2.22. Composición de la muestra de prueba y cargas abrasivas (para granos de tamaño pequeño)

Rango de tamaño Carga abrasiva Tipo de composición de la muestra de prueba (mm) Designación

Masa de la fracción (g) Número de

esferas Masa total

(g) 37.5 - 25 1½” - 1” 1250 ± 25 25 - 19 1” - ¾” 1250 ± 25

19 - 12.5 ¾” - ½” 1250 ± 10 12.5 - 9.5 ½” - 3/8” 1250 ± 10

A

Masa total de la muestra de prueba 5000 ± 10

12 5000 ± 25

B 19 - 12.5 ¾” - ½” 2500 ± 10 11 4584 ± 25


68



esferas Masa total

(g) 12.5 - 9.5 ½” - 3/8” 2500 ± 10

Masa total de la muestra de prueba 5000 ± 10

9.5 - 6.3 3/8” - 1/4” 2500 ± 10 6.3 - 4.75 ¼” - No 4. 2500 ± 10 C

Masa total de la muestra de prueba 5000 ± 10 8 3330 ± 20

D 4.75 - 2 No. 4 - No. 10 5000 ± 10 6 2500 ± 15

Tabla B.2.2.23. Composición de la muestra de prueba y cargas abrasivas (para granos de gran tamaño)



esferas Masa total

(g) 75 - 63 3” - 2½” 2500 ± 50 63 - 50 2½” - 2” 2500 ± 50

50 - 37.5 2” - 1½” 5000 ± 50 1

Masa total de la muestra de prueba 10 000 ± 100

12 5000 ± 25

50 - 37.5 2” - 1½” 5000 ± 50 37.5 - 25 1½” - 1” 5000 ± 25 2

Masa total de la muestra de prueba 10 000 ± 75 12 5000 ± 25

37.5 - 25 1½” - 1” 5000 ± 25 25 - 19 1” - 3/4” 5000 ± 25 3

Masa total de la muestra de prueba 10 000 ± 50 12 5000 ± 25

Equipo complementario Juego de tamices (Tabla B.2.2.24) para obtener la graduación de la muestra , la prueba de granulometría se realizará de acuerdo con los procedimientos establecidos para éste tipo de prueba, descritos anteriormente. La malla No. 12 solo se utilizará en el lavado del material posterior a la prueba, no se incluye para la obtención de la granulometría de la muestra.

Tabla B.2.2.24. Juego de mallas para obtener la graduación de la muestra de prueba

Designación Abertura en mm

3 75 2 ½ 63

2 50 1 ½ 37.5

1 25 3/4 19 1/2 12.5 3/8 9.5 1/4 6.3

No. 4 4.75 No. 10 2 No. 12 1.7


69

- Equipo de vibrado para tamizado de acción mecánica, activado por un motor eléctrico o manivela de velocidad constante, mediante el cual se transmite un movimiento excéntrico, sobre el que se sujetan las mallas en orden de tamaño descendente.

- Horno eléctrico o de gas, con una capacidad mínima de 20 dm³, con termostato capaz de mantener una temperatura constante de 110 °C

- Balanza con capacidad de 20 kg y aproximación de 0.1 g

- Cucharón de aproximadamente 20 cm de largo, 11 cm de ancho y 10 de altura, formando un cajón rectangular, con mango metálico de 13 cm de largo aprox.

- Charolas de forma rectangular de aproximadamente 40 x 70 x 20 cm

B.2.2.3.2.2. Preparación de la muestra

La muestra seleccionada se lava y secada en el horno a una temperatura 110 ± 5 °C hasta una masa constante, considerando el arreglo de tamices indicado el material de la muestra se separa y clasifica obteniendo su granulometría, de acuerdo a la Tabla B.2.2.24 y Tabla B.2.2.25 se elige la composición que se utilizará para integrar la muestra de prueba, la que mejor se asemeje a las características granulométricas obtenidas. Se procede a integrar la muestra con las porciones correspondientes a cada rango de tamaño. Se obtiene la masa de la muestra de prueba integrada, registrándola como iP con aproximación de 1 g y se introduce al equipo de ensaye.

B.2.2.3.2.3. Generalidades del procedimiento experimental Colocada la muestra en el equipo de ensaye se procede a definir la cantidad de esferas de acuerdo con lo establecido en la Tabla B.2.2.24 y Tabla B.2.2.25, y se verifica que su masa cumpla con lo requerido en las tablas, concluido lo anterior se procede a introducir las esferas a la máquina de Los Ángeles y se hace funcionar a una velocidad de 30 a 33 rpm, durante 500 revoluciones. Se retira el material de la máquina depositándolo en una charola y se realiza una separación preliminar, se desecha la fracción de la muestra de prueba que pase el tamiz No. 12 (1.70 mm), una vez eliminado el material fino se procede a lavar el material y se seca en el horno a una temperatura de 110 ± 5 °C hasta una masa constante. Se obtiene la masa final de la muestra de prueba, registrándola como fP con aproximación de 1 g.

B.2.2.3.2.4. Cálculo Se determina la pérdida (diferencia entre la masa inicial y la final de la muestra ensayada) como un porcentaje de la masa original. El desgaste por trituración resultado de la prueba se determina mediante la siguiente expresión:

100XP

PPP

i

fia ⎥⎦

⎤⎢⎣⎡ −= (B.2.2.33)

Donde:

aP : Desgaste por trituración Los Ángeles, (%)

iP : Masa inicial de la muestra de prueba, (g)


70

fP : Masa final del material de la muestra de prueba mayor de 1.7 mm (malla No.

12), (g)

B.2.2.3.2.5. Precauciones para evitar errores

- Se debe realizar la prueba en un lugar cerrado, limpio, libre de corrientes de aire que provoquen su contaminación.

- La muestra debe de estar completamente seca al momento del cribado

- La máquina de los ángeles debe de estar perfectamente limpia en su interior de residuos de material de pruebas anteriores.

- Verificar que el mecanismo de revoluciones trabaje correctamente

- Que las esferas cumplan las dimensiones y pesos específicos

B.2.2.3.3. Intemperismo acelerado El objetivo de ésta prueba consiste en medir la degradación esperada por intemperismo de los enrocamientos, la prueba consiste en someter a varios ciclos de saturación y secado los diferentes tamaños de la fracción gruesa (gravas), mediante el empleo de una solución saturada de sulfato de sodio o magnesio, y medir la diferencia de su masa antes y después de haber sido sometido a éste tratamiento.

B.2.2.3.3.1. Equipo

Juego de tamices Fabricadas con acero de bronce y acero inoxidable, de diversos calibres tejidos en forma de cuadrícula con una abertura según se indica en la tabla siguiente, el tejido estará sostenido por un bastidor circular metálico, de lámina de bronce o latón de 206 ± 2 mm de diámetro interior y 68 ± 2 mm de altura.

Tabla B.2.2.25. Juego de tamices empleado en la prueba

Designación Abertura en mm

2 50 1 ½ 37.5

1 25 3/4 19 1/2 12.5 3/8 9.5 1/4 6.3

No. 4 4.75

Equipo de vibrado para tamizado De acción mecánica, se activa mediante un motor eléctrico o manivela de velocidad constante, a través del cual se transmite un movimiento excéntrico, sobre el que se sujetan las mallas en orden de tamaño descendente.


71

Horno Eléctrico o de gas, con una capacidad mínima de 20 dm³, con termostato capaz de mantener una temperatura constante de 110 °C

Balanza Con capacidad de 5 000 kg y aproximación de 1.0 g

Cucharón De aproximadamente 20 cm de largo, 11 cm de ancho y 10 de altura, formando un cajón rectangular, con mango metálico de 13 cm de largo aprox.

Charolas De forma rectangular de aproximadamente 70 x 40 x 10 cm

Charolas de peltre Con capacidad de 500 cm³

Agitador de varilla metálica De 6.2 mm (¼”) de diámetro y 20 cm de longitud.

Recipiente cilíndrico de peltre De 10 dm³

Termómetro

Calibrado, con un rango de 0 a 150°C y aproximación de 1°C

Máquina agitadora para mallas (Ro – Tap) De acción mecánica, se activa con un motor eléctrico o manivela de velocidad constante, mediante el cual se transmite un movimiento excéntrico, sobre el que se sujetan las mallas en orden de tamaño descendente.

Tanque con recirculación de agua De acero inoxidable con control de termostato, capaz de mantener una temperatura constante de hasta 30°C, con dimensiones aproximadas de 500 x 500 x 110 mm.

Reactivos Se requieren los siguientes reactivos:

- anhídrido (Na2SO4)

- Con agua de cristalización (Na2SO4, 10 H2O)

- Solución de sulfato de magnesio (MgSO4, 7 H2O)

B.2.2.3.3.2. Preparación de la muestra Con el material separado y clasificado, y de acuerdo con las cantidades indicadas en la Tabla B.2.2.26, se integran las muestras de prueba Mi , correspondientes a cada tamaño


72

t, debido a que el material se ensaya individualmente. Para obtener la masa de cada una de las muestras, aplicando cuarteos sucesivos sin incluir o excluir tamaños. Si la muestra original de material retenido en los tamices 19 mm (¾”) y 12.5 mm (½”) es menor al 5% del total de la fracción gruesa (material mayor al tamiz No. 4), no se aplica la prueba a dicho material, considerando la pérdida por intemperismo de ésta fracción será el promedio de los valores obtenidos en el tamaño inmediato anterior y posterior. El mismo tratamiento se le da al material retenido en los tamices 37.5 mm (1½”) y 2.5 mm (1”) cuando éste sea superior al 5%.

Tabla B.2.2.26. Tamaño de la muestra

Tamaño del material (t) De:

(pasa la malla) A:

(se retiene en la malla)

Masa de muestra

iM (g)

2” (50 mm) 1½” (37.5 mm) 1 500 1½” (37.5 mm) 1” (25 mm) 1 500 1” (25 mm) 3/4 (19 mm) 1 000 3/4 (19 mm) ½ (12.5 mm) 500

½ (12.5 mm) No. 4 (4.76 mm) 300

Utilizando los siguientes reactivos químicos:

- Solución de sulfato de sodio

- Solución de sulfato de magnesio

Se prepara dentro de un recipiente cilíndrico la solución se diluye en agua de tal forma que la concentración llegue a la saturación y además se presente un excedente de cristales. Dependiendo el reactivo utilizado, las cantidades a utilizar se muestran en la Tabla B.2.2.27.

Tabla B.2.2.27. Cantidad de reactivo empleado para preparar la solución de la prueba

Reactivo Cantidad en g/L De anhidro (Na2SO4) 350

Solución de sulfato de sodio Con agua de cristalización

(Na2SO4, 10 H2O) 750

Solución de sulfato de magnesio(MgSO4 7H2o)(sal de Epsom) 1400

La solución se prepara a una temperatura de 25 °C y se debe de mantener a una temperatura de 21 °C durante 48 horas en un tanque con recirculación de agua graduado a la temperatura deseada.

B.2.2.3.3.3. Generalidades del procedimiento experimental Se coloca cada una de las muestras en una charola que contenga solución de prueba, de manera que queden totalmente cubiertas, durante un periodo de 16 a 18 h a una temperatura de 21 °C , finalizado el periodo se escurren las muestras y se secan en el horno a una temperatura de 110 ± 5º C, repetir éste proceso de inmersión y secado hasta completar cinco ciclos, una vez terminado el último ciclo, lavar las muestras hasta eliminar todo el sulfato de sodio o de magnesio y secar nuevamente al horno a una temperatura de de 110 ± 5º C, hasta masa constante, una vez enfriadas a temperatura ambiente, se criba cada muestra con la malla de menor tamaño del intervalo considerado, es decir para el intervalo de tamaños de 50 mm (2”) a 37.5 mm (1½”), emplear la malla de 37.5 mm (1 ½”) y así sucesivamente según los intervalos de la


73

Tabla B.2.2.25, registrando la masa retenida como fM de dichas mallas y desechando

el material que pasa.

B.2.2.3.3.4. Cálculo Se calcula la pérdida (diferencia entre la masa inicial y la final de la muestra). Los resultados de la prueba se reportan en por ciento y con aproximaciones de un décimo, la pérdida por intemperismo se calcula de acuerdo a la siguiente fórmula:

100)( XM

MMP

i

fit ⎥⎦

⎤⎢⎣⎡ −= (B.2.2.34)

Donde:

)(tP : Pérdida por intemperismo para el tamaño t, (%)

iM : Masa inicial de la muestra de prueba para cada tamaño, (g)

fM : Masa de materia al finalizar los ciclos de intemperismo para cada tamaño (g)

t : Variable que denota el rango del tamaño de las partículas de la muestra, de acuerdo con la Tabla B.2.2.25 (adimensional)

La pérdida por intemperismo representativa para toda la prueba se calcula, con la siguiente expresión:

( )( )100x

M

xMPP

i

itINT ⎥⎦

⎤⎢⎣⎡

∑∑= (B.2.2.35)

Donde:

INTP : Pérdida por intemperismo representativa de todo el material, (%)

B.2.2.3.3.5. Precauciones para evitar errores

- La prueba se debe de realizar en un lugar cerrado, bien ventilado limpio y libre de corrientes de aire, de cambios de temperatura y de partículas que provoquen la contaminación del material.

- Que los materiales no se mezclen con agentes extraños que alteren su resultado

- Que la prueba se realice bajo la temperatura adecuada para la solución de prueba

B.2.2.3.4. Clasificación de Marsal En 1972 Raul J. Marsal presentó un trabajo en el cual se muestra una serie de resultados de pruebas realizadas con muestras de enrocamiento y gravas, el objetivo de éstas pruebas era determinar el comportamiento mecánico desde el punto de vista de resistencia y compresibilidad, las cuales se pueden correlacionar con la granulometría, nivel de esfuerzos y rotura de los granos. Así con base en las pruebas mecánicas e índice, se pueden clasificar los materiales de enrocamientos (Tabla B.2.2.28). Los materiales se ordenan teniendo en cuenta los siguientes parámetros:

- La solidez de los granos que componen la masa: la cual se evalúa mediante la prueba de ruptura y los índices (absorción de agua o desgaste Los Ángeles).


74

- Los enrocamientos se agrupan en uniformes (U ) o bien graduados (W ), de acuerdo con los valores del coeficiente de uniformidad ( uC ), los limites de uC

fueron escogidos arbitrariamente y se supone que en el intervalo 4 ≤ uC ≤ 10,

los materiales tienen comprendidas entre las de U y W. De éste modo se identifican tres tipos de enrocamiento (1, 2 ó 3), según los granos sean duros, semiduros o blandos, y a cada unos de los números antes señalados se le agrega la letra U o W , que denota la granulometría.

Tabla B.2.2.28. Clasificación de enrocamientos

Material sP para

nd = 2”

(kg)

Absorción de agua

Desgaste Los

Angeles

Granulometría Cu Tipo de enrocamiento

Granos duros

Uniforme 1-5 IU

(Basalto de San Francisco, grava de

Pinzandaran)

>1000 1 - 2.5 10 – 15 Bien

graduado > 25 IW

Granos semiduros Uniforme 1-5 2U (Gneis granítico de

mica, diorita del infiernillo)

500 – 1000

1 - 2.5 15 – 25 Bien graduado

>25 2W

Granos blandos Uniforme 1-5 3U (Caliza de La

Angostura, esquisto de mica, toba volcánica de

las Piedras

< 500 2.5 - 15 > 25 Bien graduado

>25 3W

Para clasificar y evaluar la solidez de los granos se emplea la carga de rotura ( sP ) que se

determina mediante una prueba denominada rotura de granos, en la cual se someten fragmentos de roca a estados de esfuerzos (fuerzas concentrados en los contactos y diferentes condiciones de apoyo), tres fragmentos de roca de aproximadamente de igual tamaño nd son cargados mediante una placa de acero, se determina el número de

contactos cN y la carga P , que produce la rotura del primer grano. Se considera como

rotura al desprendimiento de pequeñas partículas producidas en esquinas o aristas. La carga de rotura de los fragmentos para una dimensión nd se determina mediante la

siguiente expresión.

cs N

pP = (B.2.2.36)

Debido a que la resistencia a la rotura de los fragmentos de roca no solo depende de las condiciones de apoyo, si no también de los defectos naturales de la roca (fisura, poros, grietas rellenadas, alteración de minerales), la prueba se debe repetir un número determinado de veces para diferentes diámetros, variando el contenido de humedad (saturado, húmedo y secado al aire), se ensayarán fragmentos de roca con diámetros nominales superiores e inferiores al diámetro (5 cm) utilizado para clasificarlos.


75

Según se observa la clasificación de los materiales de enrocamiento, de acuerdo con su coeficiente de uniformidad ( uC ) se clasifican como bien (W ) ó mal graduados (U ),

debido al amplio rango de tamaños que presentan los materiales de enrocamiento, resulta importante señalar que de acuerdo con Lowe (1969), considera que este índice no es el mejor para identificar la composición granulométrica de un suelo y sugiere usar un sistema basado en cinco formas típicas de las curvas granulométricas y un coeficiente rC , que representa el intervalo de variación de los tamaños granulares el cual fue propuesto por Burmister en 1955.

Figura B.2.2.46 Equipo para ensayar gravas a la ruptura

En la Figura B.2.2.47 se denota a los enrocamientos con el símbolo R (Rockfill), se muestra el rango de variación aproximado del tamaño de los granos y fragmentos de roca que constituyen los materiales de enrocamiento, el máximo tamaño de los fragmentos de roca es de 17.5 cm y un mínimo de 6 mm, de igual forma se presenta el rango en que varia la fracción fina (arena y limo).

R

S

M

50

100

0100200 10 1 0.1 0.01

Diámetro nominal, mm

Por

cent

aje

que

pasa

, %

(R) Enrocamiento

(S) Arena

(M) Limo

Figura B.2.2.47. Rango de variación de los materiales de enrocamiento

Marco de carga

Anillo medidor

Extensómetro

Placas

Fragmentos de roca


76

B.2.2.4. COMPACTACIÓN Se llama compactación al proceso de aumento rápido del peso volumétrico de un suelo, mediante la aplicación de cargas transitorias de corta duración, reduciendo el contenido de vacíos de aire del suelo (Figura B.2.2.48). La compactación permite aumentar la resistencia y reducir la deformabilidad, la permeabilidad y la susceptibilidad a la erosión de los suelos por el efecto del agua. Para una energía de compactación dada, el máximo peso volumétrico seco del suelo compactado se obtiene para cierto contenido de agua, llamado contenido de agua óptimo (SRH, 1970). Cuando un material es compactado, existe un reacomodo en las partículas del suelo, el cual depende de la fricción entre las mismas, de la humedad que contenga el material y del dispositivo que se utilice para efectuar la reducción del volumen, la compactación se representa con el parámetro dγ

del suelo siendo directamente proporcional a éste, datos experimentales han demostrado que el contenido de agua afecta el dγ , de forma tal que al compactar un suelo con un

contenido de agua especifico se pueden conseguir mayores o menores valores de dγ ,

dichos valores aumentan al incrementar el contenido de agua, ya que existe una película de agua que actúa como lubricante entre los granos que permite el reacomodo de los mismos con mayor facilidad, sin embargo éste comportamiento tiene un límite, en el cual al aumentar el contenido de agua se dificulta la compactación por exceso de la misma. Cuando un material está completamente seco existe una mayor resistencia al reacomodo de las partículas y cuando el suelo está totalmente saturado, el agua ocupa espacios que pueden ser ocupados por partículas, lo que impide que se pueda desarrollar la reducción de volumen satisfactoriamente; esto último se cumple solo para suelos finos. Por lo tanto, se puede definir una humedad óptima, que es el pico en el cual los valores de dγ y por ende la compactación son mayores, por lo cual al compactar con

dicho contenido de agua se obtienen mejores resultados con la misma energía de compactación. Las pruebas de laboratorio permiten precisar dicho valor. El grado de compactación aceptable en la ingeniería de cimentaciones para los rellenos artificiales en campo es del 95% respecto al laboratorio, esto nos indica que el peso volumétrico seco ( dγ ) en campo debe ser mayor o igual que el 95% del peso volumétrico óptimo

correspondiente al mismo suelo ( optdγ ) en laboratorio y debe de ser colocado con un

contenido de agua igual al óptimo ( optw ).

Compactación

Suelo

Agua

Aire

Figura B.2.2.48. Principio de compactación de suelos

Las pruebas de compactación en laboratorio tienen dos finalidades, el primero consiste en disponer de muestras compactadas teóricamente con las condiciones de campo, a fin de investigar sus propiedades mecánicas e hidráulicas, con el fin de evaluar en forma confiable la estabilidad de terraplenes y obras hidráulicas, la segunda consiste en


77

controlar la efectividad de las técnicas y equipo de compactación en campo. En la Figura B.2.2.49 se presenta el comportamiento típico de suelos compactados, cuando son sometidos a un esfuerzo desviador, en la Figura B.2.2.50 se presenta las trayectorias de expansión libre con acceso a agua que siguen las muestras de suelo compactado y en la Figura B.2.2.51 del comportamiento de suelos compactados sujetos a ensayes de resistencia, compresibilidad, expansividad y permeabilidad.

Muestra 1

γd

1 2

w

Deformación axial, en porcentaje

Muestra 2

Esf

uerz

o de

svia

dor

Figura B.2.2.49. Curvas esfuerzo-deformación típicas de los suelos compactados

Pes

o vo

lum

etric

o se

co,

e

n to

n/m

³

Contenido de agua en porcentaje

Trayectorias de expanción libre con acceso de agua

Muestra 1

Sr = %

Muestra 2Condiciones finalesCondiciones iniciales

Muestra 1

Muestra 2

Presion de consolidación (escala aritmética)

Rel

ació

n de

vac

ios

(es

cala

arit

mét

ica)

Figura B.2.2.50. Curvas típicas de expansión y compresibilidad de los suelos compactados


78

-9

Presión efectiva de consolidación, en kg/cm²

1005010515

10

50

100

500

Coe

ficie

nte

de p

erm

eabi

lidad

k, e

n 10

cm

/seg

Compactación de campo (permeabilidad horizontal)

Compactación de campo (permeabilidad vertical)

Compactación de laboratorio(permeabilidad horizontal)

Compactación de campo (permeabilidad horizontal)

Figura B.2.2.51. Coeficientes de permeabilidad de suelos compactados en el laboratorio y en el campo.

A continuación se mencionan algunos de los factores que influyen en la compactación:

Contenido de agua del suelo En suelos finos arcillosos, para bajos contenidos de agua, que se encuentra en forma capilar, se producen compresiones entre las partículas de suelo, las cuales forman grumos difícilmente desintegrables que dificultan la compactación. Al aumentar el agua disminuye la tensión capilar y por ende la eficiencia de la compactación. Si la cantidad de agua es tal que casi llena los vacíos del suelo, se impide una buena compactación, porque el agua no puede desplazarse instantáneamente.

El sentido en el que se recorre la escala de contenidos de agua:

Las curvas wd −γ son diferentes si las pruebas se efectúan a partir de un suelo

relativamente seco al que se va agregando agua o si se parte de un suelo húmedo que se va secando. En el primer caso se obtienen valores de dγ mayores, ya que al agregar

agua, ésta queda en la superficie de las partículas y la presión capilar es menor que cuando se seca el suelo y el agua queda dentro de la partícula.

Recompactación Si se trabaja con suelos recompactados, los pesos volumétricos que se obtienen son mayores que los que se logran con muestras vírgenes en igualdad de circunstancias. Esto puede ser por la deformación volumétrica del tipo plástico que causan sucesivas compactaciones.

Temperatura Puede generar problemas de evaporación o condensación de agua del medio ambiente al suelo.


79

B.2.2.4.1. Métodos de compactación Los patrones de compactación en laboratorio, son por lo general, de acuerdo a la forma en que se aplica la energía de compactación: estáticos, dinámicos, por amasado y por vibración. Éstos patrones se han fijado con el objeto de reproducir teóricamente las condiciones de compactación de campo obtenidas por medio de rodillos pata de cabra, rodillos lisos vibratorios, rodillos neumáticos, entre otros (SRH, 1970). La eficiencia de los distintos métodos de compactación depende del tipo de suelo que se manipula. Los métodos apropiados de compactación según el tipo de suelo se identifican en la Tabla B.2.2.29.

Tabla B.2.2.29. Método de compactación según el tipo de suelo.

Material Impacto Presión Vibración Amasado Grava Pobre No Bueno Muy bueno Arena Pobre No Excelente Bueno Limo Bueno Bueno Pobre Excelente

Arcilla Excelente con confinamiento Muy bueno No Bueno Fuente: Peurifoy, R. Construction Planning, Equipment and Methods. 2002. Pág. 99.

En la Figura B.2.2.52 se muestra el efecto que produce el método elegido para realizar la compactación de un suelo.

Pes

o vo

lum

étric

o se

co, e

n to

n/m

³

80%

90%

Compactación por amasado

Compactación por impactos

Suelo: mezcla bien graduada de arena y arcilla poco plástica

Contenido de agua (w), en porcentaje20151050

1.5

2.0

2.5

Gr= 100%

Figura B.2.2.52. Efecto del tipo de compactación

B.2.2.4.1.1. Por impactos Algunos de los métodos por impactos, son las pruebas Proctor estándar, Proctor modificada y los Métodos de California y de Texas. A continuación se describen dos de los métodos más comunes. Según el método que se emplee, la energía de compactación varía de la siguiente expresión:

V

NnWhEe = (B.2.2.37)

Donde:

eE : Energía específica


80

N : Número de golpes n : Número de capas de suelo W : Peso del pistón h : Altura de caída libre del pistón V : Volumen del suelo compactado

En la Tabla B.2.2.30 se muestran los valores de la Energía, para pruebas tipo Proctor.

Tabla B.2.2.30. Energía de compactación para ensayes tipo Proctor

Ensaye Peso del

martillo (kg) Altura de

caída (cm) Golpes por

capa Número de

capas

Energía de compactación (kg-cm/cm3)

Proctor modificada

4.54 45.7 25 5 27.7

Proctor estándar 2.5 30.5 25 3 5.48 Proctor S.C.T

(México) 2.5 30 30 3 6.36

Proctor C.N.A (México)

2.5 33.5 28 3 7.10

En la Figura B.2.2.53 se muestra el efecto que produce la energía aplicada de compactación de un suelo.

3P

eso

volu

mét

rico

seco

, en

ton/

m

Contenido de agua, en porcentaje

221814101.44

1.60

1.76

1.92

2.08

Gr = 100%

Máximos pesosvolumetricos

Figura B.2.2.53. Efecto de la energía de compactación

B.2.2.4.1.2. Proctor estándar La prueba consiste en compactar un suelo en tres capas, dentro de un molde de dimensiones y forma especificada, por medio de golpes de un pisón, que se deja caer desde una altura prefijada. Ésta prueba es aplicable solo a suelos con partículas menores de 4.75 mm (malla 4).


81

Las especificaciones de la prueba son las siguientes:

- Diámetro del molde: 10.16 cm

- Altura del molde: 12.70 cm

- Peso del pisón: 2.5 kg.

- Volumen del molde: 1029.62 cm3

- Altura de caída: 30.5 cm

- Número de golpes por capa: 25

- Número de capas: 3

112.7 mm

101.6 mm

Base

Molde

50 mm

Extensión

Figura B.2.2.54. Dimensiones y partes del molde tipo Proctor

Generalidades del procedimiento experimental El procedimiento que se sigue una vez que se han definido el número de capas, la presión y el número de pisonadas, consiste, inicialmente en obtener 12.5 kg aproximadamente de muestra de suelo secado al aire que pase la malla 4. La preparación de la muestra requiere la determinación del contenido de agua inicial y los límites de consistencia de la fracción fina. Dicha muestra se separa en cinco fracciones de 2.5 kg y se agregará a cada una de ellas el agua necesaria para obtener contenidos de agua equivalentes al óptimo ± 2% y ± 4% de éste. Las fracciones así preparadas se colocarán dentro de bolsas de polietileno o frascos de vidrio con tapa y se dejan reposar 24 hrs dentro del cuarto húmedo. Para ejecutar la prueba, se toma una fracción de la muestra y se introduce en el molde, ya que el suelo debe colocarse en tres capas, dicho material debe ser el necesario para obtener al final de la aplicación de la energía, un tercio de la altura total del molde sin la extensión; posteriormente se aplican 25 golpes con el pistón especificado, procurando repartirlos uniformemente en el área del cilindro siguiendo la secuencia de apisonado mostrado en la Figura B.2.2.55. Se repite el procedimiento para las otras dos capas.


82

10

7

6

5

9

4

83

4

21

Figura B.2.2.55. Secuencia de apisonado

Se retira la extensión del molde (la muestra debe sobresalir entre 0.6 y 1.2 cm del molde por especificación), se enrasa y se pesa el molde, más el material compactado. Se pesa la muestra y se toman dos fracciones, una de la base y otra de la parte superior para la determinación del contenido de agua. Se repite el procedimiento anterior agregando el 3% de agua, para determinar el siguiente punto. El cálculo de los pesos volumétricos que resultan de ésta prueba se hacen empleando las siguientes ecuaciones:

m

mm V

W=γ (B.2.2.38)

wm

d +=1

γγ (B.2.2.39)

Donde:

mγ : Peso volumétrico húmedo

dγ : Peso volumétrico seco

mW : Peso húmedo del suelo

mV : Volumen del cilindro que contiene el suelo

w : Contenido de agua del suelo compactado En la Figura B.2.2.56 se presenta la gráfica que relaciona los límites de consistencia y el contenido de agua óptimo de suelos compactados por impactos en la prueba Proctor estándar.


83

Límite líquido12 20 30 40 50 60 70 80 90

50

40

30

20

12

Lím

ite p

lást

ico

Nota: los números entre las curvas identifican zonas de contenido de agua óptimo en porcentaje

9 10 11 1213

14 15 16 1718 19

2021

Contenido de agua óptimo

2223

24 2526

27

28293031

33

34

35

32

Figura B.2.2.56. Relación entre los límites de consistencia y el contenido de agua óptimo (Prueba Proctor estándar)

En la Figura B.2.2.57 se muestra la curva típica de un ensaye de compactación que relaciona el peso volumétrico seco y el contenido de agua óptimo. En la gráfica se muestran también las curvas de igual grado de saturación que se obtienen aplicando la fórmula.

sr

wsrd wGG

GG

+= γγ (B.2.2.40)

Donde:

rG : Grado de saturación

sG : Densidad de sólidos

wγ : Peso volumétrico del agua

w : Contenido de agua

Contenido de agua, en porcentaje

70%

80%

90%

G r=100%

γdP

eso

volu

mét

rico

seco

,

W opt

Figura B.2.2.57. Curva típica de un ensaye de compactación


84

B.2.2.4.1.3. Proctor modificada En la prueba Proctor modificada, el procedimiento experimental es el mismo que en la prueba Proctor estándar. Sin embargo, la energía de compactación es distinta, ya que la altura y el peso del pisón varían. Para cada prueba, el peso volumétrico húmedo y seco de compactación se calcula empleando las ecuaciones B.2.2.38 y B.2.2.39. Las especificaciones de la prueba son las siguientes:



- Peso del pisón: 4.54 kg.

- Volumen del molde: 1029.62 cm3

- Altura de caída: 45.7 cm

- Número de golpes por capa: 25


B.2.2.4.1.4. Molde miniatura En algunos casos resulta difícil labrar probetas de 3.60 cm de diámetro a partir de muestras compactadas por métodos como los tipo Proctor, debido a que los granos de arena que quedan en la periferia de la probeta compactada, se desprenden al tratar de formar un cilindro, dando como resultado una superficie sumamente rugosa que propicia imprecisiones al determinar el diámetro de la muestra y, por tanto, su volumen. Para resolver el problema y formar probetas cilíndricas fácilmente reproducibles, se fabricó en el Instituto de Ingeniería (Flores y Romo, 2003) un molde partido de 3.60 cm de diámetro por 9 cm de altura (Figura B.2.2.58) y dos pisones con masa y altura de caída diferentes, para variar la energía de compactación.

a) Molde b) Pisón de 16 cm de altura c) Pisón de 25 cm de altura

Figura B.2.2.58. Dimensiones del molde de 3.60 cm de diámetro interno y los pisones utilizados.


85

Para realizar la calibración de la metodología se obtuvieron tres curvas de compactación, con tres energías diferentes, cuyos datos se presentan en la Tabla B.2.2.31. La primera correspondiente a 40 impactos, utilizando el pisón más grande (0.198 kg de masa y 25 cm de altura de caída) y 7 capas de suelo, generando una energía equivalente de 15.40 kg-cm/cm3. Con ésta energía se obtuvo una curva de compactación semejante a la obtenida con el molde Proctor con energía CFE. Se generaron otras dos curvas de compactación con energías más bajas, obtenidas con 43 y 80 impactos, utilizando el pisón más pequeño (0.121 kg de masa y 16 cm de altura de caída), formadas en 6 y 7 capas, respectivamente, con energías de 5.6 y 12.1 kg-cm/cm3.

Figura B.2.2.59. Molde con extensión y pisón

Tabla B.2.2.31. Características de compactación

Descripción Número de golpes, N

Peso del pisón, W

(kg)

Altura de caída, h

(cm)

Volumen del molde, V

(cm³)

Número de capas, n

Energía de

compactación, eE

(kg-cm/cm³)

Molde Proctor 30 2.500 30.5 926.52 3 7.4

Molde Triaxial 40 0.198 25.0 89.88 7 15.4

Molde Triaxial 43 0.121 16.0 89.88 6 5.6

Molde Triaxial 80 0.121 16.0 89.88 7 12.1

Generalidades del procedimiento experimental Inicialmente, se disgregan todos los grumos en el suelo, utilizando un mortero de cerámica y posteriormente se tamiza el material por la malla 4. Lo que se retiene en la malla se desecha y al resto se le agrega el agua necesaria para tener el contenido de agua requerido. Se mezcla el suelo con el agua, se coloca en una bolsa de hule y se deja reposar en el cuarto húmedo por un tiempo de 24 horas. Pasado éste tiempo se puede utilizar el suelo preparado para formar las probetas cilíndricas. Antes de verter material se coloca una lámina de plástico en la periferia del molde y en la base de la misma, para que no se adhiera la probeta a la superficie del molde. Para


86

formar, inicialmente, se pesa el material requerido por capa, obtenido previamente para cada uno de los puntos de la curva de compactación, se introduce en el molde y se aplican los impactos requeridos, siguiendo la secuencia que se utiliza en la prueba Proctor, cuando se llega a la última capa se retira la extensión del molde y se enrasa la probeta. Posteriormente, se retira el molde de la base y se separa éste en dos medias cañas, dejando libre la muestra; a la cual se le toma el diámetro, altura y peso. Por último se coloca la muestra en una bolsa de hule y se almacena en el cuarto húmedo, lista para su montaje. A continuación se presentas algunos resultados experimentales obtenidos en el Instituto de Ingeniería (Flores y Romo, 2003), empleando el molde miniatura y molde tipo Proctor. Figura B.2.2.60 se observa que la curva de compactación obtenida con 40 impactos es equivalente a la que se determinó en el laboratorio con el molde tipo Proctor con energía CFE. El contenido de agua óptimo fue 11% y el peso volumétrico seco 2000 kg/m3. En las otras dos curvas con energías menores, los contenidos de agua óptimos fueron 12.5% y 14.8% para 80 y 43 impactos, respectivamente. Para las tres curvas, las muestras ubicadas en la rama húmeda tienen grados de saturación arriba del 90%. En la rama seca se llega a grados de saturación entre el 30 y 90%, dependiendo del contenido de agua con que se forme la probeta y de la energía de compactación aplicada. En la Figura B.2.2.61 se presenta la relación entre el contenido de agua de las muestras y el grado de saturación correspondiente. Se puede ver que para contenidos de agua mayores a 13%, todas las muestras tienen un grado de saturación arriba del 90%.

1600

1700

1800

1900

2000

2100

4 8 12 16 20


Pes

o vo

lum

étric

o se

co,

γ d (kg

/m3 )

CFE

40 impactos

43 impactos

80 impactos

Gw =100%

Gw = 90%

Gw = 80%

Figura B.2.2.60. Curvas de compactación con diferentes energías


87

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21


Gra

do d

e sa

tura

ción

, Gw

(%

)

40 impactos

80 impactos

43 impactos

Gw=100%

Gw=90%

Gw=80%

Ec (Energía de compactación)

Figura B.2.2.61. Variación del grado de saturación con el contenido de agua

B.2.2.4.2. Por amasado La compactación por amasado queda definida al indicar en éste orden como la cantidad de pisonadas con cierta fuerza F en kilogramos aplicadas en cada una de las capas con que se forma un espécimen. Ésta prueba se realiza por amasado y consiste en lograr la compactación del suelo presionando estáticamente un embolo de área especificada contra la superficie de las diversas capas en que se compacte la muestra, en cualquier aplicación la presión transmitida es constante. La compactación por amasado se puede realizar con diversos compactadores, los cuales pueden reducir la influencia del operador, hacer más sistemática y reproducible la compactación y emplear menor esfuerzo en su ejecución. Uno de los compactadores empleados es el manual, provisto de un resorte (Harvard miniatura), el cual permite aplicar fuerzas hasta 25 kg, a través de un pisón de 1.27 cm (1/2") de diámetro. Algunos autores (ej. Mendoza, 1992) han propuesto modificaciones a la prueba por amasado Harvard miniatura como es el caso del compactador mecánico, el neumático y el neumo-mecánico, el primero utiliza el mismo principio del resorte calibrado del compactador Harvard, sin embargo, mejora la reproducibilidad de las muestras. Por otra parte, el compactador neumático en vez de un resorte calibrado se usa un "colchón" de aire a presión regulada y con gran volumen, que al actuar sobre un diafragma ahulado (bellofram), le transfiere una fuerza a la cabeza del pistón igual al producto de la presión por el área; el pisón a su vez se mantiene guiado y prácticamente sin fricción gracias a un eje lineal con balines (ball-bushing). Por último, el compactador neumo-mecánico, el cual se emplea en el caso donde es necesario compactar materiales gruesos y se requieren moldes de compactación de mucho mayor diámetro, en los que, asimismo, se debe recurrir a pisones y fuerzas mayores. El sistema neumo-mecánico es semejante al neumático, aunque con un área del "bellofram" cuatro veces y media más grande; adicionalmente, al montar el compactador en una prensa de cremallera, la acción manual se ve multiplicada por la palanca de su maneral. Así, el área mayor y la acción mecánica de la prensa permitió aplicar fuerzas diez veces mayores hasta 200 kg a través del pisón, con solo un esfuerzo moderado del operador.


88

Dado que la prueba Harvard miniatura es la prueba por amasado más comúnmente empleada, a continuación se describe su procedimiento experimental.

Generalidades del procedimiento experimental El procedimiento general que se sigue una vez que se ha definido el número de capas, la presión y el número de pisonadas, en la prueba Harvard miniatura, consiste en pesar fracciones de la muestra de acuerdo al número de capas especificado, protegiéndolas contra la pérdida de humedad y posteriormente, colocar la primera fracción en el molde con la extensión y proceder a la aplicación del número de pisonadas proyectado, distribuyéndolas uniformemente en el área. Repetir el procedimiento para cada capa. Quitar la extensión y enrasar la superficie. Pesar y obtener el peso del suelo húmedo. Extraer la muestra y obtener el contenido de agua de todo el suelo empleado. El cálculo de los pesos volumétricos que resultan de esa prueba se hace de igual forma que en la prueba Proctor Estándar, empleando las ecuaciones B.2.2.38 y B.2.2.39. Las especificaciones de la prueba son las siguientes:



- Volumen del molde: 62 cm3

- Diámetro del embolo: 1.3 cm

La preparación de la muestra es igual a la necesaria para la realización de la prueba Proctor Estándar, la cual se describió en el inciso B.2.2.4.1.2. de este manual.

B.2.2.4.3. Por presión estática (prueba estática Porter) La prueba se realiza con muestras alteradas, secas al aire requiriéndose 20 kg de material que pase la malla de 2.54 cm (1”), dividiéndola en cuatro o cinco partes de 4.0 kg y añadiéndole a cada una, diferentes contenidos de agua, removiéndola para homogeneizarla, hasta que adquiera una consistencia tal, que al oprimirla con la mano, no deje partículas adheridas y no la humedezca. Las fracciones así preparadas se colocarán dentro de bolsas de polietileno o frascos de vidrio con tapa y se dejan reposar 24 hrs dentro del cuarto húmedo

Generalidades del procedimiento experimental El procedimiento consiste en dividir la muestra con un contenido de agua específico, en tres partes y colocar cada una dentro del molde aplicando veinticinco golpes con la varilla metálica. Aplicar la carga, con una velocidad controlada tal que se alcancen 26.53 kg en cinco minutos, sostenerla durante un minuto y descargar totalmente en el transcurso de un minuto. Si la base del molde no se humedece, se considerará que no se ha alcanzado el contenido de agua óptimo. En éste caso se deberá tomar otra fracción de 4.0 kg y se deberá agregar 80 cm3 de agua, repitiendo el procedimiento de prueba descrito. Si la base se humedece, tomar las medidas necesarias para calcular el volumen, pesar la muestra y determinar el contenido de agua de dos fracciones representativas. Los


89

valores del peso volumétrico húmedo y seco determinados se calculan empleando las ecuaciones B.2.2.38 y B.2.2.39. Las especificaciones de la prueba son las siguientes:


- Número de golpes por capa con una varilla ligera: 25


- Al finalizar el varillado de las tres capas, se aplica una presión de 140.6 kg/cm2, durante un minuto

B.2.2.4.4. Por vibración La vibración crea fuerzas de impacto y éstas fuerzas imprimen una mayor potencia de compactación que una carga estática de la misma magnitud. Algunos tipos de suelos como la arena, la grava y el material rocoso relativamente grande responden muy bien a la compactación producida por una combinación de presión y vibración. Cuando éstos materiales se vibran las partículas dejan su posición y se desplazan acercándose más con las partículas adyacentes para incrementar la densidad de la masa. En algunos casos se emplea un molde tipo Proctor, montado sobre una mesa vibratoria, combinada con la carga estática necesaria para alcanzar el peso volumétrico preestablecido y se estudia el efecto de la frecuencia, amplitud de la aceleración, así como la granulometría, la sobrecarga y el contenido de agua. Éste método cubre la determinación del peso volumétrico de suelos no cohesivos y poco permeables, utilizando una mesa vibradora vertical. Se tienen cuatro métodos alternativos para determinar el peso volumetrico máximo:

- Método 1A. Utilizando suelo seco (secado en el horno) y una mesa vibradora vertical electromagnética

- Método 1B. Utilizando suelo húmedo y una mesa vibradora vertical electromagnética

- Método 2A. Utilizando suelo seco (secado en el horno) y una mesa vibradora excéntrica o impulsada por una leva.

- Método 2B. Utilizando suelo húmedo y una mesa vibradora excéntrica o impulsada por una leva.

Estos métodos producen, por lo general, valores más altos de densidad y peso volumétrico que los que se obtienen en la compactación por impactos. Es recomendable que ambos métodos, el seco y el húmedo, se lleven a cabo cuando se empiece un nuevo proyecto o se encuentre un cambio en los tipos de suelo, pues el método húmedo puede llevar a valores significativamente más altos de los pesos volumétricos para algunos suelos. Aunque el método seco se usa con mayor frecuencia porque los resultados pueden ser obtenidos más fácilmente, como regla general el método húmedo debe ser usado si se establece que produce pesos volumétricos que afectarían significantemente el uso o aplicación del valor de la compacidad relativa Estos métodos son aplicables a suelos que contengan más del 15% de masa seca y pasen la malla #200, tomando en cuenta que todavía tienen características de suelos no cohesivos. Además de este tipo de suelos, estos métodos son aplicables a suelos que tengan 100% de masa seca y que pasen la malla de 75 mm de abertura.


90

El peso volumétrico máximo de un suelo poco permeable se determina colocando suelo húmedo en un molde y aplicando 14 kPa de carga muerta sobre la superficie del suelo, vibrando la mesa verticalmente. Ya sea usando una mesa vibradora electromagnética, excéntrica o impulsada verticalmente, se debe tener un desplazamiento sinuosoidal a una doble amplitud de vibración vertical de 0.33 mm por 8 minutos a 60 Hz, o de 0.48 mm por 10 minutos a 50 Hz. El peso volumétrico se calcula dividiendo el peso del suelo densificado entre su volumen (la altura promedio del suelo densificado por el área del molde).

Equipo Los moldes cilíndricos de metal deben tener volúmenes nominales de 2,830 cm3 y 14,200 cm3. El volumen real de los moldes debe encontrarse en un rango de ± 1.5% de estos valores. La masa total de la base y de la sobrecarga deben ser equivalentes a un esfuerzo de 13.8 ± 0.1kPa. La mesa vibradora debe estar montada en un piso de concreto o en una superficie con un tamaño y una configuración tales que eviten que el exceso de vibraciones sea transmitido a otras áreas de prueba. La base de la mesa debe ser suficientemente rígida para que al colocar el molde, éste pueda ser fijado correctamente para el desarrollo de la prueba. Es necesario que pueda ajustarse la frecuencia de vibración de la mesa, de 0 a 60 Hz o la doble amplitud de la vibración, de 0.15mm a 0.33 mm a 60 Hz, o de 0.20 mm a 0.48 , a 50 Hz, para los cuatro métodos mencionados. Puede usarse uno de los siguientes tipos de mesa vibradora:

- Mesa vibradora electromagnética. Una mesa de acero con vibración vertical, en una base, también de acero, de 760 por 760 mm, movida por un vibrador electromagnético de 45 kg. La mesa debe ser colocada en una losa de concreto de 450 kg.

- Mesa vibradora excéntrica o impulsada por una leva. Debe cumplir lo requerimientos generales para la mesa vibradora antes mencionados. La masa requerida para soportar las mesas impulsadas por una leva deben ser de 4500 kg.

El uso de mesas vibradoras en ciertos ambientes acústicos puede producir niveles de ruido mayores a los considerados como aceptables. Es necesario emplear protección para los oídos en este tipo de condiciones.

Generalidades del procedimiento experimental Para los métodos secos (1A y 2A), se mezcla el espécimen de suelo para tener una distribución de partículas uniforme que tenga la menor segregación posible. Se coloca el suelo en el molde hasta el nivel de la superficie, los costados del molde deben ser golpeados con una barra de metal para que el suelo se asiente y se elimine el aire dentro del molde. Una vez hecho esto, se coloca la carga sobre el molde y se ajusta para que quede firme y en contacto con el suelo. Este conjunto se coloca en la mesa vibradora y se sujeta rígidamente, así se ajusta la doble amplitud de la vibración y se comienza la prueba. La doble amplitud de la vibración vertical se ajusta en 0.33 ± 0.05 mm a 60 Hz, ó 0.48 ± 0.08 mm a 50 Hz. El molde debe vibrar de 8 ± 1/4 minutos a 60 Hz, ó 12 ± 1/4 minutos a 50 Hz. Terminado este tiempo se detiene la vibración y se retira la carga de la superficie del


91

suelo, observando que al momento de quitarla, ésta esté sujeta firmemente. Se remueve el suelo y se pesa, calculando el peso volumétrico máximo con la siguiente fórmula:

V

Wd =maxγ B.2.2.41

Donde

maxdρ : Índice de densidad máximo, g/cm3 W : Peso del suelo seco, g V : Volumen del suelo seco, cm3, )( HAVV xx −=

xV : Volumen del molde, cm3

xA ; Área de la sección transversal del molde, cm2

H : Diferencia entre la posible elevación del molde y del suelo Para los métodos húmedos (1B y 2B) puede usarse suelo naturalmente húmedo o añadirse agua a un suelo seco. Se mezcla la muestra para tener una distribución de partículas uniforme, si se añadió agua al suelo seco se debe permitir un período de remojo de media hora. La cantidad de agua debe ser tal que no se acumule en el recipiente de mezcla y que permita la saturación durante el proceso de densificación. La siguiente ecuación puede ser empleada para calcular la cantidad de agua requerida, o, inicialmente se puede agregar 1 litro por cada 4.5 kg de suelo seco.

⎟⎟⎠⎞⎜⎜⎝

⎛−−=

sd

wsw G

MM ρρ 1

B.2.2.42

Donde:

wM : Masa del agua, g

dρ : Densidad seca estimada después de la colocación inicial del suelo en el molde

(este valor típicamente se encuentra entre 1.6 y 1.9 Mg/m3)

wρ : Densidad del agua, 1 Mg/m3

sG : Peso específico de sólidos

El molde se coloca en la mesa vibradora, cuando esté encendida se llena el molde lentamente con el suelo húmedo. Después de que cada incremento de suelo se añade, se revisa si hay una pequeña cantidad de agua acumulada en la superficie del suelo, si no, se agrega agua con un contenedor pequeño o una esponja. Durante este proceso, que toma 5 ó 6 minutos, la doble amplitud o la frecuencia de la vibración deben estar ajustados para prevenir el movimiento excesivo del suelo, cuando este tiempo haya terminado el agua que aparezca en la superficie del suelo debe ser removida con mucho cuidado de no quitar porciones de suelo. Hecho lo anterior se coloca la sobrecarga y se procede a la vibración de la mesa; después del período de vibración se remueve la carga y el agua que aparezca en la superficie. Se remueve el molde y se calcula el peso volumétrico con la Ecuación B.2.2.41. A continuación se mencionan los principales efectos de la compactación por vibración en los distintos tipos de suelo:


92

Grava Si se encuentra en estado suelto, tenderá a disminuir de volumen; si además se encuentra saturada, la presión de poro aumentará, disipándose con una velocidad congruente con su permeabilidad. Los estudios llevados a cabo por Wong, Seed y Chan en 1975, indican que la presión de poro puede aumentar hasta hacer nulos los esfuerzos efectivos si se evita el drenaje en pruebas triaxiales aplicando esfuerzo desviador cíclico. Sin embargo, no se conoce ningún caso real en que, por efecto de vibraciones, se haya observado un incremento notable de la presión de poro, lo cual se debe a la alta permeabilidad de éstos materiales. Si la grava no está saturada, experimentará una disminución de volumen, lo que a su vez producirá un aumento de la resistencia y una disminución de la compresibilidad. No hay datos acerca del cambio de volumen que pueden experimentar éstos materiales, sin embargo, podrían utilizarse los resultados de ensayes efectuados en arenas para tener una idea de la magnitud de las deformaciones.

Arenas La tendencia es la misma que en las gravas. Si está saturada, la presión de poro puede aumentar debido a su permeabilidad más baja, produciéndose el fenómeno de licuación y si hay esfuerzos cortantes actuantes, se generan deformaciones grandes. Si la arena no está saturada, experimentará una disminución de volumen, lo que aumentará su resistencia y disminuirá su compresibilidad. En la Figura B.2.2.62 se muestra el mecanismo de compactación por deformaciones angulares cíclicas.

σh Esfuerzo horizontal antes de la aplicación de σσv Esfuerzo horizontalτ Esfuerzo cortante ciclico

σh,l Esfuerzo horizontal después de la aplicación de σεv Deformación vertical producida por τγ Deformación angular ciclica

σh

σvγ τ

τ τ

τσh,l

σV

εv

Figura B.2.2.62. Cambio de volumen por efecto de esfuerzos cortantes cíclicos

Limos y arcillas La tendencia es la misma y generará un incremento en la presión de poro, sin embargo, debido probablemente a las fuerzas interparticulares, no se conocen casos de licuación en éstos materiales, pero sí se han obtenido resultados que indican la posibilidad de pérdida de resistencia. Ésta es función de las deformaciones angulares máximas experimentadas y del número de ciclos. Además de la pérdida de resistencia, se experimentará un cambio de volumen cuando se disipan las presiones de poro. Su determinación requiere de pruebas diseñadas especialmente.


93

B.2.2.5. COMPRESIBILIDAD Cuándo un suelo fino es sometido a cambios de carga durante la construcción, éste se deforma de una manera diferente de la que lo hacen los suelos gruesos. Su deformación se produce no solamente al momento de aplicación de la carga, sino que continúa por períodos muy largos que pueden durar varios años. Los asentamientos a largo plazo en suelos finos están controlados principalmente por la consolidación. Al poco tiempo después que un suelo es cargado por primera vez (ej. después que han ocurrido asentamientos instantáneos o no drenados) los esfuerzos son transmitidos al fluido de los poros en la masa de suelo, resultando en un exceso de presión de poro. A medida que ésta presión de poro es disipada con el tiempo, la carga es gradualmente transferida al esfuerzo efectivo a través del suelo. El incremento en esfuerzo efectivo, resulta en una disminución de volumen que causa asentamiento (Figura B.2.2.63).

Figura B.2.2.63. Asentamiento provocado por la disminución de volumen

En el laboratorio la consolidación es un proceso de deformación volumétrica diferida, que se genera al aplicar incrementos de esfuerzos a una muestra de suelo, a la cual se le permite drenar agua, la magnitud de la deformación es dependiente de la magnitud del esfuerzo aplicado, de la cantidad de agua gravitacional del suelo, y del tiempo acumulado en que los esfuerzos de confinamiento actúan, siendo la geometría del espécimen de suelo, y de sus fronteras, las que rigen la velocidad de drenaje. En mecánica de suelos existen dos aspectos de interés respecto al fenómeno de consolidación, el primero es la magnitud de las compresiones totales que pueden presentarse bajo distintas cargas, que permiten estimar los asentamientos totales que se


94

pueden presentar en una obra dada. El segundo corresponde a la evolución con el tiempo de la compresión sufrida por un suelo bajo una carga determinada. (SRH, 1970) La consolidación en un suelo se estudia en el laboratorio con muestras inalteradas ensayadas en un equipo especialmente diseñado para ello, llamado consolidómetro o edómetro. La muestra de suelo se coloca en un anillo metálico, donde queda confinada, y se le aplican incrementos de carga tomando lecturas cada cierto tiempo. Luego se realiza el proceso de descarga, para el cual también se hacen lecturas de carga y deformación. Las propiedades de la consolidación son necesarias para realizar análisis de asentamientos dependientes del tiempo, para suelos en terraplenes, cimentaciones estructurales, y estructuras de retención. Las características generales de la consolidación de los suelos se utilizan para anticipar un problema de asentamiento: Gravas, arenas, y limos no plásticos. Estos suelos se consolidan rápidamente bajo carga y típicamente no presentan problemas de asentamiento. Mezclas de limo-arcillas plásticas. Los limos y arcillas blandas son más compresibles que los limos y arcillas rígidas. El asentamiento puede continuar por un periodo largo después que la construcción ha finalizado. Suelos orgánicos. Estos suelos son muy compresibles, así como biodegradables y pueden resultar en asentamientos importantes que ocurren por muchos años.

B.2.2.5.1. Ensaye de consolidación La prueba de consolidación tiene por objeto la determinación de los parámetros mecánicos que rigen la magnitud y velocidad de los asentamientos de suelos finos sometidos a carga sostenida. Un ensaye de consolidación es realizado, típicamente, en muestras inalteradas obtenidas del depósito, para evaluar el potencial de asentamiento del suelo in-situ de la cimentación. Sin embargo, materiales compactados también pueden ser ensayados para obtener el comportamiento de asentamientos de rellenos compactados. Es recomendable realizarla en el caso de cimentaciones desplantadas sobre un subsuelo arcilloso o limoso. Para el caso de limos con un grado de saturación inferior al 100 por ciento, ésta prueba se realizará en dos etapas; primero con el material en estado natural, y a continuación dejándolo saturar, con objeto de poder predecir la magnitud de los asentamientos bajo saturación. Ésta misma prueba permite determinar:

- La expansibilidad de las arcillas al variar su contenido de agua

- La velocidad de disipación de la presión de poro generada por las cargas

- La influencia de la magnitud de las cargas impuestas en el asentamiento de una estructura.

B.2.2.5.2. Consolidación con carga incremental Éste método de ensaye es el más común, cubre los procedimientos para determinar la magnitud y tasa de consolidación del suelo cuándo es restringido lateralmente y drenado axialmente mientras es sometido a cargas de deformación controlada, aplicadas incrementalmente. A continuación se presentan dos alternativas de procedimiento:


95

Método A Éste método es realizado con incrementos de carga constante durante 24 horas, o más tiempo. Se requieren lecturas de tiempo-deformación para un mínimo de dos incrementos de carga.

Método B En todos los incrementos de carga es necesario tomar las lecturas de tiempo-deformación. Después de alcanzado el 100% de consolidación primaria son aplicados incrementos de carga sucesivos o a incrementos de tiempo constantes, como es descrito en el método A. El odómetro o consolidómetro unidimensional es el equipo principal utilizado en el laboratorio para evaluar el potencial de consolidación y asentamiento en suelos cohesivos. El equipo para un ensaye de consolidación, consta de:

- Un dispositivo de carga que aplica una carga vertical al espécimen de suelo

- Un anillo metálico (fijo o flotante) que confina lateralmente al espécimen de suelo y restringe la deformación a la dirección vertical

- Placas porosas colocadas en la parte superior e inferior de la muestra

- Un dial o transductor diferencial con variación lineal (LVDT)

- Cronómetro

- Un contenedor circundante para permitir que el espécimen permanezca inundado durante el ensaye

En la Figura B.2.2.64 se muestran los componentes del equipo empleado en un ensaye de consolidación.

Figura B.2.2.64. Equipo para el ensaye de consolidación

El dispositivo de carga-consolidación puede ser un brazo de palanca con peso (Figura B.2.2.65), un dispositivo neumático o un marco automatizado de carga. Los marcos automatizados de carga son recomendados para utilizar en ensayes de producción ya


96

que proveen mayor flexibilidad en las opciones de ensaye. El dispositivo neumático provee flexibilidad en cargas y relaciones de incrementos de carga que pueden ser aplicadas durante el ensaye. El brazo de palanca con peso, provee un sistema relativamente simple para ensayes de consolidación; sin embargo, debido a que los datos son generalmente registrados manualmente, es difícil acelerar el ensaye o variar la programación de carga ya que, habitualmente, la reducción de datos no puede ser realizada en tiempo real. Las cámaras o celdas de consolidación pueden ser de anillo fijo o anillo flotante. La fricción y el arrastre son creados en el anillo mientras el espécimen se comprime con respecto a éste. En un ensaye con anillo fijo la muestra se comprime de la parte superior solamente, resultando susceptible a incrementos altos de las fuerzas cortantes laterales. En un ensaye de anillo flotante la muestra se comprime de la parte superior e inferior, de ésta manera proporciona la ventaja de minimizar las fuerzas de arrastre. Sin embargo, el método de anillo flotante tiene la desventaja de ser más difícil de configurar, permitiendo posibles filtraciones en las paredes laterales, lo cual podría resultar en una evaluación inadecuada del coeficiente de consolidación, y el suelo pudiera exprimirse cerca de la junta de las paredes laterales y de la placa porosa de la parte inferior. Por ésta razón, es más utilizado el método del anillo fijo. La medición de la deflexión puede ser realizada con un indicador de dial o un transductor electrónico. Si ambos dispositivos están adecuadamente calibrados, deben proporcionar la misma medida; sin embargo, la salida electrónica de un LVDT puede ser incorporada en un sistema de registro automatizado para proporcionar lecturas de mayor rapidez, eficiencia y resolución. Para la evaluación de la duración de los incrementos de carga, es necesario un cronómetro. El monitoreo del tiempo para un sistema manual puede ser acomodado utilizando un reloj de pared con una manecilla segundera. Para un sistema automatizado es utilizado el reloj interno de una computadora.

Figura B.2.2.65. Odómetro con carga incremental


97

Las muestras que se emplean para estos ensayes deberán ser inalteradas, de la mejor calidad posible y en el caso de especímenes elaborados en el laboratorio, deberá establecerse un procedimiento que permita reproducirlos con características homogéneas. Es necesario emplear la información de la estratigrafía del suelo, así como las propiedades índice básicas para seleccionar el número y la profundidad de las muestras inalteradas para la prueba de laboratorio. El número de muestras se seleccionará para desarrollar un perfil de esfuerzo de preconsolidación – profundidad. El procedimiento usado para seleccionar muestras incluye el desarrollo de una gráfica del esfuerzo efectivo, v'σ , contra la profundidad. La ubicación de cada muestra

inalterada se gráfica para su perforación específica y se evalúa el esfuerzo vertical efectivo. Las dimensiones de los especímenes varían entre 7 y 10 cm de diámetro y 1 a 2.5 cm de altura. Los especímenes alterados se ajustan a las dimensiones de los aparatos de prueba disponibles. La secuencia de carga seleccionaday el tipo de ensaye de consolidación dependerá del tipo de suelo que será ensayado y de las aplicaciones particulares que serán consideradas para el proyecto (por ejemplo: terraplenes, cimentaciones superficiales). El procedimiento general para efectuar el ensaye de consolidación se inicia con la estimación del esfuerzo efectivo de preconsolidación empleando uno de los métodos siguientes:

- Si la muestra presenta una consistencia media a baja, estimar el esfuerzo efectivo in situ con:

hvp γσσ == '' (B.2.2.43)

Donde:

v'σ : Esfuerzo vertical efectivo γ : Peso volumétrico del suelo h : Profundidad de la muestra

- Efectuar con parte de la muestra una prueba de compresión simple y emplear la relación empírica:

up q≈'σ (B.2.2.44)

Donde

uq : Resistencia a la compresión simple

- Emplear la gráfica de la Figura B.2.2.66 que relaciona empíricamente el esfuerzo efectivo de preconsolidación con los límites de consistencia y el contenido natural de agua del suelo


98

1Presión de consolidación, , en kg/cmp

Indi

ce d

e li

quid

ez I

w =

w -

ww

- w

0.1 10 1000.01-0.4

0

0.4

0.8

1.2

2 4 6 8

Sensitividad en el

Valor mínima apro-

La sensibilidad tiende

límite líquido

ximado de la presión de consolidación

al límite plástico

P PL

σ' 2

Figura B.2.2.66. Relación empírica entre el esfuerzo efectivo de preconsolidación y los límites de consistencia

Con el esfuerzo efectivo de preconsolidación obtenido se calcula el valor del incremento inicial de carga empleando:

( ) Ai np ⋅=Δ −12

'σ (B.2.2.45)

Donde: n : Número de incrementos para alcanzar el esfuerzo efectivo de preconsolidación (Se recomienda un valor de 4) A : Área de la probeta iΔ : Incremento inicial de carga

p'σ : Esfuerzo efectivo de preconsolidación

Con el valor del incremento inicial se calculan n + 3 incrementos de carga con una relación de 2 entre ellos. El rango de cargas aplicadas para el ensaye debe exceder los esfuerzos efectivos que son requeridos para el análisis de asentamientos. Éste rango debe cubrir los esfuerzos efectivos mayores y menores predichos en el campo y dependerán de la profundidad, cargas de cimentación y excavaciones. El esfuerzo efectivo de preconsolidación predicho debe ser excedido, por lo menos, en un factor de cuatro durante el ensaye de laboratorio. Si el esfuerzo efectivo de preconsolidación, p'σ , no es significativamente

excedido durante la programación de las cargas, éste se puede subestimar debido a los efectos de alteración del espécimen. Sin embargo, a medida que el esfuerzo efectivo se aproxima al valor de p'σ , es recomendable reducir la magnitud del incremento de carga

aplicada, con el objeto de facilitar una estimación exacta de p'σ .


99

Una vez que se cuenta con la tabla de incremento de esfuerzos se labra o se elabora el espécimen y se coloca en el aparato de prueba. Posteriormente se aplica el primer incremento de carga, midiendo la deformación que se presenta para los tiempos 6, 15 y 30 s; 1, 2, 4, 8, 15 y 30 min y 1, 2 horas etc. Se dibuja en papel semilogarítmico la curva deformación-tiempo que resulta. El siguiente incremento de carga deberá aplicarse hasta que se defina en forma satisfactoria el inicio de la consolidación secundaria, siguiéndose el procedimiento que se describió anteriormente. La duración de cada incremento de carga debe ser seleccionada para asegurar que la muestra sea aproximadamente 100 por ciento consolidada previamente a la aplicación de la siguiente carga. Para limos y arcillas de plasticidad relativamente baja a moderada, serán apropiadas duraciones de 3 a 12 horas para cargas en el rango normalmente consolidado. Para materiales orgánicos y fibrosos, la consolidación primaria puede ser completada en 15 minutos. Para materiales de plasticidad alta, la duración para cada carga puede necesitar ser de 24 horas o más, para asegurar que la consolidación primaria se complete y evaluar el comportamiento de la consolidación secundaria. Contrariamente, la consolidación primaria puede ocurrir en menos de 3 horas para cargas menores que p'σ .

Cada uno de los índices de compresión son definidos por el cambio en relación de vacíos por ciclo de esfuerzo logarítmico ( )pe 'logσΔΔ para los rangos respectivos de

recompresión ( rC ), compresión virgen ( cC ) y expansión ( sC ).

OCR= Pc/σ'v0

Preconsolidación o esfuerzo de deformación

Índice de recompresión

Rel

ació

n de

vac

ios,

e

Índice de expanción

Expansión

índice de compresión

Cc

Compresión virgen

Cs

Esfuerzo vertical efectivo, Log σ'V

1.5

0.1 1 10 1000

1.0

0.5

Esfuerzo vertical actual

PC

σ'v0

Recompresión

Cr

Figura B.2.2.67. Definición de cC , rC , sC y p'σ


100

Si el periodo de tiempo es muy pequeño para un incremento de carga dado (ej. no es permitido que la muestra alcance el 100 por ciento de consolidación antes de la aplicación del siguiente incremento de carga), entonces los valores de cC pueden ser

subestimados y los valores de vc pueden ser sobreestimados. La duración del tiempo

requerido, puede ser optimizada utilizando un sistema de carga hidráulico, neumático o electro mecánico, los cuales incluyen aplicación automatizada de cargas y sistemas de adquisición de datos. Para estimar el inicio y final de la consolidación primaria durante el ensaye pueden ser utilizados: la deformación continúa contra medidas de tiempo y el método de la raíz cuadrada del tiempo. Cuándo se detecta el final de la consolidación primaria, el sistema puede aplicar automáticamente el siguiente incremento de carga. Alternativamente, algunos laboratorios pueden proporcionar gráficas de deformación en tiempo real contra tiempo para permitirle al ingeniero evaluar cuándo se ha alcanzado el 100% de la consolidación primaria. Cuándo se alcanza el valor estimado del esfuerzo efectivo de preconsolidación, la muestra deberá saturarse, siguiendo la prueba hasta que se defina claramente en la curva, relación de vacíos-presión, el tramo virgen. Se recomienda que sea realizado un ciclo de descarga-recarga, para obtener el valor del índice de recompresión, rC . Debido a que la mayoría de muestras serán

inevitablemente alteradas de alguna manera, un valor de rC basado en la carga inicial en una muestra del ensaye de consolidación, será mayor que para una muestra inalterada, resultando en una sobreestimación de los asentamientos en la región de preconsolidación. Un valor de rC basado en un ciclo de descarga-recarga es más representativo del módulo actual en la región preconsolidada. Es recomendado que el ciclo descarga-recarga sea realizado a un esfuerzo efectivo ligeramente inferior a p'σ .

La descarga se efectúa en sentido inverso al empleado en la carga, iniciando los decrementos hasta que la deformación vertical del anterior sea prácticamente nula durante 2 horas. La probeta se desmonta y se obtiene el contenido de agua final, empleando la totalidad del suelo.

B.2.2.5.2.1. Curvas de consolidación Los resultados del ensaye de consolidación son tradicionalmente mostrados en un gráfico de relación de vacíos 'σLogvse correspondientes a cada etapa de carga de la prueba, como es ilustrado en la Figura B.2.2.67. Otra alternativa para presentar los resultados del ensaye de consolidación es utilizando una gráfica de la deformación vertical en el eje de las ordenada, ( )01 eev +Δ=ε . En éste caso los índices de

compresión son reportados como la relación de recompresión, ( )01 eCC rr +=ε , y

relación de compresión ( )01 eCC cc +=ε . La obtención de las curvas de consolidación y

el cálculo de los parámetros de compresibilidad que resultan del ensaye, requieren la determinación previa de la densidad de los sólidos, el grado de saturación y el contenido de agua inicial y final de los especimenes.

B.2.2.5.2.2. Parámetros de compresibilidad Empleando las curvas de consolidación (Figura B.2.2.68) se deberá estimar el valor del tiempo correspondiente al 100 y 0 por ciento de consolidación. Para estimar el valor de

100U se localiza el punto A como la intersección de la prolongación del tramo recto de la

consolidación secundaria y la tangente en el punto de inflexión de la curva. El valor de


101

0U se localiza escogiendo un tiempo arbitrario 1t , tal que el punto de la curva

correspondiente quede antes del 50 por ciento de consolidación; Se obtiene un punto C correspondiente a 4/1t y se determina el valor de a por diferencias de ordenadas, se

duplica el valor a en la ordenada y el punto correspondiente pertenece a la línea teórica del 0 por ciento de consolidación.

línea téorica del 0 %

CB

a

a

Tramo de consolidaciónprimaria

Lect

uras

del

mic

róm

etro

Línea teórica del 100%

t1/4 t1 t50

A

Tiempo (escala log)

Tramo de consolidaciónsecundaria

100

U, en porcentaje

0

Figura B.2.2.68. Curva típica de consolidación

Con los datos de la prueba y empleando las relaciones volumétrico-gravimétricas que se derivan del diagrama de fases de la Figura B.2.2.69, se pueden calcular: Altura de sólidos

s

ss AG

WH = (B.2.2.46)

Altura final de la muestra

HHH Δ−= 12 (B.2.2.47)

Altura inicial del agua

ssw GHwH 11 = (B.2.2.48)

Altura final del agua

ssw GHwH 22 = (B.2.2.49)

Relación de vacíos inicial

s

s

H

HHe

−= 11 (B.2.2.50)

Relación de vacíos final

s

s

H

HHe

−= 22 (B.2.2.51)


102

Grado de saturación inicial

s

wr HH

HG −=

11

1 (B.2.2.52)

Grado de saturación final

s

wr HH

HG −=

22

2 (B.2.2.53)

Relación de vacíos correspondiente a una etapa i

s

sii H

HHe

−= (B.2.2.54)

Esfuerzo actuante en una etapa i:

A

Nii =σ (B.2.2.55)

Donde:

sH : Altura de sólidos

sW : Peso de los sólidos

sG : Densidad de sólidos

1H : Altura Inicial del espécimen

2H : Altura final HΔ : Deformación total del espécimen

1wH : Altura inicial del agua

2wH : Altura final del agua

1w : Contenido de agua inicial w2: Contenido de agua final

1e : Relación de vacíos inicial

2e : Relación de vacíos final

ie : Relación de vacíos correspondiente a una etapa i de la prueba

iH : Altura de la muestra correspondiente a una etapa i de la prueba

1rG y 2rG : grado de saturación inicial y final

iN : Carga total actuante durante la etapa i

A : Área de la probeta


103

Aire oGas

Ws

H

H

H

H

H

H

Δ

2

s

1w1

w

2

Figura B.2.2.69. Diagrama de fase

B.2.2.5.2.3. Curva de compresibilidad Con los datos obtenidos anteriormente se puede trazar, tanto en escala aritmética como semi-logarítmica las curvas de compresibilidad resultantes del ensaye. En la Figura B.2.2.70 se presenta una curva de compresibilidad típica.

0.700 1 2 3 4 5 6 7 8

0.74

0.78

0.82

0.86

0.90

Rel

ació

n de

vac

íos,

e

esfuerzo efectivo, , en kg/cmσ' 2

Figura B.2.2.70. Curva típica de compresibilidad en escala aritmética

B.2.2.5.2.4. Esfuerzo de preconsolidación De la curva de compresibilidad dibujada en papel semi-logarítmico, se puede obtener el valor del esfuerzo efectivo de preconsolidación de acuerdo al procedimiento: Encontrar el punto de máxima curvatura correspondiente al tramo de recompresión. Punto A de la Figura B.2.2.71. Trazar por ese punto una tangente a la curva y una horizontal, que definen el ángulo a Bisecar el ángulo resultante del paso anterior y encontrar la intersección de la bisectriz y de la prolongación de la rama virgen. El punto resultante tiene como abscisa el valor del esfuerzo efectivo de preconsolidación. Con los resultados obtenidos en el ensaye se pueden calcular los valores de los parámetros siguientes: Coeficiente de consolidación:


104

50

2197.0

t

Hcv = (B.2.2.56)

Coeficiente de compresión secundaria

( )tH

HC

10log2 ΔΔ=α (B.2.2.57)

Índice de compresibilidad

( )pC e

c19logΔ

Δ= (B.2.2.58)

( )p

eCr

10logΔΔ=

(B.2.2.59)

Coeficiente de compresibilidad

p

eav Δ

Δ= (B.2.2.60)

Coeficiente de permeabilidad correspondiente a una etapa i de la prueba

i

wvvi e

ack +=

1

γ (B.2.2.61)

Donde: H : Mitad de la altura del espécimen (doblemente drenado)

50t : Tiempo correspondiente al 50 por ciento de consolidación

eΔ : Cambio en la relación de vacíos 'σΔ : Cambio de los esfuerzos aplicados

wγ : Peso volumétrico del agua

ie : Relación de vacíos correspondiente a una etapa i de la prueba

HΔ : Cambio de altura del espécimen por consolidación secundaria correspondiente a un intervalo tΔ t : Tiempo

Como una apreciación de los valores del coeficiente de consolidación, se puede emplear para cálculos previos, las siguientes relaciones empíricas:

( )10009.0 −= Lv wc (B.2.2.62)

( )356.20054.0 −= wcv (B.2.2.63)

Donde:

Lw : Límite líquido, en porcentaje w : Contenido natural de agua, en porcentaje


105

0.70

0.74

0.78

0.82

0.86

0.90

0.1 0.5 1 σ 5 10

Rel

ació

n de

vac

íos,

e

p

A

Esfuerzo efectivo, , en kg/cmσ'

'

Figura B.2.2.71. Curva típica de compresibilidad en escala semi-logarítmica

B.2.2.5.3. Consolidación con velocidad de desplazamiento constante El principio básico de los ensayes a velocidad de desplazamiento constante VCD, consiste en aplicar una presión axial al suelo de forma tal que se deforme verticalmente manteniendo una relación constante entre el desplazamiento de la cara superior de la muestra y el tiempo. Para lograr una relación constante entre desplazamiento y tiempo se requiere que haya una regulación de la carga aplicada que permita que ésta varíe dependiendo del desplazamiento del suelo; por esto la compresión del espécimen se lleva a cabo de forma mecánica por medio de una máquina de compresión y una celda de fuerza que registra la carga con la que reacciona el suelo, o de forma hidráulica por medio de un regulador que administra la presión aplicada. Las mediciones del desplazamiento y la presión de poro en la base de la muestra se llevan a cabo por medio de transductores, lo cual permite lograr una relación entre la lectura del desplazamiento y la carga aplicada por el regulador de ese modo se reduce el tiempo de ensaye a 1 ó 2 semanas con el odómetro de carga incremental a 1 día con el consolidómetro (VCD). A su vez se logra el registro continuo del esfuerzo efectivo, restando al esfuerzo total registrado la presión de poro medida en la base de la muestra. La saturación de la muestra puede garantizarse por medio del uso de contrapresión, la cual debe mantenerse durante toda la prueba. Dadas las características de los ensayes tipo VCD y la necesidad de contar con exactitud en las mediciones, es recomendable automatizar la captura de datos y manejo de los mismos, con lo cual se facilita la labor experimental, se deja menos margen al error humano y puede realizarse un número muy grande de lecturas, generando registros continuos. En el diseño de estructuras de tierra, la información concerniente a la tasa y magnitud del asentamiento de consolidación del suelo, es esencial. Los resultados de éste ensayo pueden ser utilizados para analizar o estimar tasas y asentamientos de consolidación unidimensionales. Se sabe que los resultados de los ensayes de consolidación son dependientes de la velocidad de deformación. Las velocidades de deformación recomendadas en la norma para éste ensayo son los rangos utilizados usualmente en el ensaye de consolidación unidimensional con carga controlada.


106

Las tasas de deformación de campo varían considerablemente con el tiempo, la profundidad debajo del área cargada y la distancia radial desde ésta. No es factible relacionar la velocidad de deformación del ensaye de laboratorio con la velocidad de deformación de campo dado que la de campo no puede ser determinada exactamente; sin embargo, es posible relacionar la relación de presión de poros de campo con la de laboratorio. La velocidad de deformación constante del ensaye de consolidación no trata el problema de los efectos de la velocidad de deformación, pero proporciona herramientas para el estudio de sus efectos. Éste ensaye no es aplicable a suelos con alta permeabilidad, como las arenas y otros suelos gruesos o a suelos parcialmente saturados. Este ensaye no es aplicable a suelos con alta permeabilidad, como las arenas y otros suelos gruesos o a suelos parcialmente saturados. Se consideran las siguientes hipótesis:

- la proporción de permeabilidad de la tierra para ensuciar compresibilidad es

- constante,

- Flujo unidimensional en dirección vertical

- Validez de la ley de Darcy

- Suelo en condición saturada

- Suelo homogéneo

- Compresibilidad insignificante de los granos de suelo y agua

- La relación entre el εσ vsLog ' es lineal durante un corto intervalo de carga

- la distribución del exceso de presión de poro a través del espécimen es parabólica.

Equipo El aparato de compresión axial puede ser impulsado por un motor eléctrico con un dispositivo hidráulico o neumático de carga. El instrumento de medición de carga axial puede ser un anillo de carga, un transductor de deformación, una celda hidráulica de carga o cualquier otro con una precisión de 0.25% de la máxima carga aplicada al espécimen. Para que la tasa de deformación constante se transmita del aparato de carga al de medición, es importante que éste sea relativamente rígido. Algunas celdas hidráulicas o anillos de carga no tienen la rigidez suficiente. El instrumento para medir la presión de poro debe ser un transductor diferencial de presión. Debe estar colocado en la base del espécimen de forma tal que la presión de poro pueda medirse con un drenaje insignificante. El indicador de deformación debe ser un transductor de desplazamiento que tenga una sensibilidad de 0.002 mm y un rango de al menos el 50% de la altura del espécimen. El consolidómetro debe ser construido evitando que encierre aire al colocar el espécimen dentro del anillo. Cualquier parte del consolidómetro que vaya a encontrarse sumergida debe estar hecha de material no corrosivo. Los aparatos de carga axial y de contrapresión deben ser parte integral del consolidómetro. Si el diseño del consolidómetro es tal que la contrapresión afecta las


107

lecturas de carga axial, el cambio en las lecturas debe ser calibrado. En la Figura B.2.2.72 puede apreciarse un esquema idealizado de una prueba tipo VCD.

Aplicación dePresioón axial

Medición del desplazamiento

Piedra porosa

Medición de presión de poro

Muestra de suelo

Aplicación deContrapresión

Figura B.2.2.72. Esquema idealizado de una prueba tipo VCD

Generalidades del procedimiento experimental Se coloca el espécimen en el anillo y éstos dentro del consolidómetro junto con las piedras porosas y el plato de carga. El consolidómetro se coloca en el instrumento de carga axial y se ajusta el indicador de deformación para la lectura cero, aplicando una presión de 5 kPa. El aparato de carga axial debe ser ajustado para mantener una presión constante o una altura del espécimen constante; si se desea esto último, la presión debe ser grabada (para suelos suaves, se recomiendan 2.5 kPa). Si se desea tener una presión constante se graba la cantidad de consolidación que ocurre, antes de la carga para deformación controlada. Se revisa que el sistema formado por las reservas de agua del instrumento de contrapresión y el consolidómetro, estén completamente desaireados. Para seleccionar la tasa de deformación se considera que ésta debe causar un valor entre el 3 al 30% de exceso de presión de poro del esfuerzo vertical aplicado durante la prueba. Una vez escogida la tasa de deformación, se aplica la carga axial que producirá dicha tasa y se registran la carga axial, el exceso de presión de poro y la deformación, a intervalos de 1 minuto en los primeros 10 minutos, intervalos de 5 minutos para la primera hora e intervalos de 15 minutos para el tiempo restante. Se continúa la carga axial hasta tener la deformación deseada, obtenida ésta, se permite la disipación del exceso de presión de poro. Se calcula el esfuerzo efectivo promedio de la siguiente manera:

( ) 3/1223' 2 bvbvvv uu σσσσ +−= B.2.2.64

Donde:

bu : Exceso de presión de poro medido en la base del espécimen

Cuando el exceso de presión de poro medido exceda 3 kPa, se calcula el coeficiente de consolidación para el intervalo entre dos lecturas como:


108

⎥⎦⎤⎢⎣

⎡ −Δ⎥⎦⎤⎢⎣

⎡=

v

b

v

v

vu

t

H

C

σσσ

1log2

log1

22

B.2.2.65

Donde:

1vσ : Esfuerzo axial aplicado en el tiempo 1t

2vσ : Esfuerzo axial aplicado en el tiempo 2t

H : Altura promedio del espécimen entre 1t y 2t

tΔ : Intervalo entre 1t y 2t

bu : Exceso de presión de poro entre 1t y 2t

vσ : Esfuerzo axial promedio aplicado entre 1t y 2t

B.2.2.5.4. Factores que afectan la determinación de 'pσ

Brumund, Jonas and Ladd (1976) discuten tres factores que pueden afectar significativamente la

determinación de 'pσ en las pruebas de consolidación en el laboratorio. El primero es la

perturbación de la muestra; en las curvas de consolidación se observa un desplazamiento hacia abajo cuando se incrementa la perturbación. Especialmente en arcillas sensitivas, la alteración

de la muestra disminuye el valor de 'pσ . Al mismo tiempo, la relación de vacíos decrece para

cualquier valor de cσ y como consecuencia, la compresibilidad para esfuerzos menores a 'pσ

se incrementa y para esfuerzos menores de 'pσ , disminuye (Figura

B.2.2.73

σ´vo

e0

σ´p in situ

σ´p de muestras de alta calidad

Rango en σ'p de muestras de baja calidad

Curva in situ

Curva de laboratorio en muestras de alta calidad

Curva de laboratorio en muestras de baja calidad

Rel

ació

n de

vac

íos,

e

Def

orm

ació

n ve

rtic

al,

εv (%)

0

Esfuerzo efectivo de consolidación, σ'vc (escala logarítmica)

Figura B.2.2.73).


109

σ´vo

e0

σ´p in situ

σ´p de muestras de alta calidad

Rango en σ'p de muestras de baja calidad

Curva in situ

Curva de laboratorio en muestras de alta calidad

Curva de laboratorio en muestras de baja calidad

Rel

ació

n de

vac

íos,

e

Def

orm

ació

n ve

rtic

al,

εv (%)

0


Figura B.2.2.73. Efecto de la alteración, durante el muestreo

La relación de incremento de carga, LIR también influencia las curvas de compresibilidad. Esto ha sido discutido por Leonards y Altschaeffl (1964), quienes trabajaron con arcillas de la Ciudad de México para las relaciones 1=LIR , 22.0=LIR y 25.0=LIR . Cuándo la relación LIR se incrementa, la curva de compresibilidad se mueve hacia abajo. Una relación del incremento de carga, LIR de uno se usa en las pruebas convencionales de consolidación y significa que la carga se dobla en cada tiempo. La LIR se define como el cambio de presión o el incremento de presión dividido entre la presión inicial antes de que se aplique la carga:

inicial

LIR σσΔ= B.2.2.66

Donde: σΔ : Incremento de esfuerzo

inicialσ : Esfuerzo anterior

Este proceso se muestra en los puntos espaciados que se obtienen en la curva de compresibilidad. La experiencia con arcillas sensitivas ha mostrado que los cambios pequeños de esfuerzo o las vibraciones pueden alterar drásticamente su estructura. Para dichos suelos, una LIR de 1 no define acertadamente el valor del esfuerzo de preconsolidación, así que se usan valores de LIR menores a 1. La influencia de esta variación en la compresibilidad se muestra en la Figura B.2.2.74.


110

Curva in situ

Curva de laboratorio con LIR pequeño en la vecindad de σ'p

Curva de laboratorio con LIR = 1.0 estándar


LIR pequeño

In situ

σ´vo

e0

Rel

ació

n de

vac

íos,

e

Def

orm

ació

n ve

rtic

al,

εv (%)

0

Figura B.2.2.74. Efecto de la relación de incremento de carga, LIR

En los ensayos convencionales, generalmente se mantiene una carga por 24 horas. Después de éste tiempo la carga en el espécimen es duplicada. Diversas cuestiones surgen de éste hecho: a) ¿qué pasa en la curva de compresibilidad cuándo la carga en el espécimen se mantiene por un tiempo distinto a 24 horas? y b) ¿qué sucede con otros factores que se mantienen iguales? La relación de incremento LIR se mantiene para valores distintos de uno. Crawford (1964) realizó numerosos experimentos de laboratorio en arcilla Leda en los cuales la carga sobre el espécimen se duplicaba, es decir 1=LIR . Sin embargo, la duración de cada carga variaba, las curvas obtenidas se muestran en la Figura B.2.2.75. De ésta gráfica se puede observar que cuándo la duración de la carga se incrementa, la curva de compresibilidad se desplaza hacia la izquierda. Esto significa que para cierto esfuerzo efectivo σ’, la relación de vacíos al final de la consolidación disminuirá conforme aumente el tiempo. La razón para ésta variación es que conforme el tiempo se incrementa, la cantidad de consolidación secundaria del espécimen también crece. Esto llevará a la reducción de la relación de vacíos. Se puede notar también en la Figura B.2.2.75 que las curvas para distintos tiempos de carga, darán esfuerzos efectivos de preconsolidación con diferencias despreciables, tomando en cuenta que se trata de una escala logarítmica.


111

e1

e1

e1

t=tp

t= 24h

t= 7 días

σp'

Rel

ción

de

vací

os, e

σp' σp'

Esfuerzo, log σ'

Figura B.2.2.75. Efecto de la duración de la carga en la curva de compresibilidad

B.2.2.5.5. Predicción de las curvas de consolidación de campo Ya que la prueba de consolidación es realmente una recarga del suelo, incluso con una gran calidad de muestreo y una buena prueba en laboratorio, la curva de recompresión obtenida tiene una pendiente menor a la de la curva de compresión virgen. Schmertmann (1955) desarrolló un procedimiento gráfico para evaluar la pendiente de la curva de campo virgen. Este procedimiento se muestra en la Figura B.2.2.76 para suelos normalmente consolidados y en la Figura B.2.2.77 para suelos normalmente consolidados. Para corregir la curva de compresión virgen de laboratorio para un suelo normalmente consolidado en el campo se procede como sigue:

- Se emplea el método de Casagrande para encontrar el esfuerzo de preconsolidación, '

pσ

- Se calcula el valor inicial de la relación de vacíos, 0e , y se dibuja una línea

horizontal desde este valor, paralela al eje del logaritmo del esfuerzo efectivo, hasta el esfuerzo de preconsolidación, '

pσ . Esto define el punto de control 1 de

la Figura B.2.2.76 para suelos normalmente consolidados y en la Figura B.2.2.77 para suelos normalmente consolidados

- Desde el punto igual a 042.0 e , del eje de la relación de vacíos, se dibuja una

línea horizontal y donde ésta se encuentra con la extensión de la curva de compresión virgen de laboratorio, se define otro punto de control

- Se conectan ambos puntos de control con una línea recta. La pendiente de esta línea, F , define el índice de compresión, cC , que existe probablemente en el

campo. La línea F es la curva de compresión virgen del campo


112

1σ´vo = σ´p

F

1

LCc

20.42 e0

Rel

ació

n de

vac

íos,

e


e0

Figura B.2.2.76. Procedimiento para obtener la curva de compresión virgen de campo para suelos normalmente consolidados

Rel

ació

n de

vac

íos,

e


2

1

3

F

L Cc

1

1Cr

Cr

e0 σ´vo σ´p

0.42 e0

Figura B.2.2.77. Procedimiento para obtener la curva de compresión virgen de campo para suelos normalmente consolidados


113

B.2.2.6. RESISTENCIA AL ESFUERZO CORTANTE La determinación de la resistencia al esfuerzo cortante de los suelos constituye uno de los puntos fundamentales al resolver problemas de diseño geotécnicos tales como empuje de tierras, estabilidad de taludes, presas de tierra, capacidad de carga, entre otros; esto debido a que, generalmente, las fallas en estos tipos de obras resultan de la aplicación de esfuerzos cortantes excesivos. La resistencia al esfuerzo cortante de un suelo está influenciada por muchos factores entre los que se pueden mencionar: el estado de esfuerzos efectivos, la mineralogía, el arreglo de las partículas de suelo, la conductividad hidráulica, la tasa de carga, la historia de esfuerzos, la sensitividad, y otras variables (P.J. Sabatini et al, 2002). La resistencia al esfuerzo cortante de un suelo está dada por la siguiente ecuación:

φστ tan+= c (B.2.2.67)

Donde: c : Es la cohesión del suelo φ : Es el ángulo de fricción interna del suelo σ : Es el esfuerzo normal

Cabe mencionar que en suelos puramente friccionantes, tales como arenas y gravas limpias, donde la cohesión es cero, el esfuerzo cortante está dado únicamente por φσ tan , y está influenciado por las siguientes características: compacidad, forma de los granos, distribución granulométrica, resistencia individual de las partículas y el tamaño de las partículas; mientras que en los suelos cohesivos la resistencia al cortante está influenciada por: la historia previa de consolidación del suelo, las condiciones de drenaje del mismo, la velocidad de aplicación de las cargas a que se le sujete y la sensibilidad de su estructura (Juárez y Rico, 1997). Los parámetros de resistencia al cortante, φ y c , son medidos a través de ensayes de laboratorio tales como los ensayes triaxiales, la prueba de corte simple, la caja de corte directo, la prueba de compresión simple. Las probetas que se emplean en estos ensayes, se obtienen labrando muestras inalteradas o se fabrican en el laboratorio. En la Figura B.2.2.78 se muestran las condiciones de carga y esfuerzos impuestos en los ensayes mencionados previamente para la determinación de la resistencia al cortante del suelo.


114

˜

+

'Δσ1

γs hδγs

γs

Δσ3 Δσ3

'σ3'σ3'σ3

'Δσ1

'σ3

'σ1'σ1'σ1

'σ1

'σ1

'σ1

'σ1

τττ

(Cargando)

Triaxial de extensión

(Descargando)

Triaxial de extensión

(Descargando)

Triaxial de compresión

(Cargando)

Triaxial de compresión

Caja de corte directoCorte simple directoCorte Simple

Cortante

Esfuerzo Cortante

Esfuerzo

Cortante

Esfuerzo

Normal

Esfuerzo Normal

Esfuerzo

Normal

Esfuerzo

Figura B.2.2.78. Condiciones de carga y esfuerzos impuestos en algunos ensayes de laboratorio utilizados para medir la resistencia del suelo (P.J. Sabatini et al, 2002).

Para la selección de los valores apropiados de la resistencia al cortante que será utilizada en el análisis de una obra geotécnica en particular, debe tomarse en cuenta lo siguiente:

- La rapidez de la construcción en relación a la permeabilidad del suelo (para saber si la resistencia será drenada o no drenada)

- La dirección de la carga aplicada

- Los niveles de deformación esperados para la obra geotécnica

- El proceso constructivo de la obra geotécnica

El tipo de ensaye a elegir para la determinación de la resistencia del suelo, dependerá de la obra a analizar y de las condiciones a las que estará sometida en campo durante su vida útil. En la práctica geotécnica, es importante distinguir entre la resistencia al cortante drenada y no drenada; estos términos se refieren a la habilidad del agua de poro del suelo para moverse entre las partículas del mismo, dando como resultado un cambio de volumen y la generación de un exceso de presión de poro. Un suelo saturado sujeto a carga drenada, significa que el agua en los vacíos es libre para moverse, de tal manera que no se desarrolla presión de poro; usualmente hay un cambio en la relación de vacíos y un correspondiente cambio de volumen. Un suelo saturado no drenado, sujeto a cargas no experimentara drenaje del agua de poro y por lo tanto no ocurrirá cambio de volumen; asimismo, al aplicarle un cambio de esfuerzos totales se producirá el desarrollo de presión de poro positiva que disminuirá los esfuerzos efectivos o presión de poro negativa que aumentará los esfuerzos efectivos. La resistencia no drenada a ser utilizada en el análisis del diseño de obras geotécnicas, depende de la dirección de la carga; por ejemplo, la Figura B.2.2.79 (a) muestra un terraplén con una superficie de falla asumida; ésta figura indica que tres modos diferentes de la resistencia al corte deben ser involucradas en la evaluación de la resistencia al cortante promedio a lo largo de la superficie de falla.


115

P

D

A

ExcavaciónRelleno

SuP

SuD

SuA

A ActivaD Corte simple directo P Pasiva

Superficiede falla

Superficiede falla

Sobrecarga

BermaEsfuerzo

Superficie de falla asumida

Arcilla VarvadaPSC

DSS

PSEPSC Plano de deformación a compresión PSE Plano de deformación a extensión DSS Corte simple directo s Dirección de los esfuerzos principales

mayores en la falla 1f

W

M

H

DSS

Tria

xial

(Com

pres

ión)

DS

S

Triaxial (Estensión)

Tiempo

τ

0

τcy

Tiempo

Tiempo

Tiempo

ττ

τ

0

0

0

τcy

τcy τcy

ττ Δτ

τ Δτ

Δτττa

o

o

a

a

a

a

a

o Esfuerzo al cortante in situ a Incremento de esfuerzo al cortante

debido a la estructura cy Esfuerzo al cortante cíclico

τττΔ

Superficiede falla

Figura B.2.2.79. Ejemplos de ensayes utilizados para determinar la resistencia a lo largo de la superficie de falla en terraplenes y cimentaciones someras (Biscontin, 2001).

Existen cinco criterios diferentes para la determinación de la resistencia al esfuerzo cortante; los cuales son presentados a continuación e ilustrados en la Figura B.2.2.80:

- Máximo esfuerzo desviador: El criterio del esfuerzo desviador máximo o “pico” es el tradicionalmente asociado con la falla en los ensayes de muestras de suelo.

(a)

(b)

(c)


116

Es la condición de la diferencia máxima de esfuerzos principales (Figura B.2.2.80 (1)). Si los esfuerzos vertical y horizontal son denotados por σ1 y σ3, respectivamente, el esfuerzo desviador pico es f)( 31 σσ − y su correspondiente

deformación es denotada por fε .

- Máxima relación de esfuerzos principales: Éste criterio de falla se utiliza en ensayes no drenados. Si los esfuerzos efectivos principales 1'σ , 3'σ son

calculados para cada grupo de lecturas tomadas durante una prueba no drenada, se pueden determinar valores de la relación de esfuerzos principales 31 '/' σσ y

graficarse vs deformación, tal como se muestra en la Figura B.2.2.80 (2). La relación es igual a 1 al inicio de la prueba, ya que en ese punto 31 σσ = y por lo

tanto 31 '' σσ = . El valor máximo de la relación ocurre a aproximadamente la

misma deformación que la correspondiente al esfuerzo desviador pico en muchas pruebas no drenadas en arcillas normalmente consolidadas (Head, 1986).

- Deformación límite: La falla en éste criterio se define cuando se alcanza una deformación especificada ( limε en Figura B.2.2.80 (3)).

- Estado crítico: de manera general se puede decir que en éste estado la condición es, en ensayes drenados que VΔ sea constante y en ensayes no drenados que

UΔ sea constante (Figura B.2.2.80 (4)).

- Resistencia residual: Si la deformación del suelo continúa bajo esfuerzo normal constante más allá del estado crítico, la resistencia continúa decreciendo hasta alcanzar un valor constante, el cual representa la resistencia residual (Figura B.2.2.80 (5)).

Pico (1)

Crítico (4)

Residual (5)

EsfuerzoDesviador

Resistencia al cortante constante

Deformación límite (3)

Desplazamiento

Máxima relación de esfuerzos (2)

(1)

(2)

(4)

(3)

(5)

V constante (drenado)

u constante (no drenado)

εlim εf

σ1'σ3'

ΔV+

ΔΔ-

Δu+-

o

ΔV of Δuf

ε

ε

ε

Figura B.2.2.80. Criterios de falla idealizados para suelos

B.2.2.6.1. Pruebas triaxiales de compresión convencionales


117

Los ensayes triaxiales son los más utilizados para la determinación de la resistencia de los suelos. Estos ensayes son muy versátiles y entre las facilidades o ventajas que presentan están:

- Permiten controlar el drenaje

- El plano de falla puede ocurrir en cualquier parte

- Se puede controlar la trayectoria de esfuerzos para la falla razonablemente bien

Para la realización del ensaye triaxial se utiliza una muestra cilíndrica, cuyas dimensiones típicas oscilan en un diámetro entre 35 y 75 mm y una relación de altura a longitud entre 2 y 2.5. Dicha muestra es sometida a presiones laterales de un líquido, generalmente agua, por lo cual es protegida con una membrana impermeable. La muestra cilíndrica se coloca en el interior de una cámara hermética con el objeto de lograr el debido confinamiento (ver Figura B.2.2.81 a). En los extremos de la muestra se colocan piedras porosas que se pueden comunicar al exterior para drenar la muestra, si se desea, y sobre éstas una placa que permita la aplicación de carga axial por medio de un vástago; al aplicar dicha carga, durante un ensaye, puede ocurrir un cambio en el volumen del espécimen o medirse una presión de poro inducida. El agua que llena la cámara, ejerce presiones hidrostáticas, por lo que se producen esfuerzos principales sobre el espécimen, iguales en las direcciones tanto lateral como axialmente; adicionalmente, en la parte superior e inferior de la muestra ensayada, se produce el efecto transmitido por el vástago de la cámara desde el exterior al aplicarle una carga axial (Figura B.2.2.81 b). Como se observa en la Figura B.2.2.81 (b), axialσ es la diferencia entre el esfuerzo

principal mayor y el menor, y es llamado la diferencia de esfuerzos principales o esfuerzo desviador. Nótese que para las condiciones mostradas en la figura,

celσσσ == 32 . En algunas ocasiones, se asume que 21 σσσ ==cel para algunos tipos

especiales de trayectoria de esfuerzos. Las pruebas triaxiales pueden clasificarse en dos grupos: pruebas de compresión y pruebas de extensión; las de compresión son aquellas en donde la dimensión original axial disminuye y las de extensión son aquellas en que dicha dimensión aumenta durante el ensaye. La disminución en la dimensión original axial, en una prueba a compresión, puede lograrse por medio de varias modalidades de laboratorio: aumentando el esfuerzo axial, por aumento de la carga transmitida por el vástago o manteniendo constante el esfuerzo axial, pero haciendo disminuir el lateral, dado por el agua o, finalmente, aumentando la presión axial y disminuyendo la lateral simultáneamente. De igual forma, las pruebas de extensión pueden tener varias modalidades: en la primera, la dimensión axial del espécimen se hace aumentar disminuyendo la presión axial, pero dejando constante la presión lateral; en la práctica esto se logra haciendo que el vástago ejerza una tracción sobre el espécimen. En la segunda modalidad, se mantiene constante la presión axial, pero se aumenta la presión dada con el agua. Finalmente, en la tercera modalidad, se disminuye la presión axial y se aumenta la lateral simultáneamente (Badillo, 1997).


118

P

Δ

MEMBRANA DE HULE

ESPÉCIMEN DE SUELO

HACIA DISPOSITIVO DE MEDIDA DE σ CAMBIO DE VOLUMEN O PRESIÓN DE AGUA

H

cel

CABEZAL DE CARGA

PIEDRA POROSA

AROS SELLOS

(a)

σcel

σaxial

σ1

σcelσ2 σ3

σaxial σ1 σ3- )(

= =

=

(b)

Figura B.2.2.81. (a) Diagrama esquemático del aparato triaxial. (b) Condición de esfuerzos asumido en la cámara triaxial

En los ensayes triaxiales, suelen considerarse dos etapas: La primera etapa consiste en aplicar a la muestra, una presión confinante igual a la presión de la cámara, y puede permitirse o no el drenaje de la muestra; la segunda etapa es aquella en la que se le aplica a la muestra carga axial, sometiéndola a esfuerzos cortantes y a esfuerzos principales que ya no son iguales entre sí, ésta etapa puede también ser drenada o no drenada. La posibilidad de variar las características de éstas etapas y sus condiciones de drenaje permiten desarrollar los siguientes tipos de ensayos triaxiales:

- No consolidado-No drenado (UU)

- Consolidado-No drenado (CU)


119

- Consolidado-Drenado (CD)

Las condiciones de drenaje o trayectoria de esfuerzos realizados en los ensayes triaxiales son modelos de situaciones críticas de diseño para el análisis de estabilidad en la práctica de la ingeniería geotécnica. Tratándose de la capacidad de carga de una cimentación en suelos arcillosos, normalmente consolidados o ligeramente preconsolidados, el factor de seguridad aumenta continuamente con el tiempo. Basta por tanto un análisis basado en pruebas no consolidadas no drenadas. Los errores posibles en el factor de seguridad así calculado son de ± 15 por ciento. Sin embargo, si es de esperarse una rápida disipación de la presión de poro durante la construcción resulta antieconómico el no aprovechar tal circunstancia, y es conveniente analizar éste caso con base en una prueba consolidada drenada o consolidada no drenada en términos de esfuerzos efectivos. En la mayoría de los casos de cortes y excavaciones no ademadas, en arcillas, a menos que se hayan tomado medidas para abatir el nivel freático en forma continua, el factor de seguridad alcanza un valor mínimo a largo plazo. El análisis de la falla del fondo de excavaciones ademadas, en arcillas, puede llevarse a cabo con base en una prueba no consolidada no drenada, con tal que el tiempo de construcción sea reducido. Con la anterior salvedad, los errores probables en el factor de seguridad así calculado son de ± 20 por ciento. Las arcillas sensitivas ameritan precauciones muy especiales; la sensitividad es, numéricamente, el cociente de las resistencias a la compresión simple en estado inalterado y remoldeado. Durante las pruebas triaxiales se obtienen los datos necesarios para estimar la deformación axial, la carga vertical, la velocidad de deformación y de acuerdo al tipo de ensaye, la presión de poro, el volumen de agua drenado y el tiempo empleado en la prueba. Con los datos obtenidos en tres o cuatro pruebas con especímenes elaborados de una misma muestra se puede calcular la envolvente de resistencia correspondiente. Los resultados de los ensayes triaxiales pueden ser presentados ya sea como gráficas de círculo de Mohr es decir un gráfico de los esfuerzos normales contra los esfuerzos cortantes correspondientes (Figura B.2.2.82 y Figura B.2.2.83) o de trayectoria de esfuerzos. Éstas últimas son también llamadas gráficas qp −' o qp − y describen una serie de puntos que representan el esfuerzo al cortante máximo del círculo de Mohr; por ejemplo, el τ correspondiente a la cima del circulo de Mohr a un esfuerzo normal de

)(21 31 σσσ +=n . Las coordenadas de cada punto dentro de la gráfica de trayectoria de

esfuerzos, son )(21 31 σσ +=p y )(21 31 σσ −=q . Una línea dibujada a través de estos

puntos representa la trayectoria de esfuerzo total para un ensaye triaxial; si son utilizados los esfuerzos efectivos, entonces upp Δ−=+= )''(21' 31 σσ , q es el mismo

dado que 313131 ))'(()''( σσσσσσ −=Δ−−Δ−=− uu . El gráfico de trayectoria de

esfuerzos proporciona una representación continua de sucesivos estados de esfuerzos. Un ejemplo gráfico de la trayectoria de esfuerzos efectivos para tres especímenes consolidados para diferentes esfuerzos de consolidación y esfuerzos de corte en prueba triaxial de compresión no drenada (en la Figura B.2.2.84 se muestran las curvas de esfuerzo-deformación y presión de poro-deformación para los tres especímenes) es mostrado en la Figura B.2.2.85. De manera similar a la evaluación de los parámetros de resistencia con el círculo de Mohr, puede ser dibujada una línea que mejor se ajuste, a través de los datos y los parámetros resultantes del ensaye, 'α y 'a , pueden ser calculados. Para evaluar los parámetros de resistencia de los esfuerzos efectivos de Mohr-Coulomb con una gráfica de trayectoria de esfuerzos pueden ser utilizadas las siguientes ecuaciones:


120

'tan'sin αφ = (B.2.2.68)

'cos'' φac = (B.2.2.69)

Como se puede observar, tanto los parámetros de esfuerzos totales como los efectivos pueden ser obtenidos del ensaye consolidado–no drenado CU midiendo la presión de poro. Los parámetros de esfuerzos efectivos pueden ser utilizados para la evaluación de condiciones a largo plazo para suelos cohesivos ya que 'c y 'φ pueden ser directamente calculados; sin embargo, un análisis de esfuerzos efectivos también requiere el conocimiento de la presión de poro in-situ, la cual para muchas aplicaciones de diseño, es muy difícil estimar con exactitud. El Análisis para condiciones a corto plazo en suelos cohesivos incluye el desarrollo de una relación entre la resistencia al corte no drenada Su (la cual asume que 0=φ ) y el esfuerzo efectivo vertical.

Esfuerzocortante

Envolvente de falla poresfuerzo total( = 0)

Esfuerzo normal

S = Cu

φ

σ σ σ σ3 3 1 1

Figura B.2.2.82. Envolvente típica de un ensaye triaxial, tipo UU

Esfuerzocortante

normalEsfuerzo

φ

C

σ '3 σ '

3σ '

1σ '

1

Figura B.2.2.83. Envolvente típica de un ensaye triaxial tipo CD


121

Esf

uerz

o de

svia

dor,

KP

a

385

350

315

280

245

210

140

0

35

70

105

350

280

210

140

0

70

0 5 10 15 20

Deformación axial %

Cam

bio

en P

resi

ón d

e P

oro,

KP

a

Figura B.2.2.84. Resultados de ensaye triaxial a compresión tipo CU

KP

a

350

420

280

210

140

0

70

q =

(

-

)/2

,σ 1

σ 3

a'=8.61 kPa

0 70 140 210 280 350 420KPap' = (( + )/2)-u,σ

1σ3

α' = 28º

Figura B.2.2.85. Trayectoria de esfuerzos positiva en cortante no drenado


122

B.2.2.6.1.1. Ensaye no consolidado-no drenado (UU)

Generalidades del procedimiento experimental Para la realización de éste tipo de prueba, una muestra cilíndrica, inalterada o remoldeada, es sujeta a una presión fluida de confinamiento en la cámara triaxial, y es sometida a corte en compresión a una tasa constante de deformación axial, sin que haya drenaje o consolidación en ninguna etapa del ensaye. Por medio de ésta prueba, se mide la resistencia al cortante no drenada del suelo, us y las relaciones esfuerzo-deformación

del suelo. La resistencia a compresión del suelo se determina en términos de esfuerzos totales, por lo que el resultado de resistencia depende de la presión de poro desarrollada durante la carga. Si el espécimen está 100% saturado, la consolidación no puede ocurrir cuando se aplica la presión de confinamiento, ni durante la etapa de cortante, ya que no se permite el drenaje. Con base en lo anterior, si varios especímenes del mismo material son ensayados, y si todos ellos tienen aproximadamente el mismo contenido de agua y relación de vacíos, tendrán aproximadamente la misma resistencia al corte no drenada. La envolvente de falla de Mohr será usualmente una línea recta horizontal sobre el rango completo del esfuerzo de confinamiento aplicado al espécimen (Figura B.2.2.82). Si los especímenes están parcialmente saturados o son especímenes compactados, la consolidación puede ocurrir cuando se le aplica la presión de confinamiento y durante el corte, aún cuando el drenaje no sea permitido. Por lo que si varios especímenes, parcialmente saturados, del mismo tipo de suelo son ensayados a diferentes esfuerzos de confinamiento, no tendrán la misma resistencia al cortante no drenada; ya que la envolvente de falla de Mohr para ensayes triaxiales consolidados - no drenados en suelos parcialmente saturados es usualmente curva. La resistencia no consolida-no drenada es aplicable a situaciones donde se asume que las cargas tendrán lugar tan rápidamente que no habrá tiempo suficiente para permitir que la presión de poro inducida sea disipada y que la consolidación ocurra durante el periodo de carga. La resistencia a compresión determinada usando éste procedimiento puede no aplicar en casos donde las condiciones de carga en el campo difieren significativamente de aquellas utilizadas en éste método de ensaye.

B.2.2.6.1.2. Ensaye consolidado-drenado (CD)

Generalidades del procedimiento experimental En éste tipo de prueba, se permite que el espécimen se consolide completamente en la etapa de la aplicación de la presión de confinamiento previo a la realización de la aplicación del cortante. Durante el corte, la carga se aplica a una tasa lo suficientemente lenta para permitir el drenaje del agua de poro y evitar que se presente presión de poro. La característica importante de ésta prueba es que los esfuerzos aplicados a la muestra son efectivos, lo cual permite la evaluación de parámetros de resistencia de esfuerzos efectivos tales como 'φ y 'c . Éste ensaye modela la condición a largo plazo (drenada) del suelo.

Uso en la práctica ingenieril del ensaye triaxial consolidado-drenado (CD) La condición consolidada-drenada (CD) es la más crítica para el caso de periodos largos de infiltración en presas de tierra y de estabilidad en excavaciones de taludes en arcillas blandas y rígidas (Figura B.2.2.86). Cabe mencionar, que en la práctica, no es fácil llevar acabo éste tipo de prueba en el laboratorio, ya que para asegurar que realmente no se induzca presión de poro durante el corte en especímenes de materiales con


123

permeabilidades bajas, la tasa de carga debe ser muy lenta, lo cual implica que el tiempo requerido para que el espécimen falle, oscila entre un día hasta varias semanas. Adicionalmente, éste largo tiempo, conlleva a problemas en la práctica de laboratorio, ya que pueden producirse escapes o filtraciones en válvulas, sellos, y en la membrana que cubre la muestra. Como consecuencia, en muchas ocasiones es utilizado el ensaye consolidado-no drenado (CU), ya que mediante éste es posible medir las presiones de poro inducidas y por lo tanto calcular los esfuerzos efectivos en el espécimen.

τ τ = Resistencia al cortedrenada in situ

Terraplén construido muy despacio, en capas, sobre un depósito de arcilla blanda

τnúcleo

τ = Resistencia al cortedrenada del núcleo de arcilla

Presa de tierra con nivel freático en estado constante

τ τ τ

τ = Resistencia al cortedrenada in situ

O

Excavación o talud natural en arcilla

Figura B.2.2.86. Algunos ejemplos de análisis consolidado-drenado para arcillas

B.2.2.6.1.3. Ensaye consolidado- no drenado (CU)

Generalidades del procedimiento experimental La parte inicial de éste ensaye es similar a la del ensaye CD en cuanto a que se le permite al espécimen consolidarse bajo la carga de presión de confinamiento. Sin embargo, la etapa de aplicación del esfuerzo cortante ocurre con las líneas de drenaje cerradas, por lo que se desarrolla presión de poro. Por medio de ésta prueba se pueden determinar los esfuerzos totales y efectivos y la compresión axial, midiendo la carga axial, deformación axial y la presión de poro del agua; asimismo, proporciona información útil en la determinación de las propiedades de resistencia y deformación de suelos cohesivos tales como envolventes de resistencia de Mohr y módulo de Young, para lo cual generalmente son ensayados 3 especímenes a diferentes esfuerzos efectivos de consolidación para definir la envolvente de falla (Figura B.2.2.87). La resistencia al cortante de un suelo saturado en compresión triaxial depende de los esfuerzos aplicados, tiempo de consolidación, tasa de deformación y la historia de esfuerzos experimentada


124

por el suelo. Éste tipo de pruebas es aplicable a las condiciones de campo donde los suelos que han sido consolidados completamente bajo un conjunto de esfuerzos son sujetos a un cambio en esfuerzos sin el tiempo suficiente para que se consoliden más (condición no drenada). Adicionalmente, se ha observado que los parámetros para esfuerzos efectivos evaluados en la mayoría de los suelos con el ensaye CU midiendo presión de poro, son similares a los obtenidos en el ensaye CD, por lo que puede ser aplicada a condiciones de campo donde puede ocurrir el drenaje completo (condición drenada) o donde la presión de poro inducida por la carga puede ser estimada; lo cual hace que el ensaye CD no sea necesario para ciertas aplicaciones típicas.

Esfuerzocortante

Esfuerzo normal

Envolvente de falla poresfuerzo total

Ccu

φ

σ3 σ3 σ1σ1

cu

(a)

Esfuerzocortante

Esfuerzo normal

Envolvente de falla poresfuerzo efectivo

φ

C

σ '3

σ '3

σ '1

σ '1

(b) Figura B.2.2.87. Evolventes típicas de un ensaye triaxial, tipo CU: (a) Envolvente de falla por esfuerzo total, (b) Envolvente de falla por esfuerzo efectivo

Uso en la práctica ingenieril del ensaye triaxial consolidado-no drenado (CU) Con éste ensaye, se mide la presión de poro, la cual es comúnmente utilizada para determinar parámetros de resistencia de corte en términos de esfuerzos totales y efectivos. Las resistencias obtenidas con éste tipo de pruebas, son utilizadas para problemas de inestabilidad donde los suelos han sido completamente consolidados y


125

están en equilibrio con el sistema de esfuerzos existente; pero que posteriormente, por alguna razón, se aplican esfuerzos adicionales rápidamente, sin que ocurra drenaje. Ejemplos prácticos incluyen el descenso rápido del nivel freático en presas y taludes de canales y reservorios (Figura B.2.2.88). Adicionalmente, en términos de esfuerzos efectivos, los resultados del ensaye bajo las condiciones CU son utilizados en las mismas situaciones de campo en donde se utilizan las condiciones CD. Al igual que en el ensaye consolidado-drenado, existen algunos problemas con el ensaye consolidado-no drenado en las arcillas. Por lo que hay que tomar en cuenta que para la correcta medición de la presión de poro inducida durante el corte, se debe tener especial cuidado en observar que la muestra esté completamente saturada, que no exista escape o filtración durante el ensaye, y que la tasa de carga (o tasa de deformación) es suficientemente lenta tal que las presiones de poro leídas al final en el espécimen son las mismas que las que ocurren en la cercanía del plano de falla.

τ

2

1

f

τf = Resistencia al corte no drenadain situ despues de la consolidaciónbajo la capa 1

El terraplén (2) fue construido subsecuentemente a la consolidación bajo su altura original (1)

τnúcleo

τ del núcleo corresponde a la consolidaciónabajo del nivel freático antes del descensof

1

2f

(b) Descenso rápido del nivel freático atrás de la presa. No drenaje en el núcleo. El nivel del reservorio desciende de 1 → 2.

τf

relleno τf = Resistencia al corte no drenadain situ de la arcilla en talud naturalantes de la construcción del relleno

(c) Construcción rápida de un terraplén sobre un talud natural.

Figura B.2.2.88. Algunos ejemplos de análisis consolidado-no drenado para arcillas


126

En la Tabla B.2.2.32 se presenta una síntesis de los tipos de pruebas triaxiales convencionales de compresión en suelos saturados.

Tabla B.2.2.32. Resumen de pruebas triaxiales en arcillas saturadas (Das, Braja “Principios de ingeniería de cimentaciones)

Paso 1 Paso 2

Tipo de prueba

Símbolo Observaciones

σ

σ

σΔ

σσ

Consolidada-drenada

CD

Se permite el drenaje durante

toda la prueba. Ésta prueba se efectúa aplicando carga

axial exclusivamente y se puede medir el

desplazamiento volumétrico.

Aplicar la presión de

cámara, 3σ . Permitir

un drenaje total, de manera que la presión

de poro del agua

( 0uu = )

desarrollada sea cero.

Aplicar el esfuerzo desviador, σΔ , lentamente. Permitir el drenaje, de manera que la presión de poro del agua

( duu = ) desarrollada al

aplicar σΔ sea cero. En la

falla, fσσ Δ=Δ : presión

de poro del agua

00 =+= df uuu

Consolidada-no drenada

CU

Se permite el drenaje en toda la

etapa de aplicación de la presión

confinante y no se drena durante la aplicación del

esfuerzo axial o de velocidad de deformación

controlada. En la etapa de falla se

puede medir la presión de

poro.


cámara, 3σ . Permitir

un drenaje total, de manera que la presión

de poro del agua

( 0uu = )

desarrollada sea cero.

Aplicar el esfuerzo desviador, Δσ. No permitir el drenaje, de manera que la presión de

poro del agua ( 0≠= duu ).

En la falla, fσσ Δ=Δ :

presión de poro del agua

dfdf uuuuu +=+== 00

No consolidada no drenada

UU

Ésta prueba permite medir la presión de

poro en suelos saturados


cámara, 3σσ =cel .

No Permitir el drenaje, de manera que la presión de

poro del agua

( 0uu = )

desarrollada al

aplicar 3σ no sea

cero.

Aplicar el esfuerzo desviador, σΔ . No permitir el drenaje

( 0≠= duu ). En la falla,

fσσ Δ=Δ : presión de poro

del agua

dfdf uuuuu +=+== 00


127

B.2.2.6.2. Pruebas triaxiales con medición de presión de poro Las pruebas triaxiales con medición de presión de poro son similares a las pruebas consolidadas-no drenadas, pero durante la etapa de aplicación del esfuerzo desviador se procede a la medición de presión de poro, pudiendo de ésta manera, obtener el esfuerzo efectivo en cada momento del ensaye. Los ensayes no drenados con medición de presión de poro pueden realizarse de 3 maneras (Head, 1986):

- No permitiendo el drenaje durante la aplicación de la presión de confinamiento ni tampoco antes o durante la compresión axial. Éste tipo de ensaye es del tipo no consolidado-no drenado descrito en el inciso B.2.2.6.1.3.

- Permitiendo el drenaje para consolidar la muestra bajo la presión de confinamiento, y posteriormente aplicando compresión rápidamente sin permitir más drenaje.

- Permitiendo el drenaje para consolidar la muestra bajo la presión de confinamiento, y posteriormente evitando el drenaje durante la compresión, la cual es aplicada lo suficientemente lenta para permitir que la presión de poro se iguale de manera que pueda ser medida con una precisión razonable. Éste tipo de pruebas es el ensaye cnsolidado-no drenado descrito en el inciso B.2.2.6.1.3.

Generalidades del procedimiento experimental Para poder realizar éstas pruebas con medición de presión de poro, las cámaras triaxiales deben poseer los dispositivos necesarios para efectuar dicha medición. La manera convencional de realizar la medición de presión de poro es utilizando el llamado “método nulo”, en el cual se asegura una condición verdadera de no flujo manteniendo una interfaz de agua-mercurio en un tubo capilar conectado a la base de la muestra a un nivel constante, por medio del ajuste de la presión con un pistón enroscado operado manualmente. Los componentes esenciales de un sistema operado manualmente para medir la presión de poro son los siguientes:

- Indicador nulo

- Indicador de presión, usualmente 0-1000 kPa

- Manómetro de mercurio con escala en kPa

- Cilindro de control

- Reservorio conteniendo agua desaireada

- Tubería de nylon rígido de agujero pequeño, la cual conecta el indicador nulo a la base de la celda triaxial

- Panel de montaje con válvulas, tubos conectores y un recipiente de captura del mercurio

- Mercurio

En la Figura B.2.2.89 se muestra los requerimientos esenciales para la disposición de estos componentes en un panel de presión de poro para conectarse en un indicador nulo montado en una celda triaxial.


128

Contornodel panel

Indicador dela presión de "prueba"

purga deaire

hacia el"indicador nulo"

cilindrode control Escala

en kPa

manómetrode mercurio

Reservorio de mercurio

Reservorio deagua desaireada

Suministro delagua desaireada

k

lm

n

p

oj

i

h

Figura B.2.2.89. Requerimientos esenciales para un panel de presión de poro

Actualmente, el sistema manual es obsoleto si se cuenta con instrumentación electrónica para la medición de presión de poro; sin embargo, los componentes listados arriba son útiles para verificar que el sistema carece de aire y de fugas. Hoy en día, los equipos triaxiales utilizan instrumentación electrónica para proveer un monitoreo continuo de los datos de ensaye. La fuerza es medida utilizando un transductor de fuerza o una celda de carga que típicamente se monta afuera de la cámara triaxial; sistemas más avanzados han incorporado el transductor dentro de la cámara de ensaye para reducir los efectos de fricción del pistón. Para monitorear las deformaciones son utilizados los transductores diferenciales con variación lineal (LVDT). Adicionalmente, las medidas de volumen pueden ser tomadas con un dispositivo que hace uso de un LVDT para medir el ascenso o descenso de la tapa del cilindro; éste cambio en movimiento es calibrado para el volumen de agua que la muestra tomará o expulsará. Asimismo, para monitorear la presión de confinamiento y la presión de poro en la muestra son montados en la base de la celda de ensaye transductores de presión. Un transductor de presión consiste en un diafragma delgado en el cual se han adherido o incorporado circuitos indicadores de deformación eléctricos, montados en una cubierta cilíndrica rígida. Un filtro poroso protege el diafragma, permitiendo que sea influenciado por la presión de agua. La deflexión resultante del diafragma, aunque es muy pequeña, da un aumento de voltaje fuera de balance el cual es amplificado y convertido en una visualización digital en unidades de presión. El tiempo de respuesta del transductor, depende del volumen de agua necesario para realizar el pequeño


129

movimiento del diafragma; el desplazamiento de volumen por unidad de cambio de presión es conocido como “deformación”. La medición de la presión de poro se simplifica enormemente haciendo uso de transductores de presión, lo cual se ha convertido últimamente en una práctica casi estándar. El bloque de montaje del transductor (Figura B.2.2.90) es directamente ajustado a la celda triaxial o de consolidación en los puertos de desagüe (válvula a Figura B.2.2.91) de la base de la muestra, asegurando que el transductor está lo más cercanamente posible a la misma. El otro lado del bloque es conectado a una segunda válvula “ 1a ”, y de ahí a un indicador nulo y a un panel de presión de poro como el mostrado en la Figura B.2.2.89. El panel, es utilizado para desairear el sistema y, el indicador nulo para verificar. El panel y el cilindro de control también pueden ser utilizados para verificar la calibración del transductor, con la válvula “ a ” cerrada y la “ 1a ” abierta (Figura B.2.2.91). Durante la prueba, la válvula a1 se mantiene cerrada mientras que la válvula “a” se mantiene abierta.

Del Sistema

Transductor de presión

Cable hacia la

Válvula

Bloque de latónTapón de purga de aire

Cara superior

Hacia la celda

unidad de lectura

triaxial

de presión

D

B

A

C

Figura B.2.2.90. Bloque de montaje para transductor de presión

CeldaTriaxial

Transductor de presión Cable hacia el suministro

de energía

Válvulaadicional

Al panel depresión de poro

IndicadornuloBloque del montaje

del transductor

a a1

Figura B.2.2.91. Ubicación del transductor de presión para la medida de la presión de poro.

El uso de transductores de presión es necesario para la medición de presión de poro donde ésta cambia rápidamente, por su tiempo de respuesta pequeño comparado con el del sistema manual. El primer paso más ventajoso de la instalación de equipo electrónico en un laboratorio de suelos es, sin lugar a duda, el reemplazo del indicador nulo manual por los transductores de presión y unidades de lectura, sin importar si para


130

las otras mediciones se utiliza equipo convencional. Mayores refinamientos en los sistemas de medida de la presión de poro incluyen la inclusión de transductores de presión dentro del pedestal de la base de la celda, a manera de que esté en contacto directo con la muestra, usualmente a media altura. Estos métodos han sido utilizados en trabajos de investigación.

B.2.2.6.3. Pruebas triaxiales especiales Las pruebas triaxiales especiales tienen por objeto reproducir las condiciones reales a las que estará sometida una estructura geotécnica en campo. A continuación se describen algunas pruebas especiales que pueden ser realizadas en las máquinas triaxiales.

B.2.2.6.3.1. Pruebas drenadas en arcillas saturadas con 1σ constante y 3σ

disminuyendo En problemas relacionados con la estabilidad a largo plazo de taludes y muros de retención, el cambio de esfuerzos que conlleva a la falla es principalmente un decremento en la presión lateral. Las pruebas de laboratorio, que reproducen lo más cercanamente posible éstas condiciones de campo, son aquellas en donde el esfuerzo axial se mantiene constante y la falla es ocasionada por la reducción de la presión de la celda.

Generalidades del procedimiento experimental Las pruebas a tasa constante de deformación en las cuales σ1 se mantiene constante, requieren atención continua durante el periodo completo de la prueba. En suelos con permeabilidad baja, los ensayes drenados pueden durar varios días por lo que usualmente son realizados con control de esfuerzos. El esfuerzo axial se mantiene constante, por medio de la aplicación de una carga muerta colocada en un portapesas, mientras que la presión de la celda es disminuida en pasos. Para calcular el cambio necesario de la carga muerta que compense el cambio en la presión de la celda, se utiliza la siguiente ecuación:

33

1 σσσ +−++=a

aWWW rrh (B.2.2.70)

Donde:

hW : El peso del portapesas

rW : Peso del pisón W : Carga muerta en el portapesas

ra : Área del pisón a : Área de la muestra en cualquier momento

Manteniendo 1σ constante e igual a la presión de la celda 03 )(σ inmediatamente antes

de la etapa de corte, la carga muerta en el portapesas puede ser expresada como:

( ) )()( 303 rrh aaWWaW −++−= σσ (B.2.2.71)


131

El valor de a puede ser calculado en cualquier etapa a partir de las dimensiones de la muestra inmediatamente antes de la etapa de corte, de la deformación axial y del cambio de volumen; la ecuación utilizada es la siguiente: El valor de a en cualquier tiempo dependerá no solamente del área de la muestra al inicio sino que también de la deformación axial y de cualquier cambio de volumen que pueda ocurrir en el suelo parcialmente saturado, y es calculado con la siguiente ecuación:

ε−Δ+=1

/1 oo

VVaa (B.2.2.72)

Donde:

oa : Área de la sección transversal inicial de la muestra.

oV : Volumen inicial de la muestra

VΔ : Cambio de volumen ε : Deformación axial

En la práctica no es conveniente mantener 1σ exactamente constante en todos los puntos de la prueba ya que a continúa cambiando después de cada incremento de carga. Sin embargo, al obtener una estimación razonable del valor promedio de a para cada incremento, no se presentarán errores mayores. Es recomendable que el peso del portapesas, no exceda el peso del primer incremento de carga axial, para ello puede utilizarse un portapesas hecho de un material ligero como el duraluminio. La muestra a ensayar se prepara de la misma forma que para una prueba drenada convencional; asimismo, para medir los cambios de volumen puede ser utilizada una bureta de 10 cc. Cuando la consolidación se ha completado, se mide el cambio en altura del espécimen ópticamente y se calcula el área de la sección transversal. Se determina el peso necesario para mantener 1σ constante bajo el primer cambio de la presión de la celda. Una vez es colocado en el pisón el peso necesario para contrarrestar la fuerza hacia arriba debido a la presión de la celda, éste se pone en contacto con el cabezal de carga y el micrómetro es configurado en cero. Se registran las lecturas de deformación y el cambio de volumen a ciertos intervalos después de la aplicación de la carga. Cuando la tasa de deformación y el cambio de volumen comienzan a disminuir, se calcula el área nuevamente, y se estiman los cambios probables bajo el siguiente incremento de carga; asimismo, se calcula la nueva carga muerta para el siguiente cambio de la presión de la celda. Generalmente, se aplican incrementos de esfuerzo de no más del 10%, aproximadamente, del esfuerzo desviador estimado en la falla; sin embargo, cuando se acerca a la falla, el incremento de esfuerzos debe ser pequeño para permitir una determinación confiable de la resistencia de falla. Mientras prosigue la prueba, se grafican, en una escala de tiempo, la deformación y el cambio de volumen durante cada incremento realizado, con el objeto de poder estimar qué tanto ha avanzado el proceso de consolidación o expansión. Una deformación estable del espécimen bajo el último incremento de esfuerzos, indica cuando la falla ha sido alcanzada. Se extrae la muestra de la celda y se determina su peso final y su contenido de agua.


132

En la Figura B.2.2.92 se muestran curvas típicas de esfuerzo-deformación y cambio de volumen para una arcilla normalmente consolidada y en la Figura B.2.2.93 se muestran resultados similares pero para una arcilla altamente preconsolidada.

-1

0

280

210

140

70

1210864200

121086420

Δ oVV

kPa

σ 3σ 1

= 420 kPaensayeσ3



%

Figura B.2.2.92. Prueba drenada con 1σ constante y 3σ disminuyendo. Gráficas de esfuerzo

desviador y cambio de volumen vs deformación para una arcilla normalmente consolidada.

= 84 Kpamáx.σ3

= 35 kPaensayeσ3

+6

0

+2

+4

%Δ oVV

121086420Deformación axial %

280

210

140

70

1210864200

kPa

σ 3σ 1


Figura B.2.2.93. Prueba drenada con 1σ constante y 3σ disminuyendo. Gráficas de esfuerzo

desviador y cambio de volumen vs deformación para una arcilla altamente preconsolidada.


133

B.2.2.6.3.2. Prueba no drenada en suelos parcialmente saturados con 1σ constante y

3σ disminuyendo

En suelos completamente saturados, las pruebas no drenadas con 1σ constante y 3σ

disminuyendo, generan exactamente los mismos resultados en términos de esfuerzos efectivos que las pruebas convencionales no drenadas donde 3σ se mantiene constante

y 1σ va aumentando. Por lo anterior, éste tipo de prueba especial está referida a suelos parcialmente saturados donde pueden ocurrir diferencias significativas en los esfuerzos efectivos.

Generalidades del procedimiento experimental Al igual que con los otros tipos de pruebas no drenadas, éste ensaye puede ser completado en un día y es realizado a una tasa constante de deformación utilizando un anillo de prueba para medir la carga axial. La presión de la celda es ajustada para mantener constante el esfuerzo axial. La manera de cómo debe cambiar la presión de la celda durante la prueba es determinada de la siguiente expresión para 1σ :

33

1 σσδσ +−+=a

aWN rr (B.2.2.73)

Donde: N : El factor del anillo de prueba expresado en carga por división

rW : Peso del pisón δ : Deformación del anillo de prueba en divisiones para una carga de cero

ra : Área del pisón a : Área de la muestra en cualquier momento

La condición para que 1σ se mantenga constante e igual a la presión de la celda inicial

( 03 )(σ es más conveniente expresarla con la siguiente ecuación:

( ) ⎥⎦⎤⎢⎣

⎡−⎥⎦

⎤⎢⎣⎡ +−=

aaa

WN

r

ro /1

133

δσσ (B.2.2.74)

Para poder determinar rápidamente el valor de 3σ necesario para mantener σ1 constante

en cualquier etapa de la prueba, es útil preparar una serie de curvas relacionando todas las variables, una vez que son conocidas el área y la altura después del aumento de la presión de la celda. Si la tasa de la prueba es lenta, los cálculos necesarios pueden realizarse mientras se está haciendo el ensayo. En la Figura B.2.2.94 se muestra un ejemplo de éste tipo de curvas cuando se gráfica la relación entre el cambio en δ y el cambio en 3σ vs deformación para diferentes cambios de volumen.

Cuando las lecturas del cambio de volumen y la presión de poro han alcanzado el equilibrio, se realizan los cálculos necesarios para relacionar las lecturas del anillo de prueba y 3σ , y puede iniciarse la prueba. El pisón es puesto en contacto con el cabezal

de carga. Después que el micrómetro ha sido configurado se inicia el ensayo a una tasa baja apropiada y se ajusta la presión de la celda de acuerdo con los cálculos. Se deben


134

registrar las lecturas del micrómetro del anillo de prueba, la presión de poro, el cambio de volumen y la deformación axial a intervalos regulares. Cuando se alcanza el esfuerzo desviador, por ejemplo cuando la presión de la celda ha alcanzado un valor mínimo, la prueba es detenida. El equipo para medir la presión de poro y el cambio de volumen es aislado, la carga axial es retirada y la muestra es removida de la celda. En ese momento se determina el peso y el contenido de agua de la muestra.


0 5 10 15 20 25 30

V

Vo

Δ= -2%

V

Vo

Δ= +2%

V

Vo

Δ= 0

0.14

0.16

0.18

0.20

0.22

0.24

Cam

bio

en

Cam

bio

en3σ δ

Figura B.2.2.94. Prueba drenada con 1σ constante y 3σ disminuyendo: tasa constante de

deformación. Gráficas de la relación típica del cambio de 3σ entre el cambio de deflexión del

anillo de prueba vs la deformación.

B.2.2.6.3.3. Pruebas en las cuales la falla es causada por incremento de la presión de poro. En algunos problemas de estabilidad de terraplenes, taludes y estructuras de retención, es más probable que la falla ocurra por un incremento en la presión de poro, bajo condiciones de esfuerzos totales casi constantes. Las pruebas para simular ésta condición son por lo consiguiente de interés tanto práctico como de investigación. Se han realizado pruebas en arena en donde no hay un significante retraso en la igualación de la presión de poro a lo largo de toda la muestra; y también, con modificaciones apropiadas, en suelos de permeabilidad baja.

Generalidades del procedimiento experimental La preparación de la muestra es la misma que para una prueba drenada, de igual forma el ensamblaje del aparato triaxial, con excepción de que la base de la muestra es conectada al cilindro de control del aparato de presión de poro (Figura B.2.2.95). Los esfuerzos iniciales requeridos son establecidos bajo condiciones drenadas, aumentando la presión de la celda y aplicando una carga axial con la máquina de ensayo, el drenaje es permitido a través del cabezal de carga hacia la bureta 2h (en el caso de suelos no cohesivos completamente saturados se utiliza el drenaje desde la base de la muestra). Para el estudio de presiones de tierra, la condición de cero fluencia lateral debe ser adherida durante ésta etapa.


135

hacia el"indicador nulo"

Agua

Succión

kl m

n

j

i

d

e

h2

a1

a2

IH

L1JK1E

G1

D1

A1A2

CB3

2B B1 Muestrade suelo

1

Figura B.2.2.95. Esquema del aparato para pruebas en la cuales la falla es causada por el incremento de la presión de poro.

Luego la muestra es llevada a la falla aumentando la presión de poro y manteniendo constantes 1σ y 3σ . Se calcula el área de la sección transversal promedio de la

compresión axial y del cambio de volumen, y de la carga calculada con la relación dada en la Ecuación B.2.2.72. El ensayo es, por lo tanto, realizado lo suficientemente lento para realizar los cálculos necesarios de vez en vez. En la Figura B.2.2.96 se presentan resultados típicos de éste tipo de pruebas en arena suelta. La deformación relativamente pequeña requerida para movilizar la resistencia completa al cortante será destacada conjuntamente con la reducción marcada en el decremento en volumen durante el corte. Para las arcillas el procedimiento es modificado por el tiempo que toma para uniformizar la presión de poro a lo largo de la muestra, y se hace más útil el sistema de la carga muerta, el cual fue discutido en el inciso B.2.2.6.3.1. de éste capítulo.


0 2 4 6 8 10 12 14


0 2 4 6 8 10 12 14

V

Vo

Δ %

Esf

uerz

o,

Val

ores

de

kPa 1σ

3σ /

0

350

700

1050

1400

1750

+5

0

-5

1σ 3σ/

1σ1σ

3σ

3σu

1

2

3

4

5

0

(a)

(b)

Figura B.2.2.96. Prueba en arena suelta saturada en la cual la falla es causada por un incremento de la presión de poro: (a) Esfuerzos efectivos principales mayor y menor, relación de esfuerzos

efectivos y (b) Gráfica de cambio de volumen vs deformación.


136

B.2.2.6.3.4. Pruebas de extensión En algunas investigaciones, es necesario examinar el comportamiento de los suelos en extensión axial, éste tipo de pruebas requieren que se aplique una fuerza hacia arriba en el cabezal de la parte superior de la muestra. Aparato En la Figura B.2.2.97 y en la Figura B.2.2.98 se muestran detalles de los cabezales de carga y pistones utilizados para las pruebas de extensión en las celdas para muestras de 3.75 cm de diámetro. El arreglo mostrado en la Figura B.2.2.97 puede ser utilizado cuando la carga aplicada hacia arriba es relativamente pequeña. El cabezal tiene un vástago de latón de longitud corta y diámetro de 0.635 cm (¼ pulgada), el cual está atornillado al mismo, y el extremo final proyectado, el cual está enroscado, se localiza en un agujero de 0.79 cm (5/16 pulgada) perforado en el fondo del pisón. Éste agujero actúa como una guía durante el proceso de consolidación.

1.25cm

0.64cm 3.5 cm

1.25 cm

Diámetro 3.81 cm

Cabezal de cargade duraluminio

Final inferiordel pistón

rosca

2.54 cm

Figura B.2.2.97. Cabezal de carga para pruebas de extensión en muestras de 1.25 cm de diámetro (pisón de 1.27 cm (1/2 pulgada) de diámetro)

Cuando la fuerza aplicada hacia arriba es grande, o cuando se realiza una prueba de extensión drenada con carga muerta, se utiliza el pisón de 3.81cm (1 ½ pulgada) de diámetro que se muestra en la Figura B.2.2.98. Con éste arreglo, la presión de la celda es utilizada para aplicar la fuerza necesaria hacia arriba en el espécimen. Las fuerzas de extensión también pueden ser aplicadas haciendo uso de la celda para muestras de 10.16 cm (4 pulgadas) de diámetro. Para éstas pruebas es utilizado el cabezal de carga con rótula, el cual es mostrado en la Figura B.2.2.99. Éste tipo de arreglo permite la transición suave de la compresión a la tensión; sin embrago, la capacidad de carga para éste arreglo es suficiente sólo para valores de esfuerzo desviador relativamente pequeños.


137

Final inferiordel pistón

Acero inoxidable

Cabezal de carga

3.81 cmφ1.905 cm

1.25 cm0.48 cm

3.81cmφ

Figura B.2.2.98. Cabezal de carga para pruebas de extensión en muestras de 3.75 cm de diámetro (pisón de 3.81 cm (1 ½ pulgada))

Conexión deldrenaje

Acero

o de bronce

10.16 cm de diámetro

Bola de acero inoxidable

Roscado

Final inferior del pistón1.905 cm

0.375 cm

inoxidable 3.175 cm

Pernos de [email protected] a 120°

Figura B.2.2.99.Cabezal de carga para pruebas de extensión en muestras de 10.16 cm (4 pulgadas) de diámetro.

A excepción del arreglo ilustrado en la Figura B.2.2.98, donde la extensión es causada por la acción de la presión misma de la celda, debe tenerse cuidado para transmitir la fuerza de tensión.


138

Generalidades del procedimiento experimental Las pruebas de extensión no drenada, consolida-drenada y drenada deben ser realizadas utilizando los aparatos descritos anteriormente. La preparación de la muestra inicial es la misma que la correspondiente para las pruebas de compresión, pero deben ser utilizados los cabezales especiales de carga. Cuando el pisón de 3.81 cm (1 ½ pulgada) es utilizado, debe tenerse cuidado de ver que se dispone de una reacción adecuada para prevenir que el pisón sea lanzado hacia afuera de la celda cuando se aplique la presión en ésta. Si se realiza una prueba no drenada, la celda debe ser colocada directamente sobre la máquina de ensaye, y el anillo de prueba utilizado debe proveer la reacción necesaria. Cuando las pruebas son realizadas a una presión de celda constante, es conveniente utilizar una tasa de deformación constante. El motor es configurado a una tasa apropiada, y se toman las lecturas del micrómetro del anillo de prueba y el cambio de volumen o presión de poro a intervalos adecuados. Las pruebas no drenadas con aumento de la presión de celda y deformación axial constante, las cuales pueden ser completadas en un día, pueden también realizarse a tasa de deformación constante. La presión de la cámara debe variar de acuerdo con las lecturas del micrómetro del anillo de prueba y del micrómetro de deformación, para asegurar que se mantiene el esfuerzo axial constante tal como es indicado en la Ecuación B.2.2.74. Cuando se realizan pruebas drenadas a esfuerzo axial constante en suelos de baja permeabilidad es conveniente utilizar una carga muerta, dado que las pruebas con tasa de deformación constante necesitan atención continua. La carga muerta necesaria en el portapesas para cada valor de la presión de celda puede ser calculada con la Ecuación B.2.2.71. En la Figura B.2.2.100 y en la Figura B.2.2.101 se muestran resultados típicos de éste tipo de pruebas. En la Figura B.2.2.100 se muestra una prueba drenada en una arcilla normalmente consolidada, observándose que un decremento en el esfuerzo axial es acompañado con un decremento en volumen. En la correspondiente prueba no drenada (Figura B.2.2.101) un decremento en el esfuerzo axial resulta en un incremento en la presión de poro.

Esf

uerz

o,kP

a

0

35

70

105

140

175

210

Deformación axial %0 -2 -4 -6 -8 -10 -12


0

-1

3σ

2σ1σ =

Falla

Figura B.2.2.100. Prueba de extensión drenada en una arcilla normalmente consolidada. Gráficas de esfuerzo axial y cambio de volumen vs deformación ( 1σ = 2σ =210 kPa).


139

Esf

uerz

o,kP

a

0

35

70

105

140

175

210



+35

0

3σ

2σ1σ =

Falla

0 -2 -4 -6 -8 -10 -12-35

Pre

sión

de

poro

kPa

Figura B.2.2.101. Prueba de extensión consolidada-no drenada en una arcilla normalmente consolidada. Gráficas de esfuerzo axial y presión de poro vs deformación ( 1σ = 2σ =210 kPa).

B.2.2.6.3.5. Consolidación anisotrópica Las condiciones de esfuerzo bajo las que ocurre la consolidación en la mayoría de los problemas prácticos no se aproximan a presiones iguales en todas las direcciones. La consolidación de un estrato natural bajo su propio peso ocurre bajo condiciones de no fluencia lateral, para lo cual la relación de esfuerzos '

3'1 /σσ es igual al coeficiente de

presión de tierras en reposo, 0K . En una presa de tierra compactada con rodillo o a

través de una fundación, donde puede ocurrir fluencia lateral, se obtienen valores más pequeños de la relación de esfuerzos '

3'1 /σσ . La consolidación anisotrópica es por lo

tanto importante en el estudio de resistencia no drenada de muestras consolidadas, y en el estudio de las características de deformación y cambio de volumen durante la consolidación. Las pruebas 0K , representan el caso especial de consolidación

anisotrópica sin esfuerzo de fluencia lateral y puede ser seguida por corte, bajo condiciones no drenadas o drenadas.

Generalidades del procedimiento experimental El método de consolidación adoptado cuando otras relaciones de esfuerzos son aplicadas dependerá de la velocidad con la cual el exceso de presión de poro es capaz de disiparse en el suelo durante la prueba. Para materiales relativamente libres de drenaje, en la cual las etapas de consolidación y corte pueden ser finalizadas en un día, es conveniente llevar a cabo la prueba bajo una tasa de deformación constante. El esfuerzo axial en la muestra en cualquier momento puede ser determinado desde la carga del anillo de prueba, y la presión de la cámara es posteriormente ajustada por medio del cilindro de control para mantener la relación requerida entre los esfuerzos principales. La relación entre el esfuerzo principal y la carga aplicada puede ser expresada con la ecuación:


140

33

1 σσδσ +−+=a

aWN rr (B.2.2.75)

Cuando la consolidación es realizada a una relación de esfuerzos principales constantes la relación puede ser escrita así:

a

WN

a

a rr +=⎟⎠⎞⎜⎝

⎛ +− δβσ 13 (B.2.2.76)

Donde: '3

'1 σσβ =

Antes de comenzar la prueba se preparan una serie de curvas con la relación numérica entre σ3 y δ con el aumento de la deformación, para varios cambios de volumen posibles; en la Figura B.2.2.102 se muestran algunas curvas típicas.

V

Vo

Δ= 0

V

Vo

Δ= +5%

V

Vo

Δ= -5%


0 5 10 15 20 25 300.08

0.09

0.10

0.11

0.12

0.13

3σδ

Figura B.2.2.102. Consolidación anisotrópica a tasa constante de deformación con relación de esfuerzos principales constantes. Gráfica de la relación típica entre la presión de la celda y la

deflexión del anillo de prueba vs deformación.

El espécimen es preparado en la manera convencional con las provisiones para el drenaje en la bureta; la celda se llena con agua y se le agrega aceite. El pistón se pone en contacto con el cabezal de carga. Se coloca una tasa de deformación adecuada y se inicia el motor. Se ajusta la presión de la celda de manera que se siga la trayectoria de esfuerzos calculados, mostrados con las curvas. Una vez que el espécimen ha sido consolidado al esfuerzo máximo deseado, puede ensayarse la muestra de cualquier manera requerida. A presiones de celda bajas, donde el peso del pistón no es contrarrestado por la presión de la celda, el pistón debe sostenerse contra el anillo de prueba por medio de un par de resortes de tensión pequeños. Para suelos en los cuales el exceso de presión de poro se disipa lentamente, se utiliza carga muerta para el proceso de consolidación. La carga necesaria en el portapesas durante cada incremento de la presión de celda, para mantener la relación de β entre los esfuerzos principales mayor y menor, pueden ser calculados utilizando la siguiente ecuación:


141

( )rhr WW

a

aaW +−⎟⎠

⎞⎜⎝⎛ +−= 13 βσ (B.2.2.77)

Después de la preparación inicial de la muestra, se llena la celda con agua y se le agrega aceite. Cuando se ha completado la consolidación, cualquier prueba subsecuente será generalmente realizada bajo en sistema de carga muerta; sin embargo, se pueden realizar arreglos especiales para mantener la carga de consolidación en caso de ser necesario transferir la celda a la máquina de ensayo.

B.2.2.6.3.6. Medida de la relación de presión de poro B bajo condiciones de relación de esfuerzo controlada. La magnitud de la presión de poro configurada bajo condiciones no drenada en un suelo parcialmente saturado, está influenciada por la secuencia en la cual son aplicados los esfuerzos. En la práctica, los esfuerzos principales mayor y menor cambian simultáneamente. Éste proceso puede ser simulado en el aparato triaxial, y puede seguirse cualquier trayectoria de esfuerzos. Durante la construcción de un terraplén la relación promedio de esfuerzo principal es probable que se encuentre entre un valor correspondiente a fluencia lateral cero (el caso de una capa uniforme de extensión infinita) y el valor correspondiente al factor de seguridad mínimo aceptable por el diseñador. La diferencia entre éstas relaciones de esfuerzos efectivos no es grande.

Generalidades del procedimiento experimental La prueba puede ser realizada a un factor de seguridad constante F, siguiendo la trayectoria de esfuerzos mostrada en la Figura B.2.2.103. La envolvente de Mohr en términos de esfuerzos efectivos, es encontrada con pruebas en muestras con contenido de agua y grado de compactación apropiados, y es representada por 'c y 'φ . La condición de esfuerzos a seguir en la prueba es definida por la envolvente representada por Fc' y ( ){ }'tan/1tan 1 φF=− . Éstas dos envolventes, MO' y NO' respectivamente, interceptan el eje del esfuerzo normal en el mismo punto O’. Para el propósito de ésta prueba, la envolvente NO' conviene representarla con la gráfica de la relación entre ( 31 '' σσ − ) y 3'σ , tal como se muestra en la Figura B.2.2.103 (b).

El procedimiento de la prueba es igual que el de la prueba no drenada con medición de presión de poro. La prueba es iniciada a una presión de celda de 35 kPa, utilizando una tasa baja de deformación, y los esfuerzos efectivos son calculados a partir de las lecturas de presión de poro, carga y deformación a lo largo de la prueba. Tan pronto como el círculo del esfuerzo efectivo empiece a ser tangencial a NO' , la presión de la celda es incrementada en 35 kPa. Se continúa con las lecturas hasta que el círculo de esfuerzos comience nuevamente a ser tangente a NO' y se realiza el último incremento en la presión de la celda. El tamaño de los incrementos determina la precisión con la cual es mantenido un valor constante de F , sin embargo por razones prácticas éstos no deben ser muy pequeños. La presión de poro es usualmente graficada contra el esfuerzo mayor principal. La deformación axial y el cambio de volumen son usualmente graficados contra el esfuerzo efectivo principal mayor.


142

1σ 3σ

3σ

'σ0

τ Mφmφ

'

'

'

12

3

c'/Fc'

12

3

N

Donde tan

1/F tan

(a)

(b)

mφ' =φ'

O'

Figura B.2.2.103. Consolidación con factor de seguridad constante. (a) Envolvente de Mohr para la falla y envolvente a ser seguida en la prueba con factor de seguridad, F , constante. (b)

Relación entre ( 31 σσ − ) y 3'σ para factor de seguridad constante.

B.2.2.6.3.7. Medida de la relación de presión de poro B bajo condiciones correspondientes al rápido descenso del nivel de agua. Para un elemento típico de un talud aguas arriba en una presa de tierra, el descenso del nivel del agua almacenada resulta en un decremento de los esfuerzos principales mayor y menor, acompañado por un incremento del esfuerzo desviador. El cambio de presión de poro bajo condiciones no drenadas puede por lo tanto ser obtenido, solamente por un ensaye que reproduzca, por lo menos aproximadamente, estos cambios de esfuerzos. El estado de esfuerzos en el elemento antes de descenso del nivel es determinado por los cambios del esfuerzo total y la presión de poro que ocurren durante la construcción y el almacenamiento del agua. La secuencia de los cambios de esfuerzos realizados durante la prueba es designada para simular la historia de esfuerzos lo más cercano posible. Como una aproximación el esfuerzo principal total mayor promedio puede ser tomado como el peso de la columna del suelo y agua sobre el elemento. El esfuerzo al cortante promedio puede ser calculado de un círculo crítico de deslizamiento que pasa a través del elemento. Estos esfuerzos son calculado para los siguientes tres casos:

- Al final de la construcción

- Cuando el reservorio esté lleno

- Para el descenso del nivel

Generalidades del procedimiento experimental La preparación de la muestra y el ensamblaje del aparato siguen el procedimiento del de la prueba con medición de presión de poro. La secuencia de las operaciones realizadas en ésta prueba es ilustrada esquemáticamente en la Figura B.2.2.104 (b), y consisten en las siguientes etapas:


143

Se incrementa la presión de la celda hasta corresponder al esfuerzo principal total mayor del elemento de suelo al final de la construcción, y se mide la presión de poro bajo condiciones no drenadas. Ésta etapa da el valor de B en carga. (la consolidación anisotrópica no es introducida hasta una etapa posterior de la prueba, con el objeto de minimizar filtraciones de aceite alrededor del pistón durante el largo periodo necesario para alcanzar la saturación suficiente en la etapa 5). El drenaje es permitido desde la conexión de la parte superior de la muestra y el valor de vc puede ser determinado a partir de la tasa de disipación de la presión de poro.

Posteriormente, se aumenta la presión de poro, mediante la aplicación de contra presión a la conexión de drenaje, a un valor correspondiente al nivel de agua I en la Figura B.2.2.104 (a). La presión de la celda se mantiene a un valor constante durante ésta etapa. Se incrementan, simultáneamente, los esfuerzos totales y la presión de poro en cantidades iguales correspondientes al nivel de agua captada (nivel II en Figura B.2.2.104 (a)). Esto es alcanzado mediante el aumento en cantidades iguales de la presión de la celda y de la contra presión, en una serie de pasos pequeños. En ésta etapa se asume que no hay retraso en el establecimiento del valor de equilibrio de la presión de poro bajo condiciones de campo. Se desconecta el aparato de presión de poro, y se conecta un suministro de presión de agua constante a la base de la muestra a través de un indicador de volumen. Se pasa agua desaireada a través de la muestra bajo una pequeña diferencia en la cabeza por un periodo suficiente para dar el grado de saturación probable que ocurra en la práctica. Esto es difícil de evaluar con precisión; sin embargo, la saturación incompleta es probable que conlleve a estimaciones conservativas de la presión de poro residual después del descenso del nivel de agua. La permeabilidad puede ser medida directamente en ésta etapa. El valor de 3σ es luego reducido al correspondiente para estimar el estado de esfuerzos

anisotrópicos con el reservorio lleno, los valores de 1σ y de la presión de poro permanecen sin cambios. Se aplica una carga muerta en la parte superior del anillo de prueba, mediante un portapesas, con el objeto de mantener constante 1σ mientras que

3σ (la presión de la celda) es reducida al valor calculado.

El aparato de presión de poro es reconectado a la base de la muestra, mientras que la conexión superior es cerrada. Por simplicidad, los cambios de esfuerzo bajo condiciones no drenadas, correspondientes al descenso del nivel de agua, son realizados en dos etapas: Se reducen ambos esfuerzos principales en una cantidad igual a la disminución de la presión de agua en el descenso del nivel II al nivel I el cual corresponde al decremento total en esfuerzo principal total mayor. De la medición del cambio de presión de poro, puede ser determinado el valor de B en descarga. El esfuerzo principal menor se sigue disminuyendo hasta corresponder al incremento en esfuerzo cortante, resultante de la reducción del agua almacenada desde el nivel II al nivel III. El esfuerzo principal mayor 1σ se mantiene en un valor constante. La línea XX (Figura B.2.2.104 (b)) representa el estado final de los esfuerzos en el talud. La relación de presión de poro total del descenso del nivel de agua, B , es igual a

1σΔΔu , tal como es indicado en la Figura B.2.2.104 (b). El decremento en 3σ es

generalmente continuado los suficientemente lejos para poder definir el círculo de falla en términos de los esfuerzos efectivos.


144

1σ 3σ 1σ3σ

=

1σ

1σ

1σ

3σ

3σ

1σ 3σ=

1σ 3σ=

1σ 3σ=

1Δσ

uu

u

u

u u

u

u

u−Δ

0

1 2 4 5 6 7a 7b

70

140

210

280

350

3

X

X

Etapas

Morena, compactada alcontenido de agua óptimo +2.8%En XX el valor de B= u = 1.12

Nivel de agua superiorIII

I

III

Relleno

Impermeable

(a)

(b)

Δ1Δσ

Esf

uerz

o no

rmal

tota

l

y pr

esió

n de

por

o u,

kP

a

3σy

Figura B.2.2.104. Medida de la relación de presión de poro B, bajo condiciones correspondientes al descenso del nivel del agua. (a) Cambios en el nivel de agua en un talud

aguas arriba, (b) Cambios en esfuerzo total y presión de poro en el aparato triaxial.

B.2.2.6.3.8. Pruebas de volumen constante En una prueba consolidada-no drenada convencional en muestras completamente saturadas, el cambio de volumen durante la aplicación del esfuerzo cortante es cero. Algunas veces se encuentra dificultad para asegurar que la muestra está completamente saturada. Debido a la compresibilidad del aire en los vacíos, puede ocurrir un cambio de volumen durante el corte y, en consecuencia, los valores de resistencia y presión de poro están sujetos a error. Estos errores pueden ser evitados realizando éstas etapas del ensaye como una prueba a volumen constante.

Generalidades del procedimiento experimental En éste procedimiento, el volumen se mantiene constante durante el corte variando la presión de la celda durante ésta etapa de la prueba a manera de mantener una presión de poro constante bajo condiciones no drenadas. Los cambios en los esfuerzos efectivos durante el corte a volumen constante son dados directamente por el cambio en la presión de la celda y el aumento en el esfuerzo desviador. El cambio en la fuerza en el pistón debido al cambio en la presión de la celda debe ser permitido para el cálculo del esfuerzo desviador. La preparación de la muestra y el ensamblaje de la celda siguen el mismo procedimiento que para una prueba consolidada-no drenada. La técnica de ésta prueba puede ser aplicada a pruebas no drenada en muestras inalteradas. Tiene la ventaja que minimiza los efectos que ocasiona el aire entrampado en el aparato, pero, en muestras que tienden a dilatarse durante el corte, el aire atrapado en el sistema puede no obstante llevar a errores serios debido a los efectos de capilaridad en la base del espécimen.


145

B.2.2.6.4. Pruebas con otros equipos

B.2.2.6.4.1. Ensaye de corte directo Éste ensaye consiste básicamente, en colocar un espécimen de suelo en un contenedor o caja de corte, la cual se encuentra separada horizontalmente en dos mitades, una de las cuales está fija, mientras que la otra mitad puede desplazarse horizontalmente con respecto a la otra. Se aplica una fuerza de confinamiento al espécimen de suelo colocado en la caja de corte y a continuación una fuerza tangencial que origina un desplazamiento relativo entre las dos partes de la caja. Durante el ensaye, se miden la carga de corte (fuerza tangencial), la deformación horizontal y la deformación vertical. Dividiendo la fuerza de corte y la fuerza normal entre el área nominal, se obtienen el esfuerzo cortante y el esfuerzo normal en el plano de falla, respectivamente. El plano de falla, con éste aparato, es forzado a ser horizontal. En general, la caja de corte tiene 20 a 25 cm2 y aproximadamente 3 cm de altura. La carga normal se aplica mediante un gato hidráulico o por medio de sobrecargas. En la mayoría de los aparatos en el esfuerzo normal varía de 0 a 10 kg/cm2, la fuerza tangencial se aplica ya sea mediante pesas (prueba de esfuerzo controlado) o mediante un motor de velocidad variable (prueba de deformación controlada). En la Figura B.2.2.105 (a), se muestra un diagrama de la sección transversal de algunas características importantes de éste aparato, mientras que en la Figura B.2.2.105 (b) se muestran algunos resultados tipo de éste ensaye. El diagrama de Mohr-Coulomb para las condiciones de falla aparece en la Figura B.2.2.105 (c). Como ejemplo, si se ensayaran 3 muestras de arena con la misma compasidad relativa justo antes del corte, entonces a medida que el esfuerzo normal σn aumenta, se espera que ocurra un incremento en el esfuerzo cortante en el plano de falla durante la falla. Ésta condición se presenta en las curvas típicas de esfuerzo cortante vs deformación para una arena densa en la Figura B.2.2.105 (b), donde

321 nnn σσσ << . Cuando estos resultados se grafican

en un diagrama de Mohr, Figura B.2.2.105 (c), se puede obtener el ángulo de fricción interna. En la parte baja de la Figura B.2.2.105 (b), se muestran resultados típicos de la deformación vertical ΔH para una arena densa; se puede observar que al inicio hay una pequeña reducción en la altura o volumen del espécimen de suelo, seguido por una dilatación o incremento en altura o volumen. A medida el esfuerzo normal incrementa, es más difícil para el suelo dilatarse durante el corte, lo cual es razonable. Los esfuerzos principales no se obtienen directamente con éste ensaye; en caso de ser requeridos deben ser inferidos si se conoce la envolvente de falla de Mohr Coulomb. Algunas de las ventajas de éste ensaye, es que es barato, rápido y simple, especialmente para materiales granulares. Las desventajas de ésta prueba incluyen el problema de controlar el drenaje, lo cual es muy difícil o casi imposible, especialmente para suelos finos. Consecuentemente, el ensaye no es factible para otras condiciones más que para las completamente drenadas. Otra de las desventajas, es que el plano de falla se induce a un plano de falla horizontal, cuando realmente no se conoce si esa es la dirección más débil o la misma dirección crítica que ocurre en campo. Adicionalmente, se produce concentración de esfuerzos en las fronteras de la muestra, lo cual lleva a condiciones de esfuerzo no uniformes en el propio espécimen.


146

Δ

δ

(a) Aparato

Δδ

δσσσ

σσ

Τ

σ

(b) Resultados de ensayes típicos

Τ

σ

φ

σσσ

(c) Diagrama de Mohr-Coulomb

Figura B.2.2.105. (a) Diagrama esquemático de la sección transversal del aparato de corte directo; (b) Resultados de ensayes típicos (arena densa); y (c) Diagrama de Mohr para

especímenes a la misma compasidad relativa.


147

B.2.2.6.4.2. Prueba de compresión simple El ensaye se realiza con probetas cilíndricas del suelo, con una relación diámetro-altura que cumpla con:

dhd 32 ≤≤

En general la prueba se puede efectuar en cualquiera de las siguientes formas:

- Sujetando el espécimen a una carga axial que se incrementa en forma controlada hasta llevarlo a la falla, obteniéndose como lectura el desplazamiento sufrido por el espécimen después de cada incremento y la carga aplicada.

- Sujetando el espécimen a una velocidad de deformación especificada, obteniéndose como lectura, la carga que resiste el espécimen correspondiente a un intervalo fijado de antemano y la deformación total.

Los datos obtenidos se pueden calcular:

( ) 100% xL

LΔ=ε (B.2.2.78)

⎥⎦⎤⎢⎣

⎡−= ε1

1' AA (B.2.2.79)

A

N′=σ (B.2.2.80)

Donde L : Longitud inicial, en cm

LΔ : Deformación total, en cm ε : Deformación axial unitaria A : Área inicial de la probeta, en cm2

'A : Área corregida, en cm2 N : Carga total aplicada, en kg σ : Esfuerzo vertical, en kg/cm2

Con estos datos se dibuja la curva esfuerzo vertical-deformación unitaria. El valor máximo del esfuerzo vertical se define como la resistencia a la compresión simple ( uq ).

En la Figura B.2.2.106 se presenta una curva típica resultante de un ensaye.


148

Inalterada

Remoldeada

τ

ε

w = 38.5%

w = 38.8%

Esf

uerz

o co

rtan

te

, e

n kP

a

40

80

00

Deformación unitaria,

8 16 24

60°

Figura B.2.2.106. Curvas típicas de ensayes de compresión simple


149

B.2.2.7. ENSAYES DINÁMICOS Los efectos de las principales acciones dinámicas consideradas en el diseño de las obras de ingeniería civil están fuertemente influenciados por la respuesta del suelo bajo carga cíclica. Ésta respuesta es controlada fundamentalmente por las propiedades dinámicas del suelo que dependen principalmente del estado de esfuerzos antes de la carga cíclica y de los esfuerzos impuestos posteriormente por ella. Existe una extensa variedad de técnicas de campo y laboratorio para medir tales propiedades dinámicas, cada una con diferentes ventajas y limitaciones. La selección de la prueba adecuada a utilizar en un determinado problema para medir las propiedades dinámicas requiere de una cuidadosa consideración y entendimiento del problema específico. Las propiedades dinámicas de un suelo que deben caracterizarse para resolver un problema geo-sísmico son el módulo de rigidez al esfuerzo cortante del suelo, )(γG , y el amortiguamiento del suelo, )(γλ , para todo el rango de deformaciones angulares, γ . Estas propiedades exhiben un comportamiento no-lineal, que depende principalmente del nivel de deformaciones angulares, la velocidad de deformación, el número de ciclos de carga, y de cambios volumétricos del suelo, especialmente en suelos granulares.

B.2.2.7.1. Propiedades dinámicas de los suelos

B.2.2.7.1.1. Módulo de rigidez a deformaciones pequeñas

El módulo de rigidez al corte dinámico del suelo a deformaciones pequeñas, máxG ,

puede obtenerse en el laboratorio con pastillas piezoeléctricas o pruebas de columna resonante, o en el campo con métodos geofísicos que permitan determinar directamente la velocidad de ondas de corte, sV , como la técnica de la sonda suspendida. Es común

estimar sV , a partir de expresiones empíricas, debidamente recalibradas para un

problema particular, obtenidas en función de algún parámetro de resistencia del suelo, determinado a partir de pruebas in-situ, tales como el cono, CPT, (para arcillas) o la penetración estándar, SPT, (para arenas). En suelos plásticos máxG es una función del

esfuerzo efectivo de consolidación, c'σ , del índice de plasticidad, PI , y del índice de

rigidez. Ésta última está definida como:

PI

wwI L

r

−= (B.2.2.81)

donde Lw es el límite líquido y w el contenido de agua natural. En suelos no plásticos (i.e. limos de baja plasticidad, arenas o gravas), máxG depende

principalmente del esfuerzo efectivo de consolidación, c'σ , de la relación de vacíos,

comúnmente expresada en términos de la compacidad relativa, rC , que se define como:

( ) 100% ×−−=

mínmáx

natmáxr ee

eeC (B.2.2.82)

Donde:

máxe : Relación de vacíos máxima

míne : Relación de vacíos mínima,


150

nate : Relación de vacíos natural.

B.2.2.7.1.2. Módulo de rigidez a deformaciones grandes A medida que se incrementan las deformaciones angulares en un suelo, el módulo de rigidez al cortante disminuye y el amortiguamiento aumenta. Éste efecto se ilustra en las Figura B.2.2.107 y Figura B.2.2.108 para el caso particular de arcillas plásticas, que presenta una gráfica de del módulo de rigidez normalizado, máxGG / , en función de γ .

Como se aprecia, las arcillas de alta plasticidad se comportan como materiales casi elásticos hasta deformaciones por cortante que varían entre 0.2 y 0.5 %. El factor que determina el límite de comportamiento elástico de éstas arcillas es la diferencia ( rIPI − ), y no solamente el índice de plasticidad. En particular, las arcillas de alta plasticidad como las encontradas en la ciudad de México, disipan poca energía a deformaciones pequeñas. Cuando γ < 0.01 % el valor de la fracción del amortiguamiento crítico, λ , es aproximadamente 2 % y a deformaciones aún más pequeñas, puede alcanzar valores del orden de 0.5 %. Por otro lado, cuando las deformaciones crecen, su valor aumenta y alcanza valores del orden de 13 % a deformaciones por cortante cercanas a 10 % . Éste último valor es menor que el observado en otras arcillas de menor plasticidad en las que máxλ puede adquirir valores

de 20 a 26 %, lo cual sugiere que la relación de amortiguamiento también depende del índice de plasticidad.

Deformación por cortante, γ (%)

Figura B.2.2.107. Módulos de rigidez normalizados para arcillas de la ciudad de México (Romo, 1990).

Rel

ació

n d

el m

ódul

o de

cor

tant

e, G

/Gm

áx


151

Deformación por cortante, γ (%)

Figura B.2.2.108. Amortiguamientos para arcillas de la ciudad de México (Romo, 1990)

Algunas curvas de módulo de rigidez dinámico normalizado y amortiguamiento para arcillas, arenas y gravas se presentan a partir de la Figura B.2.2.109 y hasta la Figura B.2.2.114.

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

0.001 0.01 0.1 1 10

Curvas G/Gmáx para arcillas

Arcilla IP = 0Arcilla PI =10Arcilla PI =20Arcilla PI =40Arcilla PI > 80Arcilla Superior

G/G

máx

Deformación Angular, γ (%)

Figura B.2.2.109. Curvas de módulo de rigidez dinámico normalizado para arcillas

Rel

ació

n d

e am

orti

guam

ient

o, λ (

%)


152

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

0.001 0.01 0.1 1

Curvas G/Gmáx para arenas

Arena S1 (PC < 1.0 ksc)Arena S2 (PC = 1-3 ksc)Arena S3 (PC > 3.0 ksc)Limite Inferior (1970)Arena promedio (1970)Limite superior (1970)

G/G

máx


Figura B.2.2.110. Curvas de módulo de rigidez dinámico normalizado para arenas

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

0.001 0.01 0.1 1

Curvas G/Gmáx para gravas

Grava promedio (1986)Grava -SDGrava mediaGrava +SD

G/G

máx


Figura B.2.2.111. Curvas de módulo de rigidez dinámico normalizado para arenas

0

5

10

15

20

25

30

0.001 0.01 0.1 1 10

CURVA DE AMORTIGUAMIENTO PARA ARCILLAS

Arcilla (1972)Limite inferior (1970)Arcilla promedio (1970)Limite superior (1970)Arcilla (1990)Arcilla IP = 0Arcilla IP = 15Arcilla IP = 30

Am

ortig

uam

ient

o,

λ (%)


Figura B.2.2.112. Curvas de amortiguamiento para arcillas


153

0

5

10

15

20

25

30

0.001 0.01 0.1 1 10

CURVA DE AMORTIGUAMIENTO PARA ARENAS

Arena (1971)Limite inferior (1970)Arena promedio (1970)Limite superior (1970)

Am

ortig

uam

ient

o,

λ (%)


Figura B.2.2.113. Curvas de amortiguamiento para arenas

0

5

10

15

20

25

0.001 0.01 0.1 1

CURVA DE AMORTIGUAMIENTO PARA GRAVAS

Gravas (1988)Gravas (1986)Gravas -SD (1998)Gravas medias (1998)Gravas +SD (1998)

Am

ortig

uam

ient

o,

λ (%)


Figura B.2.2.114. Curvas de amortiguamiento para gravas

B.2.2.7.2. Pruebas de laboratorio para determinar las propiedades dinámicas Para poder caracterizar la variación de )(γG y )(γλ para todo el rango de deformaciones angulares γ se deben de realizar pruebas con diferentes equipos de laboratorio, los cuales se resumen en la Tabla B.2.2.33, por lo que generalmente es necesario evaluar el módulo de rigidez y el amortiguamiento a partir de muestras gemelas (i.e. obtenidas a la misma profundidad y del mismo material) en al menos dos equipos.


154

Tabla B.2.2.33. Pruebas de laboratorio para determinar parámetros dinámicos en suelos

Prueba

Rango de deformació

n (%)

Rango de frecuencias

(Hz)

Propiedades dinámicas estimadas

Ventajas

Desventajas

Pulsos Ultra-

sónicos

10-4 a 10-3

20 a 100

máxG

La prueba no es destructiva.

Se obtiene únicamente la rigidez del suelo a pequeñas

deformaciones.

Se presentan problemas en la interpretación de las llegadas

de las ondas S y P. Se requiere una alta

resolución de los instrumentos.

Columna

Resonante

10-4 a 10-2

5 a 100

)(γG ,

)(γλ

La prueba no es destructiva

La resistencia dinámica e información de las curvas esfuerzo -deformación no

puede evaluarse. La consolidación de la

muestra es generalmente isotrópica.

La interpretación de los resultados es con base en la

teoría elástica

Vibración Torsional

Libre

10-2 a 1

0.2 a 5

)(γG ,

)(γλ

La prueba no es destructiva

No pueden evaluarse la resistencia dinámica e

información referente a las curvas esfuerzo-deformación.

La consolidación de la muestra es isotrópica. Interpretación elástica

Triaxial Cíclica

10-2 a 5

0.2 a 5

)(γG ,

)(γλ

Ciclos de histéresis

Se pueden estudiar

condiciones de anisotropía en la estimación de las

propiedades

La condición de esfuerzos cortantes máximos se produce

en planos a 45°. La rotación de los ejes

principales ocurre por medio de saltos a cada 90°. Medición externa de

deformaciones

Corte Simple Cíclico

10-2 a 5

0.2 a 5

)(γG ,

)(γλ

ciclos de histéresis

Generar el estado de corte simple

Se desconoce el estado completo de esfuerzos.

Concentraciones de esfuerzos en fronteras de la muestra.

No es posible medir ni controlar el confinamiento

lateral

Columna Torsionante

2x10-3 a 10

0.001 a 2

)(γG ,

)(γλ

Ciclos de histéresis

Se pueden estudiar

condiciones de anisotropía

El esfuerzo normal octaédrico

se mantiene constante

Elementos Llaminares

< 10-3

Se generan ondas con contenidos

de frecuencias

de 1 a 20 000

máxG

Se pueden generar ondas S y

P.

Se mide directamente sV y

pV .


155

A continuación se detallan las generalidades de las pruebas dinámicas más comúnmente usadas en la práctica.

B.2.2.7.2.1. Ensayes triaxiales de columna resonante El equipo dinámico de columna resonante se utiliza para determinar el módulo de rigidez al cortante dinámico, G , y el amortiguamiento, λ , a deformaciones, γ , pequeñas a medianas (10-4 - 10-2%). El ensayo se realiza en un espécimen cilíndrico de suelo de 3.60 cm de diámetro y 9 cm de altura, bajo vibración forzada torsional, a diferentes frecuencias. El sistema utilizado en ésta prueba está compuesto por una cámara cilíndrica de lucita en la que se coloca la probeta de suelo (Figura B.2.2.115 y Figura B.2.2.116), ésta cuenta con tres sensores: de desplazamiento, el cual mide el desplazamiento axial de la probeta durante el ensayo; de presión, para registrar los esfuerzos que se aplican al espécimen en las etapas previas al ensaye (confinante y contrapresión) y la presión de poro que se genera en la etapa de prueba (en ensayes tipo CU); y un acelerómetro, que mide la aceleración en el sistema móvil, Figura B.2.2.117. Además está provisto de un conjunto de acondicionadores de señal y una computadora que tiene integrada una tarjeta de adquisición de datos.

Figura B.2.2.115. Cámara triaxial de columna resonante

Acelerómetro

Acondicionadores

Columna resonante

Computadora

Transductores

Bobinas

Probeta


156

Figura B.2.2.116. Esquema del equipo de columna resonante.

En la parte superior de la probeta, la distorsión la aplica el cabezal (superior), que está unido al sistema móvil y a éste lo mueve una serie de imanes y bobinas (Figura B.2.2.117) a los que llega desde la computadora una señal eléctrica que induce al sistema un movimiento periódico senoidal. Una descripción detallada de la teoría y el funcionamiento de la columna resonante se presenta en Flores et al. (2002).

Figura B.2.2.117. Ubicación de la probeta, sistema móvil, bobinas, sensor de desplazamientos y acelerómetro

En la etapa de ensaye se aplica una fuerza de torsión, F , en la parte superior del espécimen mientras que su base se encuentra fija (Figura B.2.2.118); se registra la aceleración de respuesta, a, con el acelerómetro montado en el sistema móvil (Figura B.2.2.117), la cual dependerá de la rigidez del material ensayado. Entre más rígido sea éste, menor será la aceleración de respuesta. Con la fuerza F se excita la probeta a una


157

frecuencia, definida como frecuencia inicial, if , y se registra la aceleración de

respuesta; posteriormente, se incrementa la frecuencia en valores fΔ constantes, y en

cada uno de ellos se registra la aceleración, hasta llegar a la frecuencia final, ff ,

seleccionada. A éstas lecturas de aceleración desde una frecuencia if hasta ff con

incrementos fΔ se le llama barrido de frecuencias. Al terminar cada barrido de frecuencias se incrementa la fuerza de torsión en valores FΔ , de manera que al final del ensaye se tendrá una serie de barridos de frecuencia, para diferentes valores de la fuerza de torsión. Para los diferentes incrementos de frecuencia de excitación, se obtienen los valores de aceleración y frecuencia correspondientes, con los cuales se forma la curva de aceleraciones versus frecuencia de la Figura B.2.2.119. En ésta, se presenta una serie de barridos de frecuencia; a cada una de éstas curvas se le conoce como curva de respuesta o de aceleraciones totales bajo vibración forzada y cada una de ellas corresponde a una fuerza de torsión, F . Se ha observado que al incrementarse la fuerza F , aumenta la aceleración máxima, máxa , y se reduce la frecuencia denominada de resonancia, 0f .

Figura B.2.2.118. Fuerza de torsión aplicada y distorsiones que presenta la probeta durante la etapa de ensaye.

F

F = fuerza de torsión

F


158

Figura B.2.2.119. Curvas de respuesta bajo vibración forzada (Flores et al., 2002)

De cada curva de aceleraciones totales se registran máxa , 0f , y las frecuencias 1f y 2f ,

correspondientes a la aceleración 2máxa (Figura B.2.2.120). Con los valores 0f , la

longitud de la muestra, L , la pendiente de la curva de decaimiento logarítmico, m y el valor de β calculado a partir de los momentos polares de inercia de la muestra, mI , y

del sistema móvil, sI , se determinan el módulo de rigidez al cortante dinámico, G , la

relación de amortiguamiento, λ , y la distorsión angular, γ , tal como se ilustra esquemáticamente en la Figura B.2.2.120.

Figura B.2.2.120. Cálculo de parámetros

II sm=ββ tan

2sv=G ρ

2

1

0

máx 2a

f

f

f

amáx

s

m

m

m

I

I

V

W

D

L

DATOS DE ENTRADA CÁLCULO DE PARÁMETROS

DE LA CURVA DE RESPUESTA

VALORES INCIALES DE LA PROBETA Y EQUIPO

2sv=G ρ

20

máx2 f

a

L

D

r 12

1 γπ ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝⎛=

βπ L f 2

v 0s =

100 f 2

ffそ0

12 ⎟⎟⎠⎞⎜⎜⎝

⎛ −=πλ2

m−=

Vibración libre Vibración forzada


159

El ensaye dinámico en las muestras de suelos tiene las siguientes características:

- Consolidación isotrópica, no drenada; en probetas de suelo cuyas dimensiones son: diámetro de 3.5 cm y altura variable pero no mayor a 9.1 cm.

- La muestra se satura aplicándole presión confinante y contrapresión (1.1 y 1.0 kg/cm2 respectivamente), de manera que el esfuerzo efectivo en la muestra sea de 0.1 kg/cm2.

- Para determinar los parámetros dinámicos (G y λ ), a diferentes niveles de esfuerzo, a una misma muestra se le aplican diferentes presiones de consolidación, dependiendo de la profundidad del material y de los pesos volumétricos determinados en el laboratorio.

- La prueba se realiza al término de la consolidación primaria, posteriormente se aplica una serie de barridos de frecuencias para obtener las curvas de rigidez y de amortiguamiento versus deformación angular.

- Concluido el ensaye, la probeta de suelo se consolida a una presión mayor, con el fin de aplicar una nueva serie de barridos de frecuencias.

Dentro de los principales factores que afectan los resultados generados por la prueba son:

- La amplitud de la deformación angular,

- La presión de confinamiento,

- La relación de vacíos

El módulo G es calculado a partir de la frecuencia de resonancia, nf , utilizando las

expresiones obtenidas por Hardin (1965) de la teoría de las vibraciones lineales de un cuerpo cilíndrico. La ecuación que relaciona la propagación de ondas de esfuerzo cortante, sV , con la

frecuencia nf , se expresa como:

s

ns

LfV ψ

β2= (B.2.2.83)

Donde: L : Longitud del espécimen

sψ : Raíz de la ecuación de frecuencias.

oss J

J=ψψ tan (B.2.2.84)

Donde: J : Momento de inercia del espécimen

0J : Momento de inercia de la cabeza del sistema.

De ésta manera, tenemos que:

γ2sVG = (B.2.2.85)


160

Donde: γ : Densidad de masa del espécimen

B.2.2.7.2.2. Ensayes triaxiales cíclicos axiales El ensaye triaxial cíclico tiene como finalidad obtener la curva de degradación del módulo de rigidez del suelo y de amortiguamiento para deformaciones angulares de medianas a grandes (10-2 – 5%). La Figura B.2.2.121 muestra un esquema de una cámara triaxial cíclica. El sistema utilizado en ésta prueba está compuesto por una cámara cilíndrica de lucita en la que se coloca la probeta de suelo, éste equipo cuenta con tres transductores: uno de desplazamiento, el cual mide el desplazamiento axial de la probeta durante el ensayo; y dos de presión, uno para registrar los esfuerzos que se aplican al espécimen y otro para medir la presión de poro que se genera en la etapa de prueba. Además, está provisto de un conjunto de acondicionadores de señal y una computadora que tiene integrada una tarjeta de adquisición de datos.

Marco de carga

Cople de unión

Pistón neumáticoTransductor de deformación axial

Cilindro de lucita

Piedra porosa

Piedra porosa

Membrana del espécimen

Valvulas de drenaje y saturación

Placa de base

Espécimen de suelo

Cámara triaxial

Transductor de carga axial

Entrada de presión confinante

Pistón de carga

Figura B.2.2.121. Cámara triaxial cíclica típica

El ensaye consiste en someter a un espécimen de suelo a un esfuerzo de confinamiento,

c3'σ , en una celda de presión triaxial hasta lograr su consolidación isotrópica, y

posteriormente se aplica una deformación axial cíclica de magnitud conocida, εd, a una frecuencia determinada. En general se obtienen los registros continuos de la variación de: las deformaciones, los esfuerzos axiales y la presión de poro, uΔ (Figura B.2.2.122). La prueba de resistencia triaxial cíclica puede ser desarrollada en una presión de confinamiento efectiva usualmente igual a 14.5 lb/in (100 kN/m2), o presiones alternativas. Ésta depende de muchos factores, incluyendo la densidad, presión de confinamiento, el esfuerzo cortante cíclico aplicado, la historia de esfuerzos, la


161

estructura granular, la edad del depósito de suelo, el procedimiento de preparación del espécimen y la frecuencia, uniformidad y la forma de la onda cíclica. Por ello se debe dar especial atención a los detalles de la prueba y el equipo. El ensaye triaxial cíclico tiene como finalidad generar información sobre el comportamiento esfuerzo-deformación y la resistencia al esfuerzo cortante de un espécimen cilíndrico de suelo, el cuál es sometido a cargas axiales cíclicas.

Transductor de desplazamiento

Dispositivo para la medida de la presión de poro

Transductor de carga axial

Cámara triaxial

Espécimen de suelo

Registrocontínuo

Registradortipo x-y

Sistema de Adquisición de datos

Entrada de presión confinante

Pistón de carga

Figura B.2.2.122. Representación esquemática de configuración del ensaye triaxial cíclico

La Figura B.2.2.123 muestra un lazo de histéresis esquemático de un ensaye triaxial cíclico, con los datos obtenidos del ensaye se procede a calcular el módulo de elasticidad equivalente de Young, eqE , que se determina a partir de la pendiente de la

línea que une los puntos extremos del lazo de histéresis, y el amortiguamiento, λ , se calcula usando la Ecuación B.2.2.86. A partir del módulo de Young equivalente se puede obtener el módulo de rigidez al cortante dinámico, G con la Ecuación B.2.2.87.

BCDtriángulodelÁrea

histéresisdeciclodelÁrea

πλ4

1= (B.2.2.86)

( )υ+=12

eqEG (B.2.2.87)

Donde: υ : Relación de Poisson


162

Área del triángulo BCD

Área del ciclo de histéresis

Eeqσ

ε

Figura B.2.2.123. Esquema de los ciclos de histéresis generados por el equipo triaxial cíclico

El ensaye dinámico en las muestras de suelos tiene las siguientes características:

- Consolidación isotrópica, no drenada; en probetas de suelo cuyas dimensiones son: diámetro de 3.5 cm y altura variable entre 8 y 9 cm.

- Saturación aplicándole presión confinante y contrapresión (1.1 y 1.0 kg/cm2

respectivamente), de manera que el esfuerzo efectivo en la muestra sea de 0.1 kg/cm2.

- Para determinar los parámetros dinámicos (G y λ ), a diferentes niveles de esfuerzo, se aplican presiones diferentes de consolidación a las probetas dependiendo de la profundidad del material y de los pesos volumétricos determinados en el laboratorio.

- La prueba se realiza al término de la consolidación primaria. De ésta forma, se someten las probetas a un esfuerzo de confinamiento c3'σ , hasta lograr su

consolidación, y después se les aplica una deformación axial (deformación controlada) cíclica de magnitud conocida, dε , a una frecuencia determinada.

- Posteriormente se incrementa la deformación axial, para determinar las propiedades dinámicas del suelo a diferentes niveles de deformación.

B.2.2.7.2.3. Columna torsionante Muchas de las dificultades relacionadas con las pruebas triaxiales cíclicas y esfuerzo cortante simple cíclico pueden ser evitadas sometiendo especimenes de suelo cilíndricos a torsión. Las pruebas de corte torsional cíclico permiten condiciones iniciales de esfuerzo isotrópicas o anisotrópicas y pueden imponer esfuerzos cortantes cíclicos en planos horizontales con una rotación continua de los esfuerzos axiales principales. Éstas son comúnmente utilizadas para la medición de las características de rigidez y amortiguamiento sobre un rango amplio de niveles de deformación. Ishihara y Li (1972) desarrollaron una prueba triaxial de torsión que se usó en especímenes sólidos. Dobry et al., (1985) utilizó deformación cíclica torsional con esfuerzos axiales controlados en especímenes sólidos para desarrollar una prueba CyT - CAU que ha mostrado efectividad para mediciones del comportamiento de licuación. Sin embargo, las pruebas de torsión de especímenes sólidos producen esfuerzos cortantes en un rango desde cero a lo largo del eje del espécimen, a un valor máximo en


163

el borde exterior. Para aumentar la uniformidad radial de esfuerzos cortantes, otros investigadores (a.g. Drnevich, 1967, 1972) desarrollaron aparatos de corte torsional cíclico de cilindros huecos (Figura B.2.2.124). Mientras que las pruebas de cilindro hueco ofrecen quizás la mejor uniformidad y control sobre los esfuerzos y el drenaje, la preparación del espécimen puede ser difícil y la disponibilidad del equipo es limitada.

Presióninterna

Presiónexterna

Esfuerzo axial Torsión

Z

z

r

z

σ

τσ

θ τθθ

σ

Figura B.2.2.124. Representación esquemática del aparato triaxial cíclico torsional hueco.

B.2.2.7.2.4. Ensaye de pulsos ultrasónicos Las velocidades de propagación de ondas pueden ser medidas en el laboratorio por medio de la prueba de pulso ultrasónico (Lawrence, 1963; Nacci y Taylor, 1967). Los transmisores y receptores ultrasónicos se adjuntan a placas que pueden colocarse en cada extremo del espécimen con la distancia de separación cuidadosamente medida. Los transmisores y receptores están hechos de materiales piezoeléctricos que presentan cambios en sus dimensiones cuando son sujetos a un voltaje que cruza sus caras, produciendo un voltaje cuando se distorsiona. Un pulso eléctrico de frecuencia alta aplicado al transmisor causa deformación, la cual produce una onda de esfuerzo que viaja a través del espécimen hacia el receptor. Entonces, la onda de esfuerzo alcanza al receptor, el cual genera un pulso de voltaje que es medido. La distancia entre el transmisor y el receptor es dividida por la diferencia de tiempo entre los pulsos de voltaje para obtener la velocidad de propagación de onda. La prueba de pulso ultrasónico es particularmente útil para materiales muy sueltos, tales como sedimentos marinos, ya que estos pueden ser formados cuando el suelo está en el tubo muestreador (Woods, 1978).

B.2.2.7.2.5. Ensaye de elemento piezoeléctrico Otro tipo de prueba que permite medir la velocidad de onda cortante en especímenes de laboratorio es el ensaye de elemento piezoeléctrico. Los elementos de banda son construidos por dos materiales piezoeléctricos unidos, al aplicar cierto voltaje, uno se expande mientras que el otro se contrae, causando una inclinación. De manera similar, una perturbación lateral del elemento banda producirá un voltaje, por lo que éste puede ser usado como transmisor y receptor de ondas de corte, s .


164

En la mayoría de los casos, el elemento piezoeléctrico se coloca en los extremos opuestos de la muestra de suelo. Se aplica un pulso de voltaje al elemento transmisor, con lo que se produce una onda s; cuando ésta alcanza el otro lado del espécimen, la distorsión del elemento receptor produce otro pulso de voltaje. La diferencia del tiempo entre los dos pulsos de voltaje es medida con un osciloscopio y dividida entre la distancia de las puntas del elemento piezoeléctrico para dar la velocidad de la onda de onda de corte, sV , del espécimen.

Los elementos piezoeléctricos han sido incorporados en aparatos triaxiales, de cortante simple directo, odómetros y modelos de prueba. Debido a que el espécimen no se distorsiona durante la prueba de elementos piezoeléctricos, éste puede ser subsecuentemente probado parta otras características del suelo.

B.2.2.7.2.6. Prueba de corte simple directo cíclico La prueba de corte simple directo cíclico es capaz de reproducir los esfuerzos de un sismo con más precisión que la prueba triaxial cíclica. Comúnmente es utilizada para pruebas de licuación. En la prueba de corte simple directo cíclico, un espécimen cilíndrico corto es restringido contra la expansión lateral por un límite rígido conformado de platinas (Dispositivo tipo Cambridge), una membrana reforzada con alambre o una serie de anillos apilados. Para aplicar los esfuerzos cortantes horizontales cíclicos a la parte superior o inferior del espécimen, éste es deformado (Figura B.2.2.125) de la misma manera que un elemento de suelo sujeto a propagación vertical de ondas de ondas de corte.

LVDT para desplasamiento vertical

Celda de cargavertical

Especimen de suelo

LVDT para desplasamientohorizontal

Dispositivo de cambio de volumen/transductor de presión de poro

Celda de cargahorizontal

Figura B.2.2.125. Aparato de corte simple cíclico. Espécimen de suelo contenido dentro de la membrana reforzada (Airey y Word, 1987).

Sin embargo, el aparato de corte simple aplica esfuerzos cortantes sólo en la parte superior e inferior espécimen. Debido a que no se imponen esfuerzos cortantes complementarios en los lados verticales, el momento causado por los esfuerzos de corte horizontales puede ser balanceado por esfuerzos normales y cortantes distribuidos uniformemente. Los efectos de la no uniformidad de los esfuerzos pueden ser reducidos incrementando la relación diámetro /altura del espécimen. Tales efectos son pequeños en una relación diámetro/altura mayor que 8:1 (Kovacs y Leo, 1981). Los aparatos de corte simple convencionales están limitados por su incapacidad para imponer esfuerzos


165

iniciales que correspondan a las condiciones 0K . En años recientes, se han desarrollado

dispositivos de corte simple que permiten el control independiente de esfuerzos verticales y horizontales. Para mejorar la simulación de las condiciones reales de sismo, Pyke (1973) usó una gran mesa vibradora para producir un aparato de corte simple de gran escala bidireccional con una relación diámetro/altura alrededor de 9 en una dirección y 20 en la otra. También se han desarrollado aparatos de corte simple, bidireccionales de pequeña escala (Boulanger et al., 1993).

B.2.2.7.3. Modelos constitutivos más comunes A continuación se describen las características de los modelos constitutivos más comunes, aplicados para resolver problemas de propagación de ondas o de interacción suelo estructura en ingeniería geo-sísmica.

B.2.2.7.3.1. Modelo elástico lineal En general, cuando se resuelve el problema de propagación de ondas en su forma más sencilla se asume que el suelo es un material elástico lineal con propiedades controladas por la velocidad de onda de corte, o la rigidez a pequeñas deformaciones angulares. En éste caso, la relación esfuerzo-deformación es dada por:

γτ dGd ⋅= (B.2.2.88)

Donde: τ : Esfuerzo de corte G : Módulo de corte inicial γd : Incremento de la deformación angular

Para que la teoría de la elasticidad lineal e isotrópica sea válida, se requiere que las deformaciones sean pequeñas y que los ejes principales de deformación y de esfuerzos coincidan. La Figura B.2.2.126 presenta la curva esfuerzo deformación para el modelo elástico-lineal, en el cual la pendiente de la recta es el módulo de corte, G .

-30

-20

-10

0

10

20

30

-3 -2 -1 0 1 2 3

Esf

uerz

o C

orta

nte,

τ (kP

a)


G=E/[2(1+ν)]

Figura B.2.2.126. Representación de la relación esfuerzo-deformación para el modelo elástico.


166

B.2.2.7.3.2. Modelo elásto-plástico Es importante tener en cuenta que los suelos en realidad exhiben anisotropía inducida por estados de esfuerzos no hidrostáticos y deformaciones plásticas (no recuperables) para la mayoría de las cargas usuales que se inducen bajo condición de trabajo (Reséndiz, 1970). En la Figura B.2.2.127 se presenta el comportamiento de un modelo de tipo elastoplástico-lineal el cual exhibe un comportamiento próximo al elástico lineal hasta que el esfuerzo aplicado alcanza un cierto valor de esfuerzo de fluencia. Una vez alcanzado éste, se produce un cambio de comportamiento en el cual las deformaciones crecen más rápido, mientras que el esfuerzo se mantiene sensiblemente constante, fenómeno llamado fluencia del material. En éste régimen elasto-plástico, las deformaciones no son recuperables en su totalidad. Posteriormente, se puede producir la ruptura del material. En éste modelo se asume que el suelo es un material elástico-lineal hasta la falla con propiedades esfuerzo-deformación controladas por la velocidad de onda de corte, sV , o la rigidez a pequeñas deformaciones angulares, máxG .

-30

-20

-10

0

10

20

30

-3 -2 -1 0 1 2 3

Esf

uerz

o C

orta

nte,

τ (k

Pa)


G

τy

γy

Figura B.2.2.127. Representación del comportamiento esfuerzo-deformación cíclico para el modelo elasto-plástico lineal.

Para aplicar éste modelo es necesario definir los parámetros ulsmáxG _ , uus , uls , α y β .

Donde ulsmáxG _ es la relación entre el módulo de corte máximo y la resistencia no

drenada en la dirección de carga, uus y uls son la resistencia al corte no drenada positiva

(es decir, en dirección talud abajo) y negativa (es decir, pendiente arriba) respectivamente como se muestra en la Figura B.2.2.128.

( ) ( )positivocortesnegativocortes uuul <<− τ

Para terreno horizontal, ambos valores son iguales pero de sentido contrario, y se presenta una respuesta isotrópica. Para terreno inclinado la respuesta es anisotrópica, donde α (0 <α<1) define la resistencia al corte no drenada en dos direcciones dada por:

( ) ( ) 2max

22

2101 τατττ =+−

(B.2.2.89)

2)(;2)(10 uuulmáxuuul ssss −=−= ττ (B.2.2.90)


167

Donde

1τ : Esfuerzo cortante en la dirección del talud

2τ : Esfuerzo cortante perpendicular al talud β : Parámetro que controla la redistribución de esfuerzos de corte en las dos direcciones durante la fluencia plástica.

αγ (+)

γ (-)

Figura B.2.2.128. Distribución de anisotrópica de deformaciones, de acuerdo con la inclinación del talud.

En el modelo elastoplástico-lineal las deformaciones son, al menos en parte, permanentes y se debe considerar que los esfuerzos no pueden aumentar de manera indefinida sin que el material llegue a un estado límite y se produzca la ruptura u otros cambios de comportamiento, por lo que es razonable plantear otros tipos de ecuaciones constitutivas que involucren la plasticidad y que además permitan determinar de forma directa los estados últimos y de ruptura, modelar deformaciones no recuperables, cambios de comportamiento y materiales frágiles o reblandecibles.

B.2.2.7.3.3. Modelo hiperbólico Uno de los modelos no-lineales más simples, es el modelo hiperbólico, en el que el comportamiento del suelo es definido por

ulsmáxG _ , que es la relación entre el módulo de

corte máximo y la resistencia no drenada en la dirección de la carga. Con estos dos parámetros, una relación hiperbólica define la curva de esfuerzo-deformación del suelo para los ciclos de carga y descarga, empleando el procedimiento propuesto por Pyke (1979). Éste procedimiento se basa en la hipótesis de que el elemento de suelo sólo es afectado por el último punto de inversión de carga, esto es, se tiene en cuenta la historia de esfuerzos y el hecho que va a fallar si se somete a grades deformaciones angulares en una dirección. Éste procedimiento usa una representación sencilla de la curva esfuerzo-deformación y escala ésta curva entre el último punto de inversión y el valor de falla. La relación esfuerzo-deformación completa se define por:

( )( ) ( )( )refc

cc C

G γγγγγττ −+

−⋅=−1max (B.2.2.91)

Donde:

cτ : Esfuerzo de corte en la inversión de carga

cγ : Deformación angular en la inversión de carga

C : Parámetro que depende de las deformaciones angulares de referencia, lref _γ y

uref _γ , en porcentaje, para el modelo hiperbólico en la dirección de carga y

descarga y está dado por:

+−= uc sC /1 τ ; lrefref _γγ = para 0>cτ (B.2.2.92)


168

−−= uc sC /1 τ ; urefref _γγ = para 0<cτ (B.2.2.93)

Si 0_ =lrefγ entonces max_ / Gsulref+=γ

Si 0_ =urefγ entonces max_ / Gsuuref−=γ

Para condiciones de terreno horizontal, los valores de −us y los +

us son iguales y el

modelo se reduce a un modelo hiperbólico isotrópico. El modelo hiperbólico obedece las reglas para carga cíclica propuestas por Masing (1926), y tiene la desventaja de predecir de manera irreal una alta disipación de energía para ciclos con deformaciones angulares grandes.

-30

-20

-10

0

10

20

30

-3 -2 -1 0 1 2 3

Esf

uerz

o C

orta

nte,

τ (kP

a)


Gmáx

Gsec

Figura B.2.2.129. Representación del comportamiento esfuerzo-deformación para el modelo hiperbólico.

B.2.2.7.3.4. Modelo de Iwan Iwan (1966) propuso un modelo multilineal que implica una secuencia de elementos de Jenkins, el cual es una unidad elastoplástica ideal, la cual, a su vez está compuesta de un resorte elástico lineal y un deslizador friccional o elemento de Coulomb (Figura B.2.2.130) que se desplaza cuando la fuerza en el resorte alcanza la resistencia crítica. Se puede representar aproximadamente la relación esfuerzo-deformación con un ajuste apropiado de los parámetros y eligiendo un número conveniente de elementos de Jenkins. Inicialmente, todos los elementos de Coulomb se encuentran en reposo. A medida que se le aplica fuerza al modelo, los resortes lineales se desplazan y algunos elementos friccionantes comienzan a moverse al aplicarse una fuerza crítica de deslizamiento baja, causando una disminución de la rigidez del sistema, introduciendo disipación de energía en las interfaces friccionantes. Esto corresponde a microdesplazamientos. Cuando se aplica más fuerza, los deslizadores adicionales se desplazan, disminuyendo la rigidez y aumentando el amortiguamiento aún más. Eventualmente, si se aplica un "fuerza última" yf , todos los elementos friccionantes o

de Coulomb se deslizarán, en éste momento inician los macro desplazamientos llegando a el punto donde la rigidez del sistema llega a ser cero, lo cual contradice las observaciones experimentales (Gaul y Bohlen, 1987).


169

σσ

Figura B.2.2.130. Modelo reológico de Iwan

En éste modelo se requiere de ocho propiedades (ulsmáxG _ , 1τ , 2τ , 4τ , máxGG2 ,

máxGG3 , máxGG4 , y uls ) que serán descritas a continuación.

1τ , 2τ y 3τ son los esfuerzo de corte y 2G , 3G , 4G son los módulos de corte de rigidez

que describen la primera curva de la carga o esqueleto como se muestra en la Figura B.2.2.131.

Superficies Anidadas

4GG3

2G

Gmáx

u1τ /sτ /s2 u

u3τ /s

uE

sfue

rzos

Cor

tant

es N

orm

aliz

ados

, τ/s

Deformación Angular, γ (%)6420-2-4-6

-1.0

-0.5

0.0

0.5

1.0

Figura B.2.2.131. Representación de la curva esqueleto para el Modelo de Iwan.

Existen otros modelos más complejos tales como el modelo de corte simple directo y el modelo de Finn et al (1975).


170

B.2.2.8. PRUEBAS DE PERMEABILIDAD La permeabilidad de los suelos es un parámetro fundamental a evaluar dentro del diseño de estructuras térreas, ya que proporciona información sobre el efecto que tendrá el agua en el diseño, construcción y el desempeño de la estructura. El coeficiente de permeabilidad, k , de un suelo se define como la velocidad del agua a través del mismo. En el valor numérico de k se reflejan propiedades físicas del suelo y en cierta medida ese valor indica la mayor o menor facilidad con que el agua fluye a través de éste. Sin importar el origen natural del suelo, al igual que las propiedades mecánicas, las propiedades hidráulicas del suelo en campo varían tanto de un punto a otro (heterogeneidad), como en dirección vertical y horizontal (anisotropía). Por ello, es importante la correcta elección de las técnicas experimentales de medición de las propiedades y la determinación de los rangos de variación, así como la evaluación de sus correspondientes efectos en el desempeño ingenieril del proyecto a construir. De ésta manera, con el fin de estudiar las propiedades del suelo, se debe considerar que éste es una masa de material de origen y depositación natural, que presenta notable continuidad, heterogeneidad y anisotropía, por lo que cada uno debe ser estudiado particularmente. En mecánica de suelos se estudia el suelo como un medio poroso, permeable al agua. Para medir la permeabilidad del suelo, se han desarrollado ensayes de laboratorio algunos de los cuales se indican en la Tabla B.2.2.34.

Tabla B.2.2.34. Ensayes de laboratorio para medir el coeficiente de permeabilidad del suelo

Ensaye Aplicación

Carga constante Medición de k en suelos con drenaje no restringido

Carga decreciente Medición de k en suelos con drenaje lento

Consolidómetro Medición de k en suelos con drenaje muy lento

Para medir la permeabilidad en laboratorio se aplica una diferencia de presión hidráulica a través de una muestra de suelo, de geometría regular y completamente saturada, para medir el gasto de agua a la salida. El parámetro denominado coeficiente de permeabilidad, k , mide esa propiedad del suelo a partir del gasto de salida y de las características del material en consideración. A continuación se describen los conceptos necesarios para aplicar los ensayes de laboratorio.

B.2.2.8.1. Factores que afectan la permeabilidad de los suelos La permeabilidad del suelo depende de varios factores, tales como:

Distribución de tamaños de partículas La permeabilidad del suelo depende directamente de la distribución de los tamaños de partículas, y en particular de su contenido de partículas finas, debido a que éstas últimas pueden ocupar los espacios entre las partículas más grandes, disminuyendo así el tamaño de los vacíos conforme disminuye el tamaño de los finos. En general, a menor


171

tamaño de partículas menor es la permeabilidad del suelo. Se ha propuesto el índice 10D

como el tamaño efectivo de la partícula, el cual permite estimar indirectamente (Hazen, 1911) la magnitud del coeficiente de permeabilidad de un suelo:

210cDk = (B.2.2.94)

Donde:

10D : Diámetro por el cual pasa el 10 % del las partículas de suelo, en cm

c : Constante adimensional con una variación de 90 a 120.

Ésta expresión fue desarrollada para ensayar filtros de arenas limpias en estado suelto. Es importante destacar que en una arena, aún las cantidades muy pequeñas de limo o arcilla disminuyen enormemente la permeabilidad del material. La ecuación anterior se basa únicamente en el tamaño de grano y requiere introducir el ( 10D ) de las curvas de granulometría y utiliza un coeficiente que se calcula con base en

el tipo de arena (por ejemplo, arena fina, mal graduada, etc.). La ecuación de Hazen debe ser usada con precaución, ya que ésta sólo proporciona estimaciones muy aproximadas de k , aplicables únicamente a arenas limpias, con tamaños 10D entre 0.1 y

3.0 mm (Holtz y Kovacs, 1981). En particular, la Ley de Darcy no es aplicable a materiales más gruesos que las gravas de tamaño medio.

Forma y textura de las partículas Las partículas irregulares o alargadas ocasiona que las líneas de flujo se distorsionen notablemente comparadas con las líneas de flujo en el entorno de partículas redondeadas; además, las partículas con textura superficial rugosa generan mayor resistencia friccionante que aquellas partículas con textura superficial suave; de ésta manera, la forma y textura de las partículas ocasionan que el gasto de infiltración se reduzca, lo cual es consecuencia de la afectación de la permeabilidad.

Figura B.2.2.132.Forma de las partículas de un suelo grueso


172

Composición mineralógica En los suelos finos la composición mineralógica de los sólidos ocasiona diferentes capas de agua alrededor de ellos, por lo que el tamaño efectivo del poro varía. Los tipos de agua que pueden rodear a los sólidos, como consecuencia de la mineralogía y tamaño individual de partículas son: Agua químicamente combinada con la estructura cristalina de los sólidos del suelo (ésta sigue presente aún después de someter al suelo a temperaturas de 105˚C durante 24 h). Agua adsorbida, la cuál se mantiene unida a la partícula sólida por grandes fuerzas de atracción eléctrica y prácticamente está en un estado sólido, por lo que puede considerarse como agua sólida. El espesor de ésta capa de agua puede ser hasta de 5 micras (ésta sigue presente aún después de someter al suelo a temperaturas de 105˚C durante 24 h). Agua hygroscópica, que rodea al agua adsorbida, en la cual las fuerzas de atracción con la partícula sólida son de menor intensidad que las del agua adsorbida; sin embargo, se puede extraer del suelo dentro de un horno a temperaturas de 105˚C durante 24 h la viscosidad es considerablemente mayor que la del agua gravitacional. Agua capilar, la cual se atrae con la partícula sólida mediante tensión superficial. Éste agua comúnmente se extrae del suelo por exposición de éste a la intemperie. Agua gravitacional, recibe una atracción insignificante de la partícula sólida; de hecho, su movimiento está gobernado por un gradiente hidráulico, por lo que únicamente de él depende su drenaje por los vacíos del suelo. De ésta manera, el tipo de mineral de los sólidos del suelo tiene un efecto más significativo sobre la permeabilidad de las arcillas, que el tamaño relativo entre ellas; sin embargo, la composición mineralógica tiene generalmente un efecto pequeño sobre la permeabilidad de arenas y gravas.

Relación de vacíos El tamaño y la configuración geométrica de los poros del suelo, son aspectos que reflejan la relación de vacíos del material, y determinan al área de vacíos por la que físicamente circula el agua, por lo que mientras menor sea dicha área, menos permeable es el material; así, algunas fórmulas que permiten estimar el coeficiente de permeabilidad están en función de la relación de vacíos del suelo. Es posible analizar teóricamente la variación del coeficiente de permeabilidad de un suelo respecto a su relación de vacíos, siempre y cuando se adopten para un suelo hipótesis simplificativas cuyo carácter permita que las conclusiones del análisis den información cualitativa correcta. La permeabilidad k puede escribirse, como:

)(' efkk = (B.2.2.95)

Donde: 'k : Constante real dependiente de la temperatura del agua, representa el coeficiente

de permeabilidad para e=1.0


173

)(ef : Función de la relación de vacíos, tal que 1)1( =f

La teoría indica que, para fines prácticos, la función más simple es del tipo:

2)( eeF = (B.2.2.96)

203 )()( eeCeF −= (B.2.2.97)

En donde la Ecuación B.2.2.96 aplica para arenas y la Ecuación B.2.2.97 para arcillas. En ésta última expresión 3C es un constante de ajuste para cumplir las condiciones

particulares arriba mencionadas y 0ee− es la relación de vacíos efectiva desde el punto

de vista del espacio efectivo para el flujo del agua. La Figura B.2.2.133 muestra la relación que tiene la permeabilidad para diferentes materiales, con la relación de vacíos de los mismos.

10 -9 10 -8 10 -7 10 -6 10 -50

2

4

6

8

10

12

14

16Relación de vacíos versuscoeficiente de pereabilidad

Sodio

Potasio

CalcioHidrógeno

Natural

(Cornell, 1951)

Montmorilonita

Atapulgita

Kaolinita

Rel

ació

n de

vac

íos

Coeficiente de permeabilidad, k,(cm/sec) (escala logarítmica)

Figura B.2.2.133. Relación entre el coeficiente de permeabilidad y la relación de vacíos

Grado de saturación Las burbujas de aire pueden obstaculizar el flujo de los vacíos del suelo, afectando la permeabilidad del material. Cuantitativamente, si el grado de saturación es menor que aproximadamente el 85 %, es probable que las burbujas de aire tengan continuidad; en cambio, si existieran burbujas aisladas (Figura B.2.2.134), entonces se afectarían significativamente las condiciones del flujo, lo cuál invalidaría la aplicación de la Ley de Darcy. Así, para ejecutar ensayes de permeabilidad se procura evitar la presencia de aire dentro del suelo y poder considerar que se trata de un material completamente saturado; particularmente, es difícil alcanzar dicha condición en suelos finos parcialmente saturados.


174

Figura B.2.2.134. Efecto de una burbuja sobre el flujo del agua por el suelo

701.0

80 90 100

2.0

3.0

4.0

5.0

6.0

7.0

8.0

Franklin Falls- 4

Union FallsFort PeckOttawa

en 10 cm/s- 3

en 10 cm/s- 3

en 10 cm/s- 2

en 10 cm/s

Arena FranklinFalls

Arena Union Falls

Arena Fort Peck

Arena Ottawa

Grado de saturación ( )

Coe

ficie

nte

de p

erm

eabi

lidad

e 0.65

e 0.58

e 0.48

e 0.73

Figura B.2.2.135. Relación entre el grado de saturación y el coeficiente de permeabilidad

Estructura del suelo o depósito La estructuración del suelo se refiere a sus características estratigráficas, sus discontinuidades (como grietas o fisuras), la presencia de capas aisladas de limo, arena, arcilla o materia orgánica y por efectos microestructurales. A causa de la estructura geológica parental se generan grietas que con las heladas, ciclos alterados de humedecimiento y secado, efectos de vegetación y pequeños organismos entre otros factores, pueden cambiar las características de permeabilidad de los suelos, convirtiéndose aún la arcilla más impermeable en material poroso. Los depósitos naturales de suelo típicamente presentan estratificación, es decir, constan de varios estratos o capas, de diferentes tipos de suelos (Figura B.2.2.136); por ello, es común que los depósitos exhiban notable anisotropía en cuanto a la permeabilidad. El coeficiente de permeabilidad en la dirección paralela a la estratificación, frecuentemente cercana a la horizontal, hk , suele ser varias veces más grande que el coeficiente de

permeabilidad normal a la estratificación vertical, vk .

Las grietas y fisuras que puede presentar el suelo, facilitan el flujo del agua, ya que la existencia de canales preferenciales de mínima resistencia al flujo permiten el paso del agua por ellos y la permeabilidad general del depósito será fuertemente influenciada por esas discontinuidades. Particularmente, en el caso de los depósitos de suelos


175

arcillosos, la presencia de capas erráticas de arena, limo o materia orgánica afecta la permeabilidad del depósito, por lo cual, la k obtenida en pequeñas muestras de laboratorio puede ser, incluso, varias veces menor que la medida en ensayes de campo a escala natural. En el caso de los suelos finos, la microestructura del material afecta la permeabilidad. Un rasgo de la microestructura de un suelo es su estado de floculación o dispersión de las partículas sólidas, otro rasgo es su orientación y su estado de acomodo. Debido a éstas características es que varían las permeabilidades de suelos inalterados en relación con los suelos remoldeados aun cuando la relación de vacíos sea la misma en ambos casos o que posean igual peso volumétrico e igual contenido de agua. Lo anterior puede deberse a los cambios en la estructura y estratificación del suelo inalterado o a una combinación de estos dos factores,

k = 1 x 10 cm/seg-6 k = 1 x 10 cm/seg-6

k = 30 cm/seg

Figura B.2.2.136. Influencia de capas muy permeables en el coeficiente de permeabilidad

Pueden observarse variaciones importantes en las permeabilidades debido a que en el remoldeo quedan libres partículas del suelo y que el agua al fluir las mueve y reacomoda hasta obturar los canales. En otras ocasiones, éstas partículas son arrastradas al exterior de la muestra, causando la turbidez del agua de salida. En tales casos, el coeficiente de permeabilidad variará durante la prueba. Ésta condición inestable en una fracción de las partículas del suelo es frecuentemente resultado de la mezcla de materiales provenientes de estratos de características diferentes; ésta condición es casi inevitable al probar muestras remoldeadas. Los fenómenos de formación de natas internas en los poros y la segregación de burbujas de aire, tienen efectos similares y son difíciles de distinguir entre sí, a menos que el carácter del suelo garantice que no pueden formarse esas natas limosas. En general, los suelos con coeficiente de permeabilidad comprendido entre 10-5 y 10-3 (cm/s) son los que presentan el peligro de permitir el desplazamiento de las partículas por efecto de las fuerzas de filtración. Algunas veces, aún las muestras inalteradas de suelo, presentan inestabilidad interna bajo el flujo, característica que es de fundamental importancia en los estudios de cimentaciones de presas. Como la mayoría de suelos están estratificados, es preciso determinar el coeficiente de permeabilidad tanto en dirección paralela, como normal a los planos de estratificación. En caso que los estratos sean lo suficientemente gruesos, puede determinarse la permeabilidad para cada estrato más o menos homogéneo y así poder calcular el coeficiente de permeabilidad medio en cada dirección, para la combinación de estratos.

Naturaleza del fluido El coeficiente de permeabilidad, k , depende de las propiedades del agua (su densidad, viscosidad dinámica y su permeabilidad absoluta). La permeabilidad absoluta, k , es una


176

constante para un suelo dado en un estado en particular. Además, éste factor está relacionado, a su vez, con la temperatura, ya que de ella depende la viscosidad dinámica del agua, y en general de otros fluidos. En el caso del estudio de la permeabilidad a partir de ensayes de laboratorio es importante considerar las diferentes características del agua de ensaye; así por ejemplo, se pueden realizar los ensayes con: Agua del subsuelo in situ Agua destilada y desaireada El agua destilada es ampliamente recomendable cuando el suelo de ensaye sean arcillas o limos finos, ya que las sales comunes del agua normal afectan la mineralogía del suelo por el que atraviesan.

Régimen de flujo En el caso que el agua fluya a través del suelo en régimen laminar, el flujo se puede estudiar mediante la Ley de Darcy. Esto sucede en los suelos con partículas de tamaños hasta de 1 mm, aunque también se ha observado el flujo laminar en gravas de tamaño medio; ésta situación va aunada con la magnitud del gradiente hidráulico, particularmente cuando es muy cercano al crítico. En materiales cuyos vacíos son muy grandes, como en el caso de las gravas medias y gruesas, el flujo del agua puede ser del tipo turbulento.

I II III

Velocidad, v

Gra

dien

te h

idrá

ulic

o,

i

Figura B.2.2.137. Zona I flujo laminar; zona II de transición y zona III de flujo turbulento

Temperatura La temperatura tiene efecto sobre la viscosidad dinámica del agua, por lo que la permeabilidad del suelo al flujo de agua se afecta por éste factor. La viscosidad dinámica del agua se incrementa alrededor de un 30 % de 20˚C a 10˚C. Por ésta razón, la temperatura del agua es un parámetro que debe considerarse cuando de ejecuten los ensayes de permeabilidad.


177

La siguiente gráfica presenta la relación entre la viscosidad dinámica del agua a cualquier temperatura ( Tη ) y la viscosidad dinámica a 20˚C ( 20η ). Por ejemplo, si se

realizó un ensaye de permeabilidad a una temperatura de T˚C y se obtuvo un coeficiente de permeabilidad Tk , el coeficiente de permeabilidad que corresponde a la temperatura

de 20˚C, 20k , se calcula como:

( )20

20 ηηT

Tkk = (B.2.2.98)

Experimentalmente se ha encontrado que la anterior relación teórica es correcta para arenas, habiéndose encontrado pequeñas desviaciones en arcillas. Para aplicar la relación anterior es recomendable usar un diagrama que muestre la relación entre la temperatura T de prueba y el coeficiente 20ηηT como se presenta en la Figura

B.2.2.138.

100 20 30 400.5

1.0

1.5

2.0

Temperatura, T (°C)

ηTη20

Figura B.2.2.138. Relación entre la viscosidad dinámica del agua y la temperatura.

B.2.2.8.2. Flujo unidimensional de agua en suelos saturados En la Figura B.2.2.139 se ilustra el flujo del agua a través de una columna de suelo. En la trayectoria microscópica del agua la velocidad de una partícula de agua varía de un instante a otro, dependiendo del tamaño y configuración del espacio (o poro) por el que atraviesa; sin embargo, para la mayoría de los casos macroscópicos prácticos, se puede considerar que la trayectoria general que resulta es una línea recta. Así, considerando el flujo de agua entre los puntos A y B, microscópicamente el flujo real del fluido no es, en rigor, a velocidad constante. La velocidad de flujo del agua en cualquier punto de la trayectoria real depende del tamaño de poro que atraviesa, así como de su posición geométrica respecto al poro, particularmente de su distancia a la superficie de la partícula sólida más cercana. Microscópicamente, el flujo resultante del agua entre los puntos A y B se considera que sigue una línea recta, asociada a una velocidad efectiva.


178

Trayectoria de flujo(Idealizada a escala macroscópica)

Trayectoria de flujo(Trayectoria real de una partículade agua a escala microscópica)

A

B

Figura B.2.2.139. Trayectorias de flujo en el suelo

B.2.2.8.2.1. Ley de Poiseuille El flujo real del agua por el interior del suelo se puede considerar como un flujo en un sistema de pequeños tubos correspondientes a los poros del suelo. Los resultados experimentales referentes al flujo de fluidos en pequeños tubos de vidrio desarrollados por Hagen (1839) y comprobados experimentalmente por Wiedeman (1856), condujeron al planteamiento de la ecuación de descarga, la cual se expresa como sigue:

W

w

V

AirQ

8

2γ= (B.2.2.99)

Donde: Q : Gasto de descarga

wγ : Peso específico del agua

r : Radio de un tubo i : Gradiente hidráulico

wV : Coeficiente de viscosidad del agua

A : Área total de flujo Ésta fórmula, conocida como Ley de Pouseuille, establece que el gasto de descarga es directamente proporcional al cuadrado del radio del tubo.

B.2.2.8.2.2. Ley de Darcy La ley de Poiseuille, en el caso de ser aplicada al flujo de agua por el interior del suelo, implica que el gasto de descarga de dos muestras de suelo idénticas ( Ar 2 ) debe ser el mismo valor; independientemente de si una de éstas está compuesta de suelo muy fino o si la otra de un material de partículas gruesas. Según las observaciones realizadas por Darcy, éste concluyó que en los dos casos indicados no necesariamente debe tenerse el mismo resultados, por lo que, para


179

establecer la diferencia, se propusieron dos leyes, las cuales aún son la base para estimar las características del flujo del agua a través del suelo. Dichas leyes son las siguientes:

- Ley de Darcy para flujo laminar: Para un flujo laminar a través de un suelo saturado, constituido éste último de granos menores que 1 mm, el gasto total se calcula como:

AikAvQ == (B.2.2.100)

Donde: v : Velocidad de descarga

Lhi Δ= : Gradiente hidráulico k : Coeficiente de permeabilidad (o coeficiente de conductividad hidráulica)

- Ley de Darcy para flujo turbulento: Para el flujo turbulento del fluido por el interior del suelo saturado, en el que el tamaño de los granos mayores que 1 mm, el gasto de descarga es:

AikAvQ φ== (B.2.2.101)

Donde: φ : Exponente de turbulencia 16.0 << φ

En las ecuaciones B.2.2.100 y B.2.2.101 la velocidad de descarga vvd = debe ser igual

a la velocidad de entrada vva = , pero la velocidad de flujo, fv , por el interior del suelo

calculada a partir de fnfvv vAvAAQ === es:

n

vv f = (B.2.2.102)

Donde: n : Porosidad del suelo

nA : Área del perfil de vacíos.

La Ley de Darcy no es válida universalmente para todas las condiciones de flujo de un líquido a través de un medio poroso. Se ha reconocido ampliamente que la proporcionalidad del gasto de flujo vs el gradiente hidráulico no se cumple para altas velocidades, en las que las fuerzas de inercia de las partículas de agua no son despreciables comparadas con las fuerzas de viscosidad (Gubert, 1956). La Ley de Darcy se aplica únicamente cuando el flujo es laminar, y cuando la interacción suelo-agua no conduce a un cambio de fluidez o de permeabilidad con un cambio en el gradiente. El flujo laminar prevalece en limos y materiales más finos para cualquier gradiente hidráulico que se genere comúnmente en situaciones naturales (Klute, 1965). Sin embargo, en arenas gruesas y gravas, los gradientes hidráulicos comúnmente mayores que la unidad pueden conducir a condiciones de flujo no laminar, por lo que la Ley de Darcy podría no ser aplicable. Conforme la velocidad del flujo aumenta, especialmente en medios con grandes poros, la ocurrencia de vórtices turbulentos o flujo laminar no lineal produce un desperdicio de energía efectiva; es decir, el gradiente


180

hidráulico es menos efectivo para producir el flujo, según se indica en la Figura B.2.2.140.

Gradiente hidráulico

Validez de laLey de Darcy

q

Figura B.2.2.140. Dominio de validez de la Ley de Darcy; el régimen de flujo cambia a turbulento fuera de él.

Las situaciones en las que no sea válida la Ley de Darcy también pueden ocurrir en el extremo opuesto del rango de gradientes hidráulicos, es decir, a muy pequeños gradientes y en poros del suelo muy pequeños. Algunos investigadores (Swartzendruber, 1962; Millar y Low, 1963; Nerpin et al., 1966) han indicado que, en suelos arcillosos, los gradientes hidráulicos no pueden causar flujo, o bien, ocasionan velocidades de flujo muy pequeñas que son menores o que se desvían de la proporcionalidad con el gradiente, mientras que otros investigadores (Olsen, 1965) cuestionan algunos de esos resultados. Una posible razón que justifica la no proporcionalidad de la velocidad de flujo a muy pequeños gradientes hidráulicos es que el agua en la estrecha proximidad a las partículas sólidas está sujeta al campo de las fuerzas de adsorción de las partículas, por lo que esa agua puede ser más viscosa (o rígida) que el agua común, y exhibir propiedades de un líquido Binham (que tiene un valor de fluencia) más que de un líquido Newtoniano. El agua adsorbida puede tener una estructura química del tipo cuasicristalino (similar a la del hielo), o bien, otra completamente diferente. Algunos suelos pueden exhibir un gradiente umbral aparente, debajo del cual el gasto de flujo es, ya sea nulo, o bien, cuando menos menor que el calculado con base en la Ley de Darcy, y únicamente a gradientes que exceden al valor umbral el gasto de flujo ya es proporcional al gradiente, de acuerdo con la Figura B.2.2.141. Estos fenómenos y su posible explicación, no obstante ser interesantes, han tenido una aplicabilidad muy limitada en la práctica, por lo que en la actualidad la Ley de Darcy se puede utilizar en una amplia variedad de casos en los que intervenga el flujo del agua a través del suelo.

Gradiente hidráulicoGradiente humbralFluencia

q

Figura B.2.2.141. Posibles variaciones de la Ley de Darcy a pequeños gradientes.


181

B.2.2.8.3. Determinación del coeficiente de Permeabilidad Las pruebas de permeabilidad son difíciles de realizar con presición y pueden resultar altamente variables y altamente dependientes de las condiciones de laboratorio. Los datos listados anteriormente son esenciales y deben ser cuidadosamente analizados para asegurar que las condiciones de la prueba fueron apegadas lo mejor posible a las condiciones de campo y se realizaron según las especificaciones del ingeniero. Debe prestarse especial atención a la posibilidad de perturbación en la muestra, fugas en el sistema, y otra serie de errores que pueden afectar los resultados. Las tendencias de k y la temperatura durante la prueba, los gradientes, las condiciones de esfuerzo y los grados de saturación son los parámetros más importantes a considerar. La información de permeabilidad debería ir acompañada de información de los límites de Atterberg y granulometría para establecer una correlación con las condiciones de campo y las correlaciones y aproximaciones de los libros texto de k . Después de recibir los datos de laboratorio, los valores de k deben compararse con los valores estimados. Si hay una gran discrepancia (mayor a dos unidades), podría ser una señal de error de laboratorio o posible anomalía del suelo. En pocas ocasiones se justifica efectuar las pruebas de permeabilidad en el laboratorio sobre materiales en estado natural. En materiales compactados se llevarán a cabo dichas pruebas para estimar su velocidad de saturación bajo carga hidráulica, aprobar o desechar la elección de un material para terraplenes, cortinas de tierra o filtros y finalmente para elegir un método de análisis adecuado en ciertos problemas de estabilidad, como el vaciado rápido de una presa. En tal caso será preciso tomar en consideración las posibles variaciones del grado de saturación, y su influencia sobre la permeabilidad de estos materiales compactados. La determinación del coeficiente de permeabilidad de limos y arcillas se debe hacer a partir de los datos de una prueba de consolidación. El coeficiente de permeabilidad de un suelo varía con su relación de vacíos, e, de acuerdo a una ley aproximada de la forma:

20 )(' eekk −= (B.2.2.103)

Donde: 'k y 0e : Constantes que se determinan experimentalmente (para suelos granulares

limpios 00 =e )

De los materiales granulares con alta permeabilidad regularmente no se pueden obtener en forma práctica muestras inalteradas, por tanto los resultados obtenidos en el laboratorio son de poca confiabilidad, si se les compara con los resultados de una prueba de campo que considera, en forma más satisfactoria, las heterogeneidades de las formaciones, cuyos efectos en la permeabilidad son de gran importancia. La influencia del grado de saturación en el valor del coeficiente de permeabilidad se ha determinado experimentalmente. La relación del coeficiente de permeabilidad del suelo saturado con el correspondiente a un grado de saturación cualquiera, si ambas muestras, tienen la misma relación de vacíos, se expresa como:


182

)100/1(1100

rSr Sm

K

k −−= (B.2.2.104)

Donde:

rG : Grado de saturación m : Constante que varía entre 2 y 4. Los ensayes de permeabilidad se realizan para determinar experimentalmente el coeficiente de permeabilidad, k , del suelo. A pesar que para analizar la permeabilidad se considera al suelo como un medio poroso, homogéneo en composición, e isótropo, no hay un tipo universal de ensaye que necesariamente sea apropiado para todos los tipos de suelo, más bien, de acuerdo al tipo de suelo se han desarrollado ensayes de permeabilidad apropiados y prácticos. La determinación del coeficiente de permeabilidad, se puede hacer empleando permeámetros de carga constante y variable. Los primeros se usan con especimenes con coeficientes comprendidos entre 10-1 a 10-3 cm/seg y los segundos con coeficientes entre 10-1 a 10-6 cm/seg. En la Tabla B.2.2.35 se indican las pruebas de permeabilidad factibles de acuerdo al tipo de suelo.

Tabla B.2.2.35. Pruebas de permeabilidad factibles de acuerdo al tipo de suelo

C106

C105

C104

C103

C102

C101

C100

C10-1

C10-2

C10-3

C10-4

C10-5

k, en m/año (escala logarítmica)

102 101 100 10-1 10-2 10-3 10-4 10-5 10-6 10-7 10-8 10-9

k, en cm/seg (escala logarítmica)

PRUEBA DE CAPILARIDAD HORIZONTALSe requiere poca experiencia, útil parapruebas rápidas en campo

Cálculo por medio de la distribución del tamaño del grano(vg fórmula de Hazen). Aplicable solamente en arenas y gravaslimpias y sin cohesión.

No se requiere mucha experiencia

SEGURO

Se requiere mucha experiencia

INSEGURO

Se requiere mucha experiencia

RELATIVAMENETE SEGURO

Cálculo por medio depruebas de consolidación.Se requiere equipo delaboratorio costoso.Requiere muchaexperiencia.

DETERMINACIÓN INDIRECTA DELCOEFICIENTE DE PERMEABILIDAD

DETERMINACIÓN DIRECTA DELCOEFICIENTE DE PERMEABILIDAD

TIPOS DE SUELOS

APLICACIÓN EN PRESASDE TIERRA Y DIQUES

PROPIEDADES DE DRENAJE

Permeámetro de carga constante.Se requiere poca experiencia.

Prueba directa del suelo en su estado natural(prueba de bombeo) Segura si se hace correctamente.Se requiere bastante experiencia.

Grava limpia

P E R M E Á M E T R O D E C A R G A V A R I A B L E

Arenas limpiasArenas limpias y mezclas

de grava

Suelos impermeables modificados por losefectos de la vegetación e intemperie

Areanas muy finas, limos orgánicos einorgánicos. Mezclas de arena, limo y arcillamorena glaciar, depósitos estartificados dearcilla, etc.

Suelos impermeablesArcillas homogéneas a laintemperie

Secciones permeables de presas y diques Secciones impermeables de presas y diques

BUENO MALO PRACTICAMENTE IMPERMEABLE

Las pruebas se efectúan con muestras alteradas o inalteradas, la colocación dentro del permeámetro, se hace en el primer caso, compactándola de acuerdo a un procedimiento previamente ensayado y en el segundo labrando un espécimen con las medidas apropiadas; posteriormente se le protege lateralmente con una membrana de hule y se sella, empleando bentonita, a las paredes del cilindro.

B.2.2.8.3.1. Permeámetro de carga constante Éste ensaye se aplica a suelos gruesos, particularmente los suelos granulares. Éste método es uno de los más simples para determinar el coeficiente de permeabilidad de un suelo, k . Una muestra de suelo de área transversal, A y longitud, L , confinada en un


183

tubo, se somete a una carga hidráulica, h . El agua fluye a través de la muestra, midiéndose la cantidad de ésta en centímetros cúbicos que pasa en un tiempo t aplicando la ley de Darcy:

tiAkv = (B.2.2.105)

Donde v es el volumen de agua que fluye a través de la muestra; i es el gradiente hidráulico medio, el cual se calcula:

L

hi = (B.2.2.106)

El cálculo del coeficiente de permeabilidad se hace aplicando la fórmula:

thA

LVkt = (B.2.2.107)

Donde: V : Volumen de agua medido L : Longitud de la muestra A : Área de la muestra H : Carga hidráulica t : Tiempo

Tk : Coeficiente de permeabilidad a la temperatura T

El equipo necesario para efectuar la prueba con un permeámetro de carga constante se muestra en la Figura B.2.2.142. El procedimiento para efectuar la prueba consiste en saturar la muestra, abriendo la válvula de la base, procurando que sea un proceso lento. Suspender la saturación hasta que el flujo a través de la muestra sea uniforme, cerrando la válvula. Conectar la bureta externa. Abrir la interconexión con el sistema de carga constante y permitir el flujo. Iniciar la medición del gasto tomando el tiempo y la temperatura. Repetir tres veces la medición.


184

Manómetro para contrapresión inferior

Manómetro para contrapresión superior

Manómetro para confinamiento

Sensor para presión de confinamiento

Sensor de contrapresiòn superior

Sensor de contrapresiòn inferior

Sensor de cambio de volumen superior Sensor de cambio de

volumen inferior

Bureta superiorBureta inferior

Depósito para llenado de buretas

Muestra de suelo

Depósito para desalojo de agua

Figura B.2.2.142. Permeámetro de carga constante

B.2.2.8.3.2. Permeámetro de carga variable Éste ensayo mide la cantidad de agua que atraviesa una muestra de suelo, por diferencia de niveles en un tubo alimentador y es aplicable para muestras “saturadas”. El permeámetro de cabeza variable puede ser utilizado en suelos finos y gruesos variando el diámetro del tubo alimentador, aunque lo más común es utilizarlo en suelos finos poco permeables. El método de la carga variable está basado igualmente en la ley de Darcy, que para éste caso considera un tiempo dt para calcular el volumen de agua que atraviesa la muestra:


185

dtL

hAkdtiAkdv == (B.2.2.108)

Al mismo tiempo, en el tubo alimentador, el agua habrá tenido un descenso dh y el volumen de agua que atravesó la muestra en el tiempo dt podrá expresarse:

dhadv .= (B.2.2.109)

Si se igualan y posteriormente se integran las ecuaciones B.2.2.108 y B.2.2.109 se obtiene la siguiente expresión para el cálculo del coeficiente de permeabilidad:

2

1lnh

h

At

LakT = (B.2.2.110)

Donde:

Tk : Coeficiente de permeabilidad a la temperatura T L : Longitud de la muestra A : Área de la muestra a : Área de la bureta

1h y 2h : Cargas hidráulicas inicial y final

1t y 2t : Tiempo inicial y final El equipo necesario para realizar la prueba con permeámetro de carga variable se muestra en la Figura B.2.2.143.

Recipiente

Disco de carbónporoso

MuestraLucita

Resorte

Agua desaereada

B

Filtro de aire

Vacuómetro

Al vacíoA

R2

F

E

DC

h1

h h2

R1

H

G I

Figura B.2.2.143. Permeámetro de carga variable


186

El procedimiento para efectuar la prueba consiste en aplicar vacío a la muestra a través de la bureta durante 15 min. Abrir la válvula de agua en la base del permeámetro y permitir un flujo lento hasta la saturación del espécimen y el llenado de la bureta. Cerrar la válvula de entrada de agua, quitar el vacío y conectar el sistema a la presión atmosférica. Abrir la válvula de la base y permitir el flujo. Tomar el tiempo que se requiere para un abatimiento en la bureta, fijado de antemano la temperatura en el agua. Repetir el procedimiento de medición tres veces. Los coeficientes de permeabilidad obtenidos en ambas pruebas, se deberán corregir, para referirlos a la temperatura de 20 °C empleando la fórmula

2020 μ

μTTkk = (B.2.2.111)

Donde:

20k : Coeficiente de permeabilidad a la temperatura de 20 °C

Tμ y 20μ : Valores de la viscosidad del agua para la temperatura de prueba y 20 °C

respectivamente El coeficiente de permeabilidad es muy variable, dependiendo de las condiciones de compacidad del material. A continuación se presentan algunos valores numéricos del coeficiente de permeabilidad, k , de diferentes suelos:

Tabla B.2.2.36. Valores del coeficiente de permeabilidad para diferentes suelos

Suelo Coeficiente de permeabilidad, k , (cm/s) x 10-3

Arena muy fina 5

Arena fina 20

Arena fina a media 50

Arena media 100

Arena media a gruesa 150

Arena-grava y arena gruesa 300

Limo 150

Las arcillas tienen los coeficientes de permeabilidad más pequeños, aproximadamente son del orden de 1 x 10-7 cm/s. Atendiendo el valor numérico del coeficiente de permeabilidad el grado de permeabilidad se clasifica cualitativamente como se indica en la Tabla B.2.2.37 Debido a que la permeabilidad varía en rangos amplios, muy particularmente afectada por la estructura del suelo y por la compacidad, es importante que los suelos de ensaye representen lo más fielmente posible las condiciones de campo.


187

Tabla B.2.2.37. Valores del coeficiente de permeabilidad para diferentes suelos (continua)

Grado de Permeabilidad k , (cm/s)

Alto mayor que 1 x 10-1

Medio de 1 x 10-1 a 1 x 10-3

Bajo de 1 x 10-3 a 1 x 10-5

Muy bajo de 1 x 10-5 a 1 x 10-7

Prácticamente impermeable menor que 1 x 10-7


188

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