Fundamentos de Ingeniería de Cimentaciones

Fundamentos de ingeniería de cimentaciones Braja M. Das Séptima edición Contenido i Fundamentos de ingeniería de cimentaciones Séptima edición BRAJA M. DAS Traducción: Ing. Javier León Cárdenas Profesor de Ciencias Básicas Escuela Superior de Ingeniería Química e Industrias Extractivas Instituto Politécnico Nacional Revisión Técnica: Ing. Miguel Ángel Gómez Casillas Presidente de la asignatura de Cimentaciones Escuela Superior de Ingeniería y Arquitectura Campus Zacatenco Instituto Politécnico Nacional !USTRALIA s "RASIL s #OREA s %SPA×A s %STADOS 5NIDOS s *APØN s -ÏXICO s 2EINO 5NIDO s 3INGAPUR Fundamentos de ingeniería de cimentaciones Séptima edición. Braja M. Das Presidente de Cengage Learning Latinoamérica: &ERNANDO 6ALENZUELA -IGOYA Gerente editorial para Latinoamérica: 0ATRICIA ,A 2OSA Gerente de procesos para Latinoamérica: #LAUDIA )SLAS ,ICONA Gerente de manufactura para Latinoamérica: 2AÞL $ :ENDEJAS %SPEJEL Coordinadora de producción editorial: !BRIL 6EGA /ROZCO Coordinador de manufactura: 2AFAEL 0ÏREZ 'ONZÉLEZ Editores: 3ERGIO 2 #ERVANTES 'ONZÉLEZ /MAR ! 2AMÓREZ 2OSAS Diseño de portada: -ARIANA 3IERRA %NRÓQUEZ Imagen de portada: ¹ %LA +WASNIEWSKI \ $REAMSTIMECOM ¹ 3ERGEYTIMO \ $REAMSTIMECOM ¹ ,DAMBIES \ $REAMSTIMECOM Composición tipográfica: (UNURA 3ERVICIOS %DITORIALES © D.R. 2012 por Cengage Learning Editores, S.A. de C.V., una Compañía de Cengage Learning, Inc. Corporativo Santa Fe Av. Santa Fe núm. 505, piso 12 Col. Cruz Manca, Santa Fe C.P. 05349, México, D.F. Cengage Learning™ es una marca registrada usada bajo permiso. DERECHOS RESERVADOS. Ninguna parte de este trabajo, amparado por la Ley Federal del Derecho de Autor, podrá ser reproducida, transmitida, almacenada o utilizada en cualquier forma o por cualquier medio, ya sea gráfico, electrónico o mecánico, incluyendo, pero sin limitarse a lo siguiente: fotocopiado, reproducción, escaneo, digitalización, grabación en audio, distribución en internet, distribución en redes de información o almacenamiento y recopilación en sistemas de información, a excepción de lo permitido en el Capítulo III, Artículo 27 de la Ley Federal del Derecho de Autor, sin el consentimiento por escrito de la Editorial. Traducido del libro Principles of Foundation Engineering, SI Seventh Edition Braja M. Das Publicado en inglés por Cengage Learning © 2011 ISBN 13: 978-0-495-66812-1 ISBN 10: 0-495-66812-5 Datos para catalogación bibliográfica: Braja M. Das Fundamentos de ingeniería de cimentaciones Séptima edición ISBN: 987-607-481-823-9 Visite nuestro sitio en: https://latinoamerica.cengage.com )MPRESO EN -ÏXICO 1 2 3 4 5 6 7 14 13 12 11 A nuestra nieta, Elizabeth Madison Contenido Prefacio 1 xv Propiedades geotécnicas del suelo 1 1.1 Introducción 1 1.2 Distribución granulométrica 2 1.3 Límites del tamaño para suelos 5 1.4 Relaciones peso-volumen 5 1.5 Densidad relativa 10 1.6 Límites de Atterberg 15 1.7 Índice de liquidez16 1.8 Actividad 17 1.9 Sistemas de clasificación de suelos 17 1.10 Permeabilidad hidráulica del suelo 25 1.11 Filtración en régimen establecido 28 1.12 Esfuerzo efectivo 30 1.13 Consolidación 32 1.14 Cálculo del asentamiento por consolidación primario 37 1.15 Rapidez de consolidación 38 1.16 Grado de consolidación ante carga de rampa 44 1.17 Resistencia al corte 47 1.18 Prueba de compresión simple 52 1.19 Comentarios sobre el ángulo de fricción, f9 54 1.20 Correlaciones para la resistencia cortante no drenada, Cu 57 1.21 Sensitividad 57 Problemas 58 Referencias 62 v vi Contenido 2 Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 2.1 Introducción 64 Depósitos naturales de suelo 2.2 2.3 2.4 2.5 2.6 2.7 2.8 2.9 2.10 64 64 Origen del suelo 64 Suelo residual 66 Suelo transportado por gravedad 67 Depósitos aluviales 68 Depósitos lacustres 70 Depósitos glaciares 70 Depósitos eólicos de suelos 71 Suelo orgánico 73 Algunos nombres locales para suelos 73 Exploración subsuperficial 74 2.11 Propósito de la exploración subsuperficial 74 2.12 Programa de exploración subsuperficial 74 2.13 Perforaciones exploratorias en el campo 77 2.14 Procedimientos para muestreo del suelo 81 2.15 Muestreo con media caña 81 2.16 Muestreo con cucharón escarbador 89 2.17 Muestreo con tubo de pared delgada 90 2.18 Muestreo con muestreador de pistón 92 2.19 Observación de los niveles de agua freática 92 2.20 Prueba de corte con veleta 94 2.21 Prueba de penetración del cono 98 2.22 Prueba del presurímetro (PMT) 107 2.23 Prueba del dilatómetro 110 2.24 Extracción de núcleos de roca 113 2.25 Preparación de los registros de perforación 117 2.26 Exploración geofísica 118 2.27 Reporte de la exploración del subsuelo 126 Problemas 126 Referencias 130 3 Cimentaciones superficiales: capacidad de carga última 3.1 3.2 3.3 3.4 Introducción 133 Concepto general 133 Teoría de la capacidad de carga de Terzaghi Factor de seguridad 140 136 133 Contenido vii 3.5 3.6 3.7 3.8 3.9 3.10 Modificación de las ecuaciones de capacidad de carga por nivel freático 142 Ecuación general de la capacidad de carga 143 Estudios de casos sobre la capacidad de carga última 148 Efecto de la compresibilidad del suelo 153 Cimentaciones cargadas excéntricamente 157 Capacidad de carga última ante carga excéntrica—excentricidad en un sentido 159 3.11 Capacidad de carga—excentricidad en dos sentidos 165 3.12 Capacidad de carga de una cimentación continua sometida a carga excéntrica inclinada 173 Problemas 177 Referencias 179 4 Capacidad de carga última de cimentaciones superficiales: casos especiales 181 4.1 Introducción 181 4.2 Cimentación soportada por un suelo con base rígida a poca profundidad 181 4.3 Capacidad de carga de suelos estratificados: suelo más fuerte sobre suelo más débil 190 4.4 Capacidad de carga de un suelo estratificado: suelo más débil sobre un suelo más fuerte 198 4.5 Cimentaciones espaciadas estrechamente—Efecto sobre la capacidad de carga última 200 4.6 Capacidad de carga de cimentaciones sobre la parte superior de un talud 203 4.7 Capacidad de carga sísmica de una cimentación en el borde de un talud de suelo granular 209 4.8 Capacidad de carga de cimentaciones sobre un talud 210 4.9 Cimentaciones sobre roca 212 4.10 Capacidad de levantamiento de cimentaciones 213 Problemas 219 Referencias 221 5 Cimentaciones superficiales: capacidad de carga y asentamiento permisibles 223 5.1 Introducción 223 Incremento del esfuerzo vertical en una masa de suelo causado por carga de la cimentación 224 5.2 Esfuerzo debido a una carga concentrada 224 5.3 Esfuerzo debido a un área circularmente cargada 224 viii Contenido 5.4 Esfuerzo debajo de un área rectangular 226 5.5 Incremento promedio del esfuerzo vertical debido a un área rectangularmente cargada 232 5.6 Incremento del esfuerzo bajo un terraplén 236 5.7 Solución de Westergaard para el esfuerzo vertical debido a una carga puntual 240 5.8 Distribución del esfuerzo para material de Westergaard 241 Asentamiento elástico 243 5.9 Asentamiento elástico de cimentaciones sobre arcilla saturada ( ms 5 0.5) 243 5.10 Asentamiento basado en la teoría de la elasticidad 245 5.11 Ecuación mejorada para el asentamiento elástico 254 5.12 Asentamiento de suelo arenoso: uso del factor de influencia de la deformación unitaria 258 5.13 Asentamiento de una cimentación sobre arena basado en la resistencia a la penetración estándar 263 5.14 Asentamiento en suelo granular basado en la prueba del presurímetro (PMT) 267 Asentamiento por consolidación 273 5.15 Relaciones del asentamiento por consolidación primaria 273 5.16 Efecto tridimensional sobre el asentamiento por consolidación primaria 274 5.17 Asentamiento debido a la consolidación secundaria 278 5.18 Prueba de carga en campo 280 5.19 Capacidad de carga presupuesta 282 5.20 Asentamientos tolerables de edificios 283 Problemas 285 Referencias 288 6 Losas de cimentación 291 6.1 Introducción 291 6.2 Zapatas corridas 291 6.3 Tipos comunes de losas de cimentación 294 6.4 Capacidad de carga de losas de cimentación 296 6.5 Asentamientos diferenciales de losas de cimentación 299 6.6 Observaciones del asentamiento en campo de losas de cimentación 6.7 Cimentación compensada 300 6.8 Diseño estructural de losas de cimentación 304 Problemas 322 Referencias 323 300 Contenido ix 7 Presión lateral de tierra 324 7.1 Introducción 324 7.2 Presión lateral en reposo de tierra Presión activa 325 328 7.3 7.4 7.5 7.6 7.7 7.8 Presión activa de tierra de Rankine 328 Caso generalizado para la presión activa de Rankine 334 Presión activa de tierra de Coulomb 340 Presión lateral de tierra debida a una sobrecarga 348 Presión activa de tierra para condiciones sísmicas 350 Presión activa por rotación del muro con respecto a su parte superior: Corte apuntalado 355 7.9 Presión activa de tierra por traslación del muro de retención: Relleno granular 357 Presión pasiva 360 7.10 Presión pasiva de tierra de Rankine 360 7.11 Presión pasiva de tierra de Rankine: Cara posterior vertical y relleno inclinado 363 7.12 Presión pasiva de tierra de Coulomb 365 7.13 Comentarios sobre la suposición de la superficie de falla para los cálculos de la presión de Coulomb 366 7.14 Presión pasiva en condiciones sísmicas 370 Problemas 371 Referencias 373 8 Muros de retención 8.1 Introducción 375 375 Muros de gravedad y en voladizo 8.2 8.3 8.4 8.5 8.6 8.7 8.8 8.9 8.10 377 Dimensionamiento de muros de retención 377 Aplicación de las teorías de la presión lateral de tierra al diseño 378 Estabilidad de muros de retención 380 Revisión por volcamiento 382 Revisión por deslizamiento a lo largo de la base 384 Revisión por falla por capacidad de carga 387 Juntas de construcción y drenaje del relleno 396 Diseño de muros de retención de gravedad por condición sísmica 399 Comentarios sobre el diseño de muros de retención y estudio de un caso 402 x Contenido Muros de retención estabilizados mecánicamente 405 8.11 8.12 8.13 8.14 8.15 Refuerzo del suelo 405 Consideraciones en el refuerzo de suelo 406 Consideraciones generales de diseño 409 Muros de retención con refuerzo de tiras metálicas 410 Procedimiento de diseño paso a paso utilizando un refuerzo de tiras metálicas 417 8.16 Muros de retención con refuerzo geotextil 422 8.17 Muros de retención con refuerzo de geomallas: generalidades 428 8.18 Procedimiento de diseño para un muro de retención reforzado con geomallas 428 Problemas 433 Referencias 435 9 Muros de tablestacas 9.1 9.2 9.3 9.4 9.5 437 Introducción 437 Métodos de construcción 441 Muros de tablestacas en voladizo 442 Tablestacas en voladizo que penetran suelos arenosos 442 Casos especiales de muros en voladizo que penetran un suelo arenoso 449 9.6 Tablestacas en voladizo que penetran arcilla 452 9.7 Casos especiales para muros en voladizo que penetran arena 457 9.8 Muros de tablestacas ancladas 460 9.9 Método de apoyo simple en tierra para penetración en suelo arenoso 461 9.10 Gráficas de diseño para el método de apoyo simple en tierra (penetración en suelo arenoso) 465 9.11 Reducción del momento para muros de tablestacas ancladas 469 9.12 Método computacional del diagrama de presión para penetración en suelo arenoso 472 9.13 Método de apoyo empotrado en tierra para penetración en suelo arenoso 476 9.14 Observaciones de campo para muros de tablestacas ancladas 479 9.15 Método de apoyo simple en tierra para penetración en arcilla 482 9.16 Anclas 486 9.17 Capacidad de retención de placas de anclaje en arena 488 9.18 Capacidad de retención de placas de anclaje en arcilla (condición f 5 0) 495 9.19 Resistencia última de tirantes 495 Problemas 497 Referencias 500 Contenido xi 10 Cortes apuntalados 501 10.1 Introducción 501 10.2 Envolvente de presión para el diseño de cortes apuntalados 502 10.3 Envolvente de presión para cortes en suelo estratificado 506 10.4 Diseño de varios componentes de un corte apuntalado 507 10.5 Estudios de casos de cortes apuntalados 515 10.6 Levantamiento del fondo de un corte en arcilla 520 10.7 Estabilidad del fondo de un corte en arena 524 10.8 Cedencia lateral de tablestacas y asentamiento del terreno 529 Problemas 531 Referencias 533 11 Cimentaciones con pilotes 11.1 11.2 11.3 11.4 11.5 11.6 11.7 11.8 11.9 11.10 11.11 11.12 11.13 11.14 11.15 11.16 11.17 11.18 11.19 535 Introducción 535 Tipos de pilotes y sus características estructurales 537 Estimación de la longitud del pilote 546 Instalación de pilotes 548 Mecanismos de transferencia de carga 551 Ecuaciones para estimar la capacidad de un pilote 554 Método de Meyerhof para estimar Qp 557 Método de Vesic para estimar Qp 560 Método de Coyle y Castello para estimar Qp en arena 563 Correlaciones para calcular Qp con resultados SPT y CPT 567 Resistencia por fricción (Qs) en arena 568 Resistencia por fricción (superficial) en arcilla 575 Capacidad de carga de punta de pilotes sobre roca 579 Pruebas de carga en pilotes 583 Asentamiento elástico de pilotes 588 Pilotes cargados lateralmente 591 Fórmulas para el hincado de pilotes 606 Capacidad de pilotes para pilotes hincados por vibración 611 Fricción superficial negativa 613 Grupos de pilotes 617 11.20 Eficiencia de grupo 617 11.21 Capacidad última de grupos de pilotes en arcilla saturada 621 11.22 Asentamiento elástico de grupo de pilotes 624 11.23 Asentamiento por consolidación de grupo de pilotes 626 11.24 Pilotes en roca 629 Problemas 629 Referencias 634 xii Contenido 12 Cimentaciones con pilas perforadas 637 12.1 12.2 12.3 12.4 12.5 12.6 12.7 12.8 12.9 12.10 12.11 12.12 Introducción 637 Tipos de pilas perforadas 638 Procedimientos de construcción 639 Otras consideraciones de diseño 645 Mecanismo de transferencia de carga 646 Estimación de la capacidad de soporte de carga 646 Pilas perforadas en suelo granular: capacidad de soporte de carga 648 Capacidad de soporte de carga basada en el asentamiento 652 Pilas perforadas en arcilla: capacidad de soporte de carga 661 Capacidad de soporte de carga con base en el asentamiento 663 Asentamiento de pilas perforadas ante carga de trabajo 668 Capacidad de soporte de carga lateral: método de la carga y del momento característicos 670 12.13 Pilas perforadas prolongadas hasta la roca 679 Problemas 681 Referencias 685 13 Cimentaciones en suelos difíciles 13.1 Introducción Suelo colapsable 13.2 13.3 13.4 13.5 13.6 686 686 Definición y tipos de suelos colapsables 686 Parámetros físicos para la identificación de suelos colapsables 687 Procedimiento para calcular el asentamiento de colapso 691 Diseño de cimentaciones en suelos no susceptibles a humedecerse 692 Diseño de cimentaciones en suelos susceptibles a humedecerse 694 Suelos expansivos 13.7 13.8 13.9 13.10 13.11 13.12 686 695 Naturaleza general de los suelos expansivos 695 Prueba de expansión simple 699 Prueba de presión de expansión 700 Clasificación de suelos expansivos con base en pruebas índice 705 Consideraciones de cimentación para suelos expansivos 708 Construcción sobre suelos expansivos 711 Rellenos sanitarios 716 13.13 Naturaleza general de los rellenos sanitarios 13.14 Asentamiento de rellenos sanitarios 717 Problemas 719 Referencias 720 716 Contenido xiii 14 Mejoramiento del suelo y modificación del terreno 722 14.1 Introducción 722 14.2 Principios generales de compactación 723 14.3 Compactación en campo 727 14.4 Control de la compactación para barreras hidráulicas de arcilla 14.5 Vibroflotación 732 14.6 Voladura 739 14.7 Precompresión 739 14.8 Drenes de arena 745 14.9 Drenes prefabricados verticales 756 14.10 Estabilización con cal 760 14.11 Estabilización con cemento 764 14.12 Estabilización con ceniza muy fina 766 14.13 Columnas de roca 767 14.14 Pilotes de compactación de arena 772 14.15 Compactación dinámica 774 14.16 Lechadeado a chorro 776 Problemas 778 Referencias 781 Respuestas a problemas seleccionados Índice 789 783 730 Prefacio La ingeniería de mecánica de suelos y cimentaciones se ha desarrollado muy rápido durante los últimos cincuenta años. Mediante investigaciones y observaciones intensivas en el campo y en el laboratorio se ha refinado y mejorado la ciencia del diseño de cimentaciones. Originalmente publicado en el otoño de 1983 y estableciendo sus derechos de autor en 1984, este libro sobre los principios de la ingeniería de cimentaciones ya está en la actualidad en su séptima edición. El uso de este libro en todo el mundo ha aumentado en gran medida al paso de los años; también se ha traducido a varios idiomas. En cada una de las ediciones del libro se han incorporado temas nuevos y mejorados que se han publicado en varias revistas especializadas y en memorias de congresos. Principios de ingeniería de cimentaciones está enfocado principalmente a los estudiantes universitarios de ingeniería civil. En el primer capítulo, sobre propiedades geotécnicas del suelo, se repasan los temas cubiertos en un curso introductorio de mecánica de suelos, que es un prerrequisito para el curso de ingeniería de cimentaciones. El libro consta de catorce capítulos con ejemplos y problemas, y una sección de respuestas para problemas seleccionados. Los capítulos están en su mayoría dedicados a los aspectos geotécnicos del diseño de cimentaciones. En la obra se utilizan tanto unidades del sistema internacional (SI) como unidades del sistema inglés. Dado que en el libro se introduce la aplicación de conceptos fundamentales del análisis y diseño de cimentaciones para estudiantes de ingeniería civil, las deducciones matemáticas no siempre se presentan; en cambio, sólo se dan las formas finales de las ecuaciones pertinentes. Al final de cada capítulo se proporciona una lista de referencias para su consulta y obtener más información. Cada capítulo contiene muchos problemas de ejemplo que ayudan a los estudiantes a comprender la aplicación de las ecuaciones y las gráficas. Para comprender y visualizar mejor las ideas y prácticas de campo, se han agregado cerca de 30 fotografías nuevas en esta edición. Al final de cada capítulo también se proporciona una cantidad de problemas prácticos. Las respuestas para algunos de estos problemas se dan al final del libro. La siguiente es una vista general breve de los cambios respecto a la sexta edición. s s s s En varias partes del libro la presentación se ha reorganizado minuciosamente para su mejor comprensión. Se agregó una variedad de nuevos estudios de casos para familiarizar a los estudiantes con las divergencias de la teoría a la práctica. En el capítulo 1 sobre propiedades geotécnicas del suelo se agregaron secciones nuevas sobre el índice de liquidez y la actividad. Se amplió el análisis sobre la permeabilidad hidráulica de la arcilla, la densidad relativa y el ángulo de fricción de suelos granulares. En el capítulo 2 se amplió el tratamiento del proceso de intemperismo de rocas, depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo. xv xvi Prefacio s s s s s s s s s En el capítulo 3 (Cimientos superficiales: Capacidad de carga última), se agregó un nuevo estudio de caso sobre la falla de la capacidad de carga en arcilla saturada suave. También se incluyó el método del factor de reducción para estimar la capacidad de carga última de cimentaciones continuas cargadas excéntricamente sobre un suelo granular. El capítulo 4, Capacidad de carga última de cimentaciones superficiales: casos especiales, tiene secciones nuevas sobre la capacidad de carga última de suelos débiles debajo de un suelo más resistente, la capacidad de carga sísmica de una cimentación en el borde de un talud de suelo granular, cimentaciones sobre rocas y la solución del esfuerzo característico del esfuerzo para cimentaciones ubicadas en la parte superior de taludes granulares. En el capítulo 5 sobre capacidad de carga y asentamiento permisibles se adicionó la distribución del esfuerzo debido a una carga puntual y a áreas circulares y rectangulares uniformemente cargadas sobre la superficie de un material de tipo Westergaard. En este capítulo también se incluye el procedimiento para estimar el asentamiento de cimentaciones con base en los resultados de prueba del presurímetro. La presión lateral de tierra debida a una sobrecarga sobre estructuras de retención sin cedencia se incluye ahora en el capítulo 7 (Presión lateral de tierra). En este capítulo también se incluye la solución para la presión pasiva de tierra sobre un muro de retención con cara posterior inclinada y relleno granular horizontal utilizando el método de las rebanadas triangulares. El capítulo 8 sobre muros de retención tiene un nuevo estudio de caso. Se proporciona un nuevo análisis sobre el procedimiento de diseño para muros de retención reforzados con geomallas. El capítulo 9 sobre muros de tablestacas tiene una sección nueva sobre la capacidad de contención de las placas de anclaje con base en la solución del esfuerzo característico. Se han adicionado dos estudios de casos al capítulo sobre cortes apuntalados (capítulo 10). El capítulo sobre cimentaciones con pilotes (capítulo 11) se ha organizado minuciosamente para su mejor comprensión. Con base en publicaciones recientes, se han hecho nuevas recomendaciones para estimar la capacidad de soporte de carga de pilas perforadas que se extienden hasta una roca (capítulo 12). Como saben mis colegas en el área de la ingeniería geotécnica, el análisis y diseño de cimentaciones no sólo es un asunto de aplicar teorías, ecuaciones y gráficas de un libro de texto. Los perfiles de los suelos que se encuentran en la naturaleza son pocas veces homogéneos, elásticos e isotrópicos. El juicio educado necesario para aplicar de manera correcta las teorías, ecuaciones y gráficas para la evaluación de suelos, cimentaciones y diseño de cimentaciones no se puede enfatizar demasiado o enseñar por completo en un aula de clase. La experiencia de campo debe complementar el trabajo del aula de clases. Las personas siguientes fueron muy amables en compartir algunas fotografías que se han incluido en esta nueva edición. s s s s s s s s s s Profesor A.S. Wayal, K.J. Somayia Polytechnic, Mumbai, India Profesor Sanjeev Kumar, Southern Illinois University, Carbondale, Illinois. Sr. Paul J. Koszarek, Professional Service Industries, Inc., Waukesha, Wisconsin Profesor Khaled Sobhan, Florida Atlantic University, Boca Raton, Florida Profesor Jean-Louis Briaud, Texas A&M University, College Station, Texas Dr. Dharma Shakya, Geotechnical Solutions, Inc., Irvine, California Sr. Jon Ridgeway, Tensar International, Atlanta, Georgia Profesor N. Sivakugan, James Cook University, Townsville, Queensland, Australia Profesor Anand J. Puppala, University of Texas en Arlington, Arlington, Texas Profesor Thomas M. Petry, Missouri University of Science and Technology, Rolla, Missouri Prefacio xvii Mi agradecimiento a Neil Belk, estudiante de postgrado en la University of North Carolina en Charlotte y a Jennifer Nicks, estudiante de posgrado en la Texas A&M University, College Station, Texas, por su ayuda durante la preparación de esta edición revisada. También estoy agradecido por varias sugerencias valiosas con el Profesor Adel S. Saada de la Western Reserve University, Cleveland, Ohio. Gracias a Chris Carson, Executive Director, Global Publishing Program, Hilda Gowans, Senior Development Editor, Engineering, Cengage Learning, Lauren Betsos, Marketing Manager y a Rose Kernan de RPK Editorial Services por su interés y paciencia durante la revisión y producción del manuscrito. Durante los últimos 27 años mi principal fuente de inspiración ha sido la energía inmensurable de mi esposa, Janice. Estoy muy agradecido por su ayuda continua en el desarrollo del libro original y de sus seis revisiones subsiguientes. Braja M. Das Propiedades geotécnicas del suelo 1.1 Introducción El diseño de cimentaciones de estructuras como edificios, puentes y presas requiere por lo general de un conocimiento de factores como a) la carga que se transmitirá por la superestructura al sistema de cimentación, b) los requerimientos del reglamento de construcción local, c) el comportamiento y la deformabilidad relacionada con el esfuerzo de los suelos que soportarán el sistema de cimentación y d) las condiciones geológicas del suelo en consideración. Para un ingeniero de cimentaciones, los dos últimos factores son muy importantes ya que tienen que ver con la mecánica de suelos. Las propiedades geotécnicas de un suelo, como su distribución granulométrica, plasticidad, compresibilidad y resistencia cortante, se pueden evaluar mediante pruebas de laboratorio adecuadas. Además, recientemente se ha puesto énfasis en la determinación in situ de las propiedades de resistencia y deformación del suelo, puesto que este proceso evita alterar las muestras durante la exploración de campo. Sin embargo, ante ciertas circunstancias, no todos los parámetros necesarios se pueden o se determinan, debido a razones económicas o de otra índole. En esos casos, el ingeniero debe hacer ciertas suposiciones respecto a las propiedades del suelo. Para evaluar la precisión de los parámetros del suelo, ya sea que se hayan determinado en el laboratorio y en el campo, o bien, que se hayan supuesto, el ingeniero debe tener un buen conocimiento de los principios básicos de mecánica de suelos. Al mismo tiempo, debe darse cuenta de que los depósitos naturales de suelos sobre los que se construyen las cimentaciones no son homogéneos en la mayoría de los casos. Así pues, el ingeniero debe tener una comprensión completa de la geología del área, es decir, el origen y la naturaleza de la estratificación del suelo y también de las condiciones del agua en el subsuelo. La ingeniería de cimentaciones es una combinación ingeniosa de mecánica de suelos, ingeniería geológica y buen juicio derivado de una experiencia pasada, que hasta cierto punto se puede denominar un arte. Al determinar qué cimentación es la más económica, el ingeniero debe considerar la carga de la superestructura, las condiciones del subsuelo y el asentamiento tolerable deseado. En general, las cimentaciones de edificios y puentes se pueden dividir en dos categorías importantes: 1) cimentaciones superficiales y 2) cimentaciones profundas. Las zapatas aisladas, las zapatas para muros y las cimentaciones con losas de cimentación son cimentaciones superficiales. En la mayoría de las cimentaciones superficiales, la profundidad de empotramiento puede ser igual a o menor que tres o cuatro veces el ancho de la cimentación. Las cimentaciones con pilotes y pilas perforadas son cimentaciones profundas, que se utilizan cuando las capas superiores de los suelos tienen poca capacidad de soporte de carga y cuando el uso de cimentaciones superficiales 1 2 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo ocasionará un daño estructural considerable o problemas de inestabilidad. Los problemas relacionados con las cimentaciones superficiales y las losas de cimentación se analizan en los capítulos 3, 4, 5 y 6. En el capítulo 11 se estudian las cimentaciones con pilotes y en el capítulo 12 se examinan las pilas perforadas. Este capítulo sirve principalmente como un repaso de las propiedades geotécnicas básicas de los suelos. Incluye temas como distribución granulométrica, plasticidad, clasificación de suelos, esfuerzo efectivo, consolidación y parámetros de la resistencia al corte. Se basa en la suposición de que el lector estudió estos conceptos en un curso básico de mecánica de suelos. 1.2 Distribución granulométrica En cualquier masa de suelo, los tamaños de los granos varían en gran medida. Para clasificar apropiadamente un suelo, se debe conocer su distribución granulométrica. La distribución granulométrica de un suelo de grano grueso se determina por lo general mediante un análisis granulométrico con mallas. Para un suelo de grano fino, la distribución granulométrica se puede obtener por medio del análisis del hidrómetro. Las características fundamentales de estos análisis se presentan en esta sección. Para una descripción detallada, consulte cualquier manual de laboratorio de mecánica de suelos (por ejemplo, Das, 2009). Análisis granulométrico con mallas Un análisis granulométrico con mallas se efectúa tomando una cantidad medida de suelo seco bien pulverizado y haciéndolo pasar a través de un apilo de mallas con aberturas cada vez más pequeñas que dispone de una charola en su parte inferior. Se mide la cantidad de suelo retenido en cada malla y se determina el porcentaje acumulado del suelo que pasa a través de cada una. A este porcentaje se le refiere por lo general como porcentaje de finos. La tabla 1.1 contiene una lista de los números de mallas utilizadas en Estados Unidos y en nuestro país y el tamaño correspondiente de sus aberturas. Estas mallas son de uso común para el análisis de suelos para fines de su clasificación. Tabla 1.1 Tamaños de mallas estándar en EE.UU. Malla núm. 4 6 8 10 16 20 30 40 50 60 80 100 140 170 200 270 Abertura (mm) 4.750 3.350 2.360 2.000 1.180 0.850 0.600 0.425 0.300 0.250 0.180 0.150 0.106 0.088 0.075 0.053 1.2 Distribución granulométrica 3 Porcentaje de finos (en peso) 100 80 60 40 20 0 10 1 0.1 Tamaño de grano, D (mm) 0.01 Figura 1.1 Curva de la distribución granulométrica de un suelo de grano grueso obtenida en un análisis con mallas. El porcentaje de finos en cada malla, determinado por un análisis con mallas, se traza en papel semilogarítmico, como se muestra en la figura 1.1. Observe que el diámetro de grano, D, está trazado en la escala logarítmica y que el porcentaje de finos está trazado en la escala aritmética. Se pueden determinar dos parámetros a partir de las curvas de distribución granulométrica de suelos de grano grueso: 1) el coeficiente de uniformidad (Cu ) y 2) el coeficiente de graduación, o coeficiente de curvatura (Cc ). Estos coeficientes son D60 D10 (1.1) D230 (D60 ) (D10 ) (1.2) Cu 5 y Cc 5 donde D10, D30 y D60 son los diámetros correspondientes al porcentaje de finos que pasa 10, 30 y 60%, respectivamente. Para la curva de distribución granulométrica que se muestra en la figura 1.1, D10 5 0.08 mm, D30 5 0.17 mm y D60 5 0.57 mm. Por lo que los valores de Cu y Cc son Cu 5 0.57 5 7.13 0.08 y Cc 5 0.172 5 0.63 ( 0.57) ( 0.08) 4 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Los parámetros Cu y Cc se utilizan en el Sistema unificado de clasificación de suelos, que se describe más adelante en este capítulo. Análisis hidrométrico El análisis hidrométrico se basa en el principio de sedimentación de las partículas de un suelo en agua. Esta prueba comprende utilizar 50 gramos de suelo seco y pulverizado. Al suelo siempre se le agrega un agente defloculante. El agente defloculante más común empleado para el análisis hidrométrico es 125 cc de una solución al 4% de hexametafosfato de sodio. Se deja que el suelo se sature con el agente defloculante durante al menos 16 horas. Después del periodo de saturación, se agrega agua destilada y se agita muy bien la mezcla de suelo y el agente defloculante. Luego la muestra se transfiere a un cilindro de vidrio de 1000 ml. Se agrega más agua destilada al cilindro hasta alcanzar la marca de 1000 ml y se vuelve a agitar muy bien la mezcla. Se coloca un hidrómetro en el cilindro para medir la gravedad específica de la suspensión suelo-agua en la vecindad del bulbo del instrumento (figura 1.2), por lo general durante un periodo de 24 horas. Los hidrómetros se calibran para mostrar la cantidad de suelo que aún está en suspensión en cualquier tiempo t dado. El diámetro mayor de las partículas del suelo todavía en suspensión en el tiempo t se puede determinar mediante la ley de Stokes, D5 18h (Gs 2 1)gw L t donde D 5 diámetro de la partícula de suelo Gs 5 gravedad específica de los sólidos del suelo h 5 viscosidad del agua L Figura 1.2 Análisis granulométrico con el hidrómetro. (1.3) 1.4 Relaciones peso-volumen 5 gw 5 peso específico del agua L 5 longitud efectiva (es decir, longitud medida desde la superficie del agua en el cilindro hasta el centro de gravedad del hidrómetro; consulte la figura 1.2) t 5 tiempo Las partículas de suelo con diámetros mayores que los calculados con la ecuación (1.3) se habrán asentado más allá de la zona de medición. De esta manera, con las lecturas del hidrómetro tomadas en varios tiempos, el porcentaje de suelo más fino que el diámetro dado D se puede calcular y elaborar la gráfica de la distribución granulométrica. Las técnicas de las mallas y del hidrómetro se pueden combinar para un suelo que tenga constituyentes tanto de grano grueso como de grano fino. 1.3 Límites del tamaño para suelos Varias organizaciones han intentado desarrollar límites del tamaño para grava, arena, limo y arcilla con base en los tamaños de los granos que hay en los suelos. En la tabla 1.2 se presentan los límites de los tamaños recomendados por los sistemas de la American Association of State Highway and Transportation Officials (AASHTO) y del Unified Soil Classification (Corps of Engineers, Department of the Army y Bureau of Reclamation). En la tabla se muestra que las partículas de suelo menores que 0.002 mm se han clasificado como arcilla. Sin embargo, las arcillas son cohesivas por naturaleza y con ellas se pueden hacer rollos pequeños cuando están húmedas. Esta propiedad se debe a la presencia de minerales de arcilla como la caolinita, ilita y montmorilonita. En contraste, algunos minerales, como el cuarzo y el feldespato, pueden estar presentes en un suelo con tamaños de partículas tan pequeños como el de los minerales de arcilla, pero estas partículas no tendrán la propiedad cohesiva de los minerales de arcilla. De aquí que se denominen partículas con tamaño de arcilla, no partículas de arcilla. 1.4 Relaciones peso-volumen En la naturaleza los suelos son sistemas de tres fases que consisten en partículas de suelo sólidas, agua y aire (o gas). Para desarrollar las relaciones peso-volumen para un sólido, las tres fases se pueden separar como se muestra en la figura 1.3a. Con base en esta separación, se pueden definir las relaciones del volumen. La relación de vacíos, e, es la relación del volumen de vacíos al volumen de sólidos de un suelo en una masa de suelo dada, o e5 Vv Vs Tabla 1.2 Límites del tamaño de suelos separados. Sistema de clasificación Tamaño del grano (mm) Unificado Grava: 75 mm a 4.75 mm Arena: 4.75 mm a 0.075 mm Limo y arcilla (finos): , 0.075 mm AASHTO Grava: 75 mm a 2 mm Arena: 2 mm a 0.05 mm Limo: 0.05 mm a 0.002 mm Arcilla: , 0.002 mm (1.4) 6 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Volumen Nota: Va + Vw + Vs = V Ww + Ws = W Volumen Peso Va Vv W V Peso Wa = 0 Aire Vw Ww Sólido Vs Ws a) Peso Volumen Va Vv = e Aire Vw = wGs Vs = 1 Wa = 0 Nota: Vw = wGs = Se Ww = wGsgw Sólido Ws = Gsgw b) Suelo no saturado; Vs = 1 Peso Volumen Vv = e Vw = wGs = e Vs = 1 Ww = wGsgw = egw Sólido Ws = Gsgw c) Suelo saturado; Vs = 1 Figura 1.3 Relaciones peso-volumen. donde Vv 5 volumen de vacíos Vs 5 volumen de sólidos del suelo La porosidad, n, es la relación del volumen de vacíos entre el volumen de la muestra de suelo, o n5 donde V 5 volumen total de suelo Vv V (1.5) 1.4 Relaciones peso-volumen 7 Además, n5 Vv Vs Vv Vv e 5 5 5 Vs Vv V Vs 1 Vv 11e 1 Vs Vs (1.6) El grado de saturación, S, es la relación del volumen de agua en los espacios vacíos entre el volumen de vacíos, que en general se expresa como un porcentaje, o S(%) 5 Vw 3 100 Vv (1.7) donde Vw 5 volumen de agua Observe que, para suelos saturados, el grado de saturación es 100%. Las relaciones de peso son el contenido de humedad, el peso específico húmedo, el peso específico seco y el peso específico saturado, que con frecuencia se definen como sigue: Contenido de humedad 5 w(%) 5 Ww 3 100 Ws (1.8) donde Ws 5 peso de los sólidos del suelo Ww 5 peso del agua Peso específico húmedo 5 g 5 W V (1.9) donde W 5 peso total de la muestra de suelo 5 Ws + Ww El peso del aire, Wa, en la masa de suelo se supone que es insignificante. Peso específico seco 5 gd 5 Ws V (1.10) Cuando una masa de suelo está completamente saturada (es decir, todo el volumen de vacíos está ocupado por agua), el peso específico húmedo de un suelo [ecuación (1.9)] resulta igual al peso específico saturado (gsat). Por lo tanto, g 5 gsat si Vv 5 Vw. Ahora se pueden desarrollar más relaciones útiles considerando una muestra representativa de suelo en la que el volumen de sólidos de suelo es igual a la unidad, como se muestra en la figura 1.3b. Observe que si Vs 5 1, entonces, de la ecuación (1.4), Vv 5 e, y el peso de los sólidos del suelo es Ws 5 Gsgw donde Gs 5 gravedad específica de los sólidos del suelo gw 5 peso específico del agua (9.81 kNYm3) 8 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Además, de la ecuación (1.8), el peso del agua es Ww 5 wWs. Por lo que para la muestra de suelo bajo consideración, Ww 5 wWs 5 wGsgw. Ahora, para la relación general para el peso específico húmedo dado en la ecuación (1.9), g5 Ws 1 Ww Gsgw (1 1 w) W 5 5 V Vs 1 Vv 11e (1.11) De manera similar, el peso específico seco [ecuación (1.10)] es gd 5 Ws Ws Gsgw 5 5 V Vs 1 Vv 11e (1.12) De las ecuaciones (1.11) y (1.12), observe que gd 5 g 11w (1.13) De acuerdo con la ecuación (1.7), el grado de saturación es S5 Vw Vv Ahora, con referencia a la figura 1.3b, Vw 5 wGs y Vv 5 e Por lo tanto, S5 wGs Vw 5 e Vv (1.14) Para un suelo saturado, S 5 1. Por lo que e 5 wGs (1.15) Entonces el peso específico saturado del suelo es gsat 5 Ws 1 Ww Gsgw 1 e gw 5 Vs 1 Vv 11e (1.16) 1.4 Relaciones peso-volumen 9 En unidades del SI se emplean newtons o kilonewtons para el peso, y es una unidad derivada, y g o kg es masa. Las relaciones dadas en las ecuaciones (1.11), (1.12) y (1.16) se pueden expresar como densidades húmeda, seca y saturada como sigue: r5 Gsrw (1 1 w) 11e (1.17) Gsrw 11e (1.18) rd 5 r sat 5 rw (Gs 1 e) 11e (1.19) donde r, rd, rsat 5 densidad húmeda, densidad seca y densidad saturada, respectivamente rw 5 densidad del agua (5 1000 kgYm3) También se pueden obtener relaciones similares a las ecuaciones (1.11), (1.12) y (1.16) en términos de la porosidad considerando una muestra representativa de suelo con un volumen unitario (figura 1.3c). Estas relaciones son g 5 Gsgw (1 2 n) (1 1 w) (1.20) gd 5 (1 2 n)Gsgw (1.21) gsat 5 3(1 2 n)Gs 1 n4gw (1.22) y En la tabla 1.3 se resumen varias formas de las relaciones que se pueden obtener para g, gd y gsat. Tabla 1.3 Varias formas de relaciones para , d y sat. Relaciones del peso específico Peso específico seco (1 1 w)Gsgw 11e (Gs 1 Se)gw g5 11e (1 1 w)Gsgw g5 wGs 11 S Gs w(1 n)(1 + w) g 11w Gsgw gd 5 11e Gs w(1 n) d Gs g gd 5 wGs w 11 S eSgw gd 5 (1 1 e)w g5 gd 5 d sat n gd 5 gsat 2 a w e bg 11e w Peso específico saturado (Gs 1 e)gw 11e [(1 n)Gs + n] w sat 11w gsat 5 a bGsgw 1 1 wGs e 11w gsat 5 a b a bg w 11e w gsat 5 sat d +n w gsat 5 gd 1 a e bg 11e w 10 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Tabla 1.4 Gravedad específica de algunos suelos. Gs Tipo de suelo Arena de cuarzo Limo Arcilla Marga Loess Turba 2.64 - 2.66 2.67- 2.73 2.70 - 2.9 2.60 - 2.75 2.65 - 2.73 1.30 - 1.9 Excepto para la turba y suelos altamente orgánicos, el intervalo general de los valores de la gravedad específica de sólidos de suelos (Gs) encontrados en la naturaleza es muy pequeño. En la tabla 1.4 se dan algunos valores representativos. Para fines generales, se puede suponer un valor razonable en vez de realizar una prueba. 1.5 Densidad relativa En suelos granulares, el grado de compactación en el campo se puede medir de acuerdo con la densidad relativa, definida como Dr (%) 5 emáx 2 e 3 100 emáx 2 emín (1.23) donde emáx 5 relación de vacíos del suelo en el estado más suelto emín 5 relación de vacíos en el estado más denso e 5 relación de vacíos in situ La densidad relativa también se puede expresar en términos del peso específico seco, o Dr (%) 5 gd 2 gd(mín) gd(máx) gd(máx) 2 gd(mín) gd 3 100 (1.24) donde gd 5 peso específico seco in situ gd(máx) 5 peso específico seco en el estado más denso; es decir, cuando la relación de vacíos es emín gd(mín) 5 peso específico seco en el estado más suelto; es decir, cuando la relación de vacíos es emáx La densidad de un suelo granular está relacionado a veces con la densidad relativa del suelo. En la tabla 1.5 se da la correlación general de la densidad y Dr. Para arenas naturales, las magnitudes de emáx y emín [ecuación (1.23)] pueden variar ampliamente. Las razones principales de estas variaciones amplias son el coeficiente de uniformidad, Cu, y la redondez de las partículas. 1.5 Densidad relativa 11 Tabla 1.5 Densidad de un suelo granular. Densidad relativa, Dr (%) Descripción 0-20 20-40 40-60 60-80 80-100 Muy suelto Suelto Medio Denso Muy denso Ejemplo 1.1 El peso húmedo de 28.3 3 1024 m3 de un suelo es de 54.27 N. Si el contenido de humedad es de 12% y la gravedad específica de los sólidos del suelo es de 2.72, determine lo siguiente: a. b. c. d. e. f. Peso específico húmedo (kNYm3) Peso específico seco (kNYm3) Relación de vacíos Porosidad Grado de saturación (%) Volumen ocupado por agua (m3) Solución Parte a De la ecuación (1.9), g5 54.27 3 1023 W 5 5 19.18 kN m3 V 0.00283 Parte b De la ecuación (1.13), gd 5 g 19.18 5 5 17.13 kN>m3 11w 12 11 100 Parte c De la ecuación (1.12), gd 5 o 17.13 5 Gsgw 11e (2.72) (9.81) 11e e 5 0.56 12 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Parte d De la ecuación (1.6), n5 0.56 e 5 5 0.359 11e 1 1 0.56 Parte e De la ecuación (1.14), wGs (0.12) (2.72) 5 5 0.583 e 0.56 S5 Parte f De la ecuación (1.12), Ws 5 W 54.27 3 1023 5 5 48.46 3 1023 kN 11w 1.12 Ww 5 W 2 Ws 5 54.27 3 1023 2 48.46 3 1023 5 5.81 3 1023 kN Vw 5 5.81 3 1023 5 0.592 3 1023 m3 9.81 Ejemplo 1.2 La densidad seca de una arena con una porosidad de 0.387 es de 1600 kgYm3. Encuentre la relación de vacíos del suelo y la gravedad específica de los sólidos del suelo. Solución Relación de vacíos Dado: n 5 0.387. De la ecuación (1.6), e5 0.387 n 5 5 0.631 12n 1 2 0.387 Gravedad específica de los sólidos del suelo De la ecuación (1.18), rd 5 1600 5 Gsrw 11e Gs (1000) 1.631 Gs 5 2.61 1.5 Densidad relativa 13 Ejemplo 1.3 El peso específico húmedo de un suelo es de 19.2 kNYm3. Dados Gs 5 2.69 y el contenido de humedad w 5 9.8%, determine a. b. c. d. Peso específico seco (kNYm3) Relación de vacíos Porosidad Grado de saturación (%) Solución Parte a De la ecuación (1.13), gd 5 g 5 11w 19.2 5 17.49 kN>m3 9.8 11 100 Parte b De la ecuación (1.12), gd 5 17.49 kN>m3 5 Gsgw (2.69) (9.81) 5 11e 11e e 5 0.509 Parte c De la ecuación (1.6), n5 0.509 e 5 5 0.337 11e 1 1 0.509 Parte d De la ecuación (1.14), S5 wGs (0.098) (2.69) 5 (100) 5 51.79% e 0.509 Ejemplo 1.4 Para un suelo saturado, dados w 5 40% y Gs 5 2.71, determine los pesos específicos saturado y seco en lbYft3 y en kNYm3. Solución Para suelo saturado, de la ecuación (1.15), e wGs (0.4)(2.71) 1.084 14 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo De la ecuación (1.16), gsat 5 (Gs 1 e)gw (2.71 1 1.084)9.81 5 5 17.86 kN m3 11e 1 1 1.084 De la ecuación (1.12), gd 5 Gsgw (2.71) (9.81) 5 5 12.76 kN m3 11e 1 1 1.084 Ejemplo 1.5 La masa de una muestra de un suelo húmedo recolectada del campo es de 465 gramos y su masa secada en un horno es de 405.76 gramos. Se determinó en el laboratorio que la gravedad específica de los sólidos del suelo es de 2.68. Si la relación de vacíos en el estado natural es de 0.83, encuentre lo siguiente: a. La densidad húmeda del suelo en el campo (kgYm3). b. La densidad seca del suelo en el campo (kgYm3). c. La masa de agua, en kilogramos, que se debe agregar por metro cúbico de suelo en el campo para su saturación. Solución Parte a De la ecuación (1.8), Ww 465 2 405.76 59.24 5 5 5 14.6% Ws 405.76 405.76 w5 De la ecuación (1.17), r5 Gsrw 1 wGsrw Gsrw (1 1 w) (2.68) (1000) (1.146) 5 5 11e 11e 1.83 5 1678.3 kg m3 Parte b De la ecuación (1.18), rd 5 Gsrw (2.68) (1000) 5 5 1 468.48 kg m3 11e 1.83 1.6 Límites de Atterberg 15 Parte c Masa de agua que se debe agregar 5 rsat – r De la ecuación (1.19), rsat 5 Gsrw 1 erw rw (Gs 1 e) (1000) (2.68 1 0.83) 5 5 5 1918 kg m3 11e 11e 1.83 Por lo tanto, masa de agua que se debe agregar 5 1918 – 1678.3 5 239.7 kgYm3. Ejemplo 1.6 Los pesos específicos máximo y mínimo de una arena son 17.1 kNYm3 y 14.2 kNYm3, respectivamente. La arena en el campo tiene una densidad relativa de 70% con un contenido de humedad de 8%. Determine el peso específico húmedo de la arena en el campo. Solución De la ecuación (1.24), Dr 5 c 0.7 5 c gd 2 gd(mín) gd(máx) 2 gd(mín) dc gd(máx) gd d gd 2 14.2 17.1 dc d gd 17.1 2 14.2 gd 5 16.11 kN>m3 g 5 gd (1 1 w) 5 16.11 1 1 1.6 8 5 17.4 kN m3 100 Límites de Atterberg Cuando un suelo arcilloso se mezcla con una cantidad excesiva de agua, puede fluir como un semilíquido. Si el suelo se seca gradualmente, se comportará como un material plástico, semisólido o sólido, dependiendo de su contenido de humedad. El contenido de humedad, en porcentaje, en el que el suelo cambia de un estado líquido a uno plástico se define como límite líquido (LL). De manera similar, el contenido de humedad, en porcentaje, en el que el suelo cambia de un estado plástico a uno semisólido y de un estado semisólido a uno sólido se definen como límite plástico (LP) y límite de contracción (LC), respectivamente. A estos límites se les refiere como límites de Atterberg (figura 1.4): s s El límite líquido de un suelo se determina utilizando la copa de Casagrande (designación de prueba D-4318 de la ASTM) y se define como el contenido de humedad en el que se cierra una ranura de 12.7 mm mediante 25 golpes. El límite plástico se define como el contenido de humedad en el que el suelo se agrieta al formar un rollito de 3.18 mm de diámetro (designación de prueba D-4318 de la ASTM). 16 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Estado sólido Estado semisólido Estado plástico Estado semilíquido Aumento del contenido de humedad Volumen de la mezcla suelo-agua LC LP LL Contenido de humedad Figura 1.4 Definición de los límites de Atterberg. s El límite de contracción se define como el contenido de humedad en el que el suelo no experimenta ningún cambio adicional en su volumen con la pérdida de humedad (designación de prueba D-427 de la ASTM). La diferencia entre el límite líquido y el límite plástico de un suelo se define como el índice de plasticidad (IP), o IP 5 LL 2 LP 1.7 (1.25) Índice de liquidez La consistencia relativa de un suelo cohesivo en el estado natural se puede definir por medio de una relación denominada índice de liquidez, que está dado por IL 5 w 2 LP LL 2 LP (1.26) donde w 5 contenido de humedad in situ del suelo. El contenido de humedad in situ para una arcilla sensitiva puede ser mayor que el límite líquido. En este caso, IL 1 (1.27) Estos suelos, cuando se remoldean, se pueden transformar en una forma viscosa y fluir como un líquido. 1.9 Sistemas de clasificación de suelos 17 Los depósitos del suelo que están altamente sobreconsolidados pueden tener un contenido de humedad natural menor que el límite plástico. En este caso IL 1.8 0 Actividad Debido a que la plasticidad de un suelo se ocasiona por el agua adsorbida que rodea a las partículas de arcilla, se puede esperar que el tipo de minerales de arcilla y sus cantidades proporcionales en un suelo afectarán los límites líquido y plástico. Skempton (1953) observó que el índice de plasticidad de un suelo aumenta linealmente con el porcentaje de la fracción del tamaño de arcilla (% más fino que 2 μm en peso) presente. Las correlaciones del IP con las fracciones de tamaño de arcilla para diferentes arcillas proporcionan dos trazos de líneas separadas. Esta diferencia se debe a las características de plasticidad distintas de los varios tipos de minerales de arcilla. Con base en estos resultados, Skempton definió una cantidad denominada actividad, que es la pendiente de la línea que correlaciona el IP y el % más fino que 2 μm. Esta actividad se puede expresar como A5 IP (% de la fracción de tamaño de arcilla, en peso) (1.27) La actividad se utiliza como un índice para identificar el potencial de expansión de los suelos arcillosos. En la tabla 1.6 se indican los valores comunes de actividades para varios minerales de arcilla. 1.9 Sistemas de clasificación de suelos Los sistemas de clasificación de suelos dividen los suelos en grupos y subgrupos con base en propiedades ingenieriles comunes como la distribución granulométrica, el límite líquido y el límite plástico. Los dos sistemas de clasificación principales de uso actual son 1) el sistema de la American Association of State Highway and Transportation Officials (AASHTO) y 2) el Sistema unificado de clasificación de suelos (Unified Soil Classification System (también es el sistema de la ASTM). El sistema de la AASHTO se emplea principalmente para la clasificación de las capas del pavimento de una carretera. No se utiliza en la construcción de cimentaciones. Tabla 1.6 Actividades de minerales de arcilla. Mineral Esmectitas Ilita Caolinita Haloysita (4H2O) Haloysita (2H2O) Atapulgita Alofana Actividad (A) 1- 7 0.5- 1 0.5 0.5 0.1 0.5- 1.2 0.5- 1.2 18 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Sistema de la AASHTO El Sistema de clasificación de suelos de la AASHTO fue propuesto originalmente para el Highway Research Board´s Committee on Classification of Materials for Subgrades and Granular Type Roads (1945). De acuerdo con la forma presente de este sistema, los suelos se pueden clasificar según ocho grupos principales, A-1 a A-8, con base en su distribución granulométrica, límite líquido e índice de plasticidad. Los suelos listados en los grupos A-1, A-2 y A-3 son materiales de grano grueso, y aquellos en los grupos A-4, A-5, A-6 y A-7 son materiales de grano fino. La turba, el fango y otros suelos altamente orgánicos se clasifican en el grupo A-8 y se identifican mediante una inspección visual. El sistema de clasificación de la AASHTO (para suelos A-1 a A-7) se presenta en la tabla 1.7. Observe que el grupo A-7 incluye dos tipos de suelos. Para el tipo A-7-5, el índice de Tabla 1.7 Sistema de clasificación de suelos de la AASHTO Materiales granulares (35% o menos de la muestra total pasa la malla núm. 200) Clasificación general A-1 Clasificación de grupo Análisis por mallas (% que pasa) Malla núm. 10 Malla núm. 40 Malla núm. 200 Para la fracción que pasa Malla núm. 40 Límite líquido (LL) Índice de plasticidad (IP) Tipo usual de material A-2 A-1-a A-1-b 50 máx 30 máx 15 máx 50 máx 25 máx 6 máx Fragmentos de roca, grava y arena Clasificación de la capa 51 mín 10 máx A-2-4 A-2-5 A-2-6 A-2-7 35 máx 35 máx 35 máx 35 máx 40 máx 41 mín 40 máx 41 mín 10 máx 10 máx 11 mín 11 mín Grava y arena limosa o arcillosa No plástico Arena fina Excelente a buena Materiales de limo y arcilla (más de 35% de la muestra total pasa la malla núm. 200) Clasificación general Clasificación de grupo A-3 A-4 A-5 A-6 A-7 A-7-5a A-7-6b Análisis por mallas (% que pasa) Malla núm. 10 Malla núm. 40 Malla núm. 200 Para la fracción que pasa Malla núm. 40 Límite líquido (LL) Índice de plasticidad (IP) Tipo usual de material Calificación subrasante Si IP < LL 2 30, la clasificación es A-7-5. Si IP . LL 2 30, la clasificación es A-7-6. a b 36 mín 36 mín 40 máx 41 mín 10 máx 10 máx Principalmente suelos limosos 36 mín 36 mínn 40 máx 41 mín 11 mín 11 mín Principalmente suelos arcillosos Regular a malo 1.9 Sistemas de clasificación de suelos 19 plasticidad del suelo es menor que o igual al límite líquido menos 30. Para el tipo A-7-6, el índice de plasticidad es mayor que el límite líquido menos 30. Para la evaluación cualitativa de la conveniencia de un suelo como material de capa subrasante de un camino, también se desarrolló un número al que se le refiere como índice de grupo (IG). Entre mayor sea el valor del índice de grupo para un suelo dado, más deficiente será el desempeño del suelo como capa subrasante. Un índice de grupo de 20 o mayor indica un material muy deficiente para utilizarlo como capa subrasante. La fórmula para el índice de grupo es IG 5 (F200 2 35) 0.2 1 0.005(LL 2 40) 1 0.01(F200 2 15) (IP 2 10) (1.28) donde F200 5 porcentaje que pasa la malla núm. 200, expresado como un número entero LL 5 límite líquido IP 5 índice de plasticidad Al calcular el índice de grupo para un suelo que pertenece al grupo A-2-6 o al A-2-7, sólo se utiliza la ecuación parcial del índice de grupo que se relaciona con el índice de plasticidad: IG 5 0.01(F200 2 15) (IP 2 10) (1.29) El índice de grupo se redondea al número entero más cercano y se escribe al lado del grupo de suelo entre paréntesis; por ejemplo, A-4 ()* Z Grupo de suelo (5) ()* Índice de grupo El índice de grupo para suelos que se encuentran en los grupos A-1-a, A-1-b, A-3, A-2-4 y A-2-5 siempre es cero. Sistema unificado El Sistema unificado de clasificación de suelos (Unified Soil Classification System) lo propuso originalmente A. Casagrande en 1942 y más tarde lo revisó y adoptó el United States Bureau of Reclamation y el US Army Corps of Engineers. En la actualidad el sistema se utiliza prácticamente en todo el trabajo geotécnico. En el sistema unificado se utilizan los símbolos siguientes para fines de identificación: Símbolo G Descripción Grava S M C O Pt H L W P Arena Limo Arcilla Limos Turba y suelos Alta Baja Bien Mal orgánicos altamente plasticidad plasticidad graduado graduado y arcilla orgánicos 20 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo 70 Índice de plasticidad, IP 60 Línea U IP  0.9 (LL  8) 50 40 CL o OL 30 20 CL  ML ML o OL 10 0 0 10 20 30 CH o OH Línea A PI  0.73 (LL  20) MH o OH 40 50 60 70 Límite líquido, LL 80 90 100 Figura 1.5 Gráfica de plasticidad. En la gráfica de plasticidad (figura 1.5) y en la tabla 1.8 se muestra el procedimiento para determinar los símbolos de grupo para varios tipos de suelos. Al clasificar un suelo se debe proporcionar el nombre del grupo que generalmente describe el suelo, junto con el símbolo respectivo. En las figuras 1.6, 1.7 y 1.8 se presentan los diagramas de flujo para obtener los nombres de grupos para suelos de grano grueso, suelos inorgánicos de grano fino y suelos orgánicos de grano fino, respectivamente. Ejemplo 1.7 Clasifique el suelo siguiente mediante el sistema de clasificación de la AASHTO. Porcentaje que pasa la malla núm. 4 Porcentaje que pasa la malla núm. 10 Porcentaje que pasa la malla núm. 40 Porcentaje que pasa la malla núm. 200 Límite líquido Índice de plasticidad 5 92 5 87 5 65 5 30 5 22 58 Solución En la tabla 1.7 se indica que se trata de un material granular ya que menos de 35% pasa la malla núm. 200. Con LL 5 22 (es decir, menos que 40) e IP 5 8 (es decir, menos que 10), el suelo pertenece al grupo A-2-4. El suelo es A-2-4(0). Limos y arcillas Límite líquido 50 o mayor Limos y arcillas Límite líquido menor que 50 Arenas 50% o más de la fracción gruesa pasa la malla núm. 4 Gravas Más de 50% de la fracción gruesa retenida en la malla núm. 4 b Con base en el material que pasa la malla de 75 mm (3 in). Si la muestra de campo contenía cantos rodados o piedra bola, o ambos, agregue “con cantos rodados o piedra bola, o ambos” al nombre de grupo. c Gravas con 5 a 12% de finos requieren símbolos dobles: grava bien graduada con limo, GW-GM; grava bien graduada con arcilla, GW-GC; grava mal graduada con limo, GP-GM; grava mal graduada con arcilla, GP-GC. d Arenas con 5 a 12% de finos requieren símbolos dobles: arena bien graduada con limo SW-SM; arena bien graduada con arcilla SW-SC; arena mal graduada con limo SP-SM; arena mal graduada con arcilla SP-SC. a Suelos altamente orgánicos Suelos de grano fino 50% o más pasa la malla núm. 200 Suelos de grano grueso Más de 50% retenido en la malla núm. 200 Límite líquido—no secado , 0.75 Cu 5 D60 /D10 Cc 5 (D30 ) D10 3 D60 f Si el suelo contiene > 15% de arena, agregue “con arena” al nombre de grupo. g Si los finos se clasifican como CL-ML, utilice el símbolo doble GC-GM o SC-SM. h Si los finos son orgánicos, agregue “con finos orgánicos” al nombre de grupo. i Si el suelo contiene > 15% de grava, agregue “con grava” al nombre de grupo. j Si los límites de Atterberg se encuentran en el área sombreada, el suelo es una arcilla limosa, CL-ML. e 2 PT Limo orgánico k, l, m, q Turba Arcilla orgánica k, l, m, p Limo de alta compresibilidad k, l, m, n Limo orgánico k, l, m, o Arcilla de alta compresibilidad k, l, m, n Arcilla orgánica k, l, m, n Limo de baja compresibilidad k, l, m Arcilla de baja compresibilidad k, l, m Arena limosa g, h, i Arena arcillosa g, h, i Arena mal graduada i Arena bien graduada i Grava arcillosa f, g, h Si el suelo contiene 15 a 29% más la malla núm. 200, agregue “con arena” o “con grava,” lo que predomine. l Si el suelo contiene > 30% más la malla núm. 200, predominantemente arena, agregue “arenoso” al nombre de grupo. m Si el suelo contiene > 30% más la malla núm. 200, predominantemente grava, agregue “gravoso” al nombre de grupo. n Si IP > 4 y se encuentra en o arriba de la línea “A.” o Si IP , 4 o se encuentra debajo de la línea “A.” p Si IP se encuentra en o arriba de la línea “A.” q Si IP se encuentra debajo de la línea “A.” k OH MH Límite líquido—secado en horno CH IP se encuentra debajo de la línea “A” , 0.75 IP se encuentra en o arriba de la línea “A” Límite líquido—no secado Límite líquido—secado en horno OL ML Los finos se clasifican como CL o CH CL SP Cu , 6 y/o 1 . Cc . 3e IP , 4 o se encuentra debajo de la línea “A”j SW IP . 7 y se encuentra en o arriba de la línea “A”j GC Los finos se clasifican como CL o CH Cu > 6 y 1 < Cc < 3e SM SC GM Los finos se clasifican como ML o MH Los finos se clasifican como ML o MH Grava mal graduada f GP Grava limosa f, g, h Grava bien graduada f GW Clasificación del suelo Nombre de grupob Cu > 4 y 1 < Cc < 3e Cu , 4 y/o 1 . Cc . 3e Principalmente materia orgánica, de color oscuro y olor orgánico Orgánicos Inorgánicos Orgánicos Inorgánicos Arena con finos Más de 12% finosd Arenas limpias Menos de 5% finosd Gravas con finos Más de 12% finosc Gravas limpias Menos de 5% finosc Criterios para asignar símbolos y nombres de grupo utilizando pruebas de laboratorioa Símbolo de grupo Tabla 1.8 Gráfica de la Unified Soil Classification (según la ASTM, 2009) (ASTM D2487-98: Práctica estándar para la clasificación de suelos para fines ingenieriles (Unified Soil Classification). Derechos de autor de la ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso). 1.9 Sistemas de clasificación de suelos 21  12% finos 5-12% finos  5% finos  12% finos 5-12% finos finos  ML o MH GC GC-GM finos  CL-ML Cu  6 y/o 1  Cc  3 SW-SM SM SC SC-SM finos  CL o CH finos  CL-ML SP-SC SP-SM SW-SC finos  ML o MH finos  CL, CH (o CL-ML) finos  ML o MH finos  CL, CH (o CL-ML) SP Cu  6 y/o 1  Cc  3 Cu  6 y 1  Cc  3 SW finos  ML o MH GM finos  CL o CH GP-GC GP-GM finos  ML o MH finos  CL, CH (o CL-ML) finos  ML o MH GW-GM GW-GC Cu  6 y 1  Cc  3 Cu  4 y/o 1  Cc  3 finos  CL, CH (o CL-ML) GP Cu  4 y/o 1  Cc  3 Cu  4 y 1  Cc  3 GW Cu  4 y 1  Cc  3 Arena mal graduada con limo Arena mal graduada con limo y grava Arena mal graduada con arcilla (o arcilla limosa) Arena mal graduada con arcilla y grava (o arcilla limosa y grava) Arena limosa Arena limosa con grava Arena arcillosa Arena arcillosa con grava Arena limosa-arcillosa Arena limosa-arcillosa con grava  15% grava  15% 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  15% grava  15% grava  15% grava  15% grava Grava limosa Grava limosa con arena Grava arcillosa Grava arcillosa con arena Grava limosa-arcillosa Grava limosa-arcillosa con arena  15% arena  15% arena  15% arena  15% arena  15% arena  15% arena Arena bien graduada con limo Arena bien graduada con limo y grava Arena bien graduada con arcilla (o arcilla limosa) Arena bien graduada con arcilla y grava (o arcilla limosa y grava) Grava mal graduada con limo Grava mal graduada con limo y arena Grava mal graduada con arcilla (o arcilla limosa) Grava mal graduada con arcilla y arena (o arcilla limosa y arena)  15% arena  15% arena  15% arena  15% arena  15% grava  15% grava  15% grava  15% grava Grava bien graduada con limo Grava bien graduada con limo y arena Grava bien graduada con arcilla (o arcilla limosa) Grava bien graduada con arcilla y arena (o arcilla limosa y arena) Grava bien graduada Grava bien graduada con arena Grava mal graduada Grava mal graduada con arena  15% arena  15% arena  15% arena  15% arena  15% arena  15% arena  15% arena  15% arena Nombre de grupo Figura 1.6 Diagrama de flujo para clasificar suelos de grano grueso (más de 50% retenido en la malla núm. 200) (según ASTM, 2009) (ASTM D2487-98: Práctica estándar para clasificación de suelos para fines ingenieriles (Unified Soil Classification). Derechos de autor ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso). Arena % arena  % grava Grava % grava  % arena  5% finos Símbolo de grupo 22 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo ( ) OL ML ) OH IP se encuentra MH debajo de la línea “A” IP se encuentra en CH o arriba de la línea “A” LL—secado en horno  0.75 LL—no secado LL—secado en horno  0.75 Orgánico LL—no secado ( Inorgánico Orgánico IP  4 o se encuentra debajo de la línea “A” CL-ML CL  15% más la malla núm. 200 15−29% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200 Consulte la figura 1.8 % arena  % grava % arena  % grava  15% más la malla núm. 200 15-29% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200 % arena  % grava % arena  % grava  15% más la malla núm. 200 15−29% más la malla núm. 200 % arena  % grava  30% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200 Consulte la figura 1.8 % arena  % grava  15% más la malla núm. 200 15−29% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200 % arena  % grava  30% más la malla núm. 200 % arena  % grava % arena  % grava  30% más la malla núm. 200 % arena  % grava  15% más la malla núm. 200 15−29% más la malla núm. 200 % 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 % arena  % grava % arena  % grava  15% grava  15% grava  15% arena  15% arena % arena  % grava % arena  % grava  15% grava  15% grava  15% arena  15% arena Limo elástico Limo elástico con arena Limo elástico con grava Limo elástico arenoso Limo elástico arenoso con grava limo elástico gravoso Limo elástico gravoso con arena Arcilla gruesa Arcilla gruesa con arena Arcilla gruesa con grava Arcilla gruesa arenosa Arcilla gruesa arenosa con grava Arcilla gruesa gravosa Arcilla gruesa gravosa con arena Limo Limo con arcilla Limo con grava Limo arenoso Limo arenoso con grava Limo gravoso Limo gravoso con arena Arcilla limosa Arcilla limosa con arena Arcilla limosa con grava Arcilla arenosa-limosa Arcilla arenosa-limosa con grava Arcilla gravosa-limosa Arcilla gravosa-limosa con arena Arcilla fina Arcilla fina con arena Arcilla fina con grava Arcilla fina arenosa Arcilla fina arenosa con grava Arcilla fina gravosa Arcilla fina gravosa con arena Nombre de grupo Figura 1.7 Diagrama de flujo para clasificar suelos de grano fino (50% o más pasa la malla núm. 200) (según ASTM, 2009) (ASTM D2487-98: Práctica estándar para clasificar suelos para fines ingenieriles (Unified Soil Classification). Derechos de autor ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso). LL  50 LL  50 Inorgánico 4  IP  7 y se encuentra en o arriba de la línea “A” IP  7 y se encuentra en o arriba de la línea “A”  30% más la malla núm. 200 Símbolo de grupo 1.9 Sistemas de clasificación de suelos 23 Se encuentra debajo de la línea “A” Se encuentra en o arriba de la línea “A” IP 4 y se encuentra debajo de la línea “A” IP  4 y se encuentra en o arriba de la línea “A”  30% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200 % arena  % grava % arena  % grava  15% más la malla núm. 200 15-29% más la malla núm. 200 % arena  % grava % arena  % grava  15% más la malla núm. 200 15-29% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200 % arena  % grava % arena  % grava  15% más la malla núm. 200 15-29% más la malla núm. 200 % arena  % grava % arena  % grava  15% más la malla núm. 200 15-29% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200  30% más la malla núm. 200 % 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% sand  15% sand % arena  % grava % arena  % grava  15% grava  15% grava  15% arena  15% arena Limo orgánico Limo orgánico con arena Limo orgánico con grava Limo orgánico arenoso Limo orgánico arenoso con grava Limo orgánico gravoso Limo orgánico gravoso con arena Arcilla orgánica Arcilla orgánica con arena Arcilla orgánica con grava Arcilla orgánica arenosa Arcilla orgánica arenosa con grava Arcilla orgánica gravosa Arcilla orgánica gravosa con arena Limo orgánico Limo orgánico con arena Limo orgánico con grava Limo orgánico arenoso Limo orgánico arenoso con grava Limo orgánico gravoso Limo orgánico gravoso con arena Arcilla orgánica Arcilla orgánica con arena Arcilla orgánica con grava Arcilla orgánica arenosa Arcilla orgánica arenosa con grava Arcilla orgánica gravosa Arcilla orgánica gravosa con arena Nombre de grupo Figura 1.8 Diagrama de flujo para clasificar suelos orgánicos de grano fino (50% o más pasa la malla núm. 200) (según ASTM, 2009) (ASTM D2487-98: Práctica estándar para clasificación de suelos para fines ingenieriles (Unified Soil Classification). Derechos de autor ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso). OH OL Símbolo de grupo 24 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo 1.10 Permeabilidad hidráulica del suelo 25 Ejemplo 1.8 Clasifique el suelo siguiente mediante el Sistema unificado de clasificación de suelos: Porcentaje que pasa la malla núm. 4 Porcentaje que pasa la malla núm. 10 Porcentaje que pasa la malla núm. 40 Porcentaje que pasa la malla núm. 200 Límite líquido Índice de plasticidad 5 82 5 71 5 64 5 41 5 31 5 12 Solución Como datos se tiene que F200 5 41, LL 5 31 e IP 5 12. Como 59% de la muestra se retiene en la malla núm. 200, el suelo es un material de grano grueso. El porcentaje que pasa la malla núm. 4 es 82, por lo tanto, 18% se retiene en la malla núm. 4 (fracción de grava). La fracción gruesa que pasa la malla núm. 4 (fracción de arena) es 59 – 18 5 41% (lo que es mayor que 50% de la fracción gruesa total). De aquí que la muestra sea un suelo arenoso. Ahora, consultando la tabla 1.8 y la figura 1.5, se identifica el símbolo de grupo del suelo como SC. De nuevo de la figura 1.6, puesto que la fracción de grava es mayor que 15%, el nombre de grupo es arena arcillosa con grava. 1.10 Permeabilidad hidráulica del suelo Los espacios vacíos, o poros, entre granos del suelo permiten que el agua fluya a través de ellos. En mecánica de suelos e ingeniería de cimentaciones se debe conocer cuánta agua fluye a través de un suelo por tiempo unitario. Este conocimiento se requiere para diseñar presas de tierra, para determinar la cantidad de filtraciones debajo de estructuras hidráulicas y para desaguar cimentaciones antes y después de su construcción. Darcy (1856) propuso la ecuación siguiente (figura 1.9) para calcular la velocidad del flujo de agua a través de un suelo: v 5 ki (1.30) En esta ecuación, v 5 velocidad de descarga (unidad: cmYs) k 5 permeabilidad hidráulica del suelo (unidad: cmYs) i 5 gradiente hidráulico El gradiente hidráulico se define como i5 Dh L donde Dh 5 diferencia de carga piezométrica entre las secciones AA y BB L 5 distancia entre las secciones AA y BB (Nota: Las secciones AA y BB son perpendiculares a la dirección del flujo.) (1.31) 26 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo h A B Dirección del flujo Suelo A Dirección del flujo L B Figura 1.9 Definición de la ley de Darcy. La ley de Darcy [ecuación (1.30)] es válida para una gran variedad de suelos. Sin embargo, con materiales como grava limpia y pedraplenes de graduación abierta, esta ley no funciona debido a la naturaleza turbulenta del flujo a través de ellos. El valor de la permeabilidad hidráulica de los suelos varía en gran medida. En el laboratorio se puede determinar por medio de pruebas de permeabilidad con carga constante o carga variable. La prueba con carga constante es más adecuada para suelos gruesos. En la tabla 1.9 se indica el intervalo general de los valores de k de varios suelos. En suelos granulares, el valor depende principalmente de la relación de vacíos. En el pasado se propusieron varias ecuaciones para relacionar el valor de k con la relación de vacíos en suelos granulares. No obstante, el autor recomienda utilizar la ecuación siguiente (también consulte Carrier, 2003): k~ e3 11e (1.32) donde k 5 permeabilidad hidráulica e 5 relación de vacíos Chapuis (2004) propuso una relación empírica para k en conjunto con la ecuación (1.32) como k(cm s) 5 2.4622 D210 e3 (1 1 e) 0.7825 donde D 5 tamaño efectivo (mm). Tabla 1.9 Intervalo de la permeabilidad hidráulica para varios suelos. Tipo de suelo Permeabilidad hidráulica, k (cm/s) Grava media a gruesa Arena gruesa a fina Arena fina, arena limosa Limo, limo arcilloso, arcilla limosa Arcillas Mayor que 10 21 10 21 a 10 23 10 23 a 10 25 10 24 a 10 26 10 27 o menor (1.33) 1.10 Permeabilidad hidráulica del suelo 27 La ecuación anterior es válida para arena y grava naturales y uniformes para predecir k que se encuentre en el intervalo de 1021 a 1023 cmYs. Ésta se puede ampliar a arenas arcillosas naturales sin plasticidad. No es válida para materiales triturados o suelos limosos con cierta plasticidad. Con base en resultados experimentales de laboratorio, Amer y Awad (1974) propusieron la relación siguiente para k en un suelo granular: k 5 3.5 3 1024 rw e3 C 0.6D2.32 1 1 e u 10 h (1.34) donde k está en cmYs Cu 5 coeficiente de uniformidad D10 5 tamaño efectivo (mm) rw 5 densidad del agua (gYcm3) h 5 viscosidad (g·sYcm2) A 20°C, rw 5 1 gYcm3 y h < 0.1 3 1024 g·sYcm2. Por lo tanto, k 5 3.5 3 1024 e3 1 C 0.6D2.32 1 1 e u 10 0.1 3 1024 o k (cm sec) 5 35 e3 C 0.6D2.32 1 1 e u 10 (1.35) Permeabilidad hidráulica de suelos cohesivos De acuerdo con observaciones experimentales, Samarasinghe, Huang y Drnevich (1982) sugirieron que la permeabilidad hidráulica de arcillas normalmente consolidadas se podría obtener mediante la ecuación k5C en 11e (1.36) donde C y n son constantes que se deben determinar de manera experimental. Algunas otras relaciones empíricas para estimar la permeabilidad hidráulica en suelos arcillosos se dan en la tabla 1.10. Sin embargo, se debe tener en cuenta que cualquier relación Tabla 1.10 Relaciones empíricas para estimar la permeabilidad hidráulica en un suelo arcilloso. Tipo de suelo Fuente Relacióna Arcilla Mesri y Olson (1971) log k Taylor (1948) a k0 k Ck permeabilidad hidráulica in situ a una relación de vacíos e0 permeabilidad hidráulica a una relación de vacíos e índice del cambio de la permeabilidad hidráulica A log e + B e0 2 e log k 5 log k0 2 Ck Ck 0.5e0 28 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo IP + CF = 1.25 2.8 1.0 Relación de vacíos, e 2.4 2.0 0.75 1.6 1.2 0.5 0.8 0.4 10–11 10–10 10–9 5 × 10–9 k (m/seg) Figura 1.10 Variación de la relación de vacíos con la permeabilidad hidráulica de suelos arcillosos (según Tavenas y colaboradores, 1983). empírica de este tipo es para sólo obtener una estimación, ya que la magnitud de k es un parámetro altamente variable y depende de varios factores. Tavenas y colaboradores (1983) también proporcionan una correlación entre la relación de vacíos y la permeabilidad hidráulica de un suelo arcilloso. Esta correlación se muestra en la figura 1.10. Sin embargo, un punto importante que se debe observar es que en la figura 6.10, IP, el índice de plasticidad, y CF, la fracción de tamaño de arcilla en el suelo, están en forma fraccional (decimal). 1.11 Filtración en régimen establecido En la mayoría de los casos de filtración bajo estructuras hidráulicas, la trayectoria de flujo cambia de dirección y no es uniforme sobre toda el área. En esos casos, una manera de determinar la tasa de filtración es mediante una elaboración gráfica denominada red de flujo, que es un concepto basado en la teoría de la continuidad de Laplace. De acuerdo con esta teoría, para una condición en régimen de flujo establecido, el flujo en cualquier punto A (figura 1.11) se puede representar mediante la ecuación kx '2h '2h '2h 1 k 1 k 50 y z 'x2 'y2 'z2 (1.37) donde kx, ky, kz 5 permeabilidad hidráulica del suelo en las direcciones x y z, respectivamente h 5 carga hidráulica en el punto A (es decir, la carga de agua que un piezómetro colocado en A indicaría con el nivel de agua corriente abajo como referencia, como se muestra en la figura 1.11) Para una condición de flujo bidimensional, como se muestra en la figura 1.11, '2h 50 '2y 1.11 Filtración en régimen establecido 29 Nivel del agua Piezómetros hmáx h O O Línea de flujo y B D C A Nivel del agua D x Capa de suelo permeable Línea equipotencial F E Roca z Figura 1.11 Filtración en régimen establecido. por lo tanto, la ecuación (1.37) adopta la forma kx '2h '2h 1 k 50 z 'x2 'z2 (1.38) Si el suelo es isotrópico respecto a la permeabilidad hidráulica, kx 5 kz 5 k y '2h '2h 1 50 'x2 'z2 (1.39) La ecuación (1.39), a la cual se le refiere como ecuación de Laplace y que es válida para flujo confinado, representa dos conjuntos de curvas ortogonales conocidos como líneas de flujo y líneas equipotenciales. Una red de flujo es una combinación de numerosas líneas equipotenciales y líneas de flujo. Una línea de flujo es una trayectoria que una partícula de agua seguirá al viajar del lado corriente arriba al lado corriente abajo. Una línea equipotencial es una línea a lo largo de la cual el agua, en piezómetros, subiría a la misma elevación. (Consulte la figura 1.11.) Al trazar la red de flujo es necesario establecer las condiciones de frontera. Por ejemplo, en la figura 1.11, las superficies del terreno en los lados corriente arriba (OO9) y corriente abajo (DD9) son líneas equipotenciales. La base de la presa debajo de la superficie del terreno, O9BCD, es una línea de flujo. La parte superior de la superficie de roca, EF, también es una línea de flujo. Una vez que se establecen las condiciones de frontera, se traza una cantidad de líneas de flujo y equipotenciales mediante prueba y error tal que todos los elementos en la red tengan la misma relación longitudYancho (LYB). En la mayoría de los casos, LYB se mantiene igual a 1, es decir, los elementos se trazan como “cuadrados” curvilíneos. Este método se ilustra por la red de flujo de la figura 1.12. Observe que todas las líneas de flujo deben intersecar todas las líneas equipotenciales a ángulos rectos. Una vez que se ha trazado la red de flujo, la filtración (en tiempo unitario por longitud unitaria de la estructura) se puede calcular como q 5 khmáx Nf Nd n (1.40) 30 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Nivel del agua hmáx Nivel del agua B Capa de suelo permeable kx  kz L Roca Figura 1.12 Red de flujo. donde Nf 5 número de canales de flujo Nd 5 número de caídas n 5 relación anchoYlongitud de los elementos de flujo en la red de flujo (BYL) hmáx 5 diferencia en el nivel de agua entre los lados corriente arriba y corriente abajo El espacio entre dos líneas de flujo consecutivas se define como canal de flujo y el espacio entre dos líneas equipotenciales consecutivas se denomina caída. En la figura 1.12, Nf 5 2, Nd 5 7 y n 5 1. Cuando se trazan elementos cuadrados en una red de flujo. q 5 khmáx 1.12 Nf Nd (1.41) Esfuerzo efectivo El esfuerzo total en un punto dado en una masa de suelo se puede expresar como s 5 sr 1 u (1.42) donde s 5 esfuerzo total s9 5 esfuerzo efectivo u 5 presión de poro del agua El esfuerzo efectivo, s9, es la componente vertical de las fuerzas en puntos de contacto de sólido con sólido sobre un área de sección transversal unitaria. Con referencia a la figura 1.13a, en el punto A s 5 gh1 1 gsath2 u 5 h2gw donde gw 5 peso unitario del agua gsat 5 peso unitario saturado del suelo 1.12 Esfuerzo efectivo 31 h Nivel del agua Peso específico = g h1 h2 B Nivel de aguas freáticas h1 Agua Peso específico saturado = gsat A h2 Peso específico saturado = gsat A F2 F1 X Flujo de agua a) b) Figura 1.13 Cálculo del esfuerzo efectivo. Por lo tanto sr 5 (gh1 1 gsath2 ) 2 (h2gw ) 5 gh1 1 h2 (gsat 2 gw ) 5 gh1 1 grh2 (1.43) donde g9 5 peso unitario efectivo o sumergido del suelo. Para el problema en la figura 1.13a, no hubo filtración de agua en el suelo. En la figura 1.13b se muestra una condición simple en un perfil de suelo en el cual hay filtración ascendente. Para este caso, en el punto A, s 5 h1gw 1 h2gsat y u 5 (h1 1 h2 1 h)gw Entonces, de la ecuación (1.42), sr 5 s 2 u 5 (h1gw 1 h2gsat ) 2 (h1 1 h2 1 h)gw 5 h2 (gsat 2 gw ) 2 hgw 5 h2gr 2 hgw o sr 5 h2 gr 2 h g 5 h2 (gr 2 igw ) h2 w (1.44) Observe en la ecuación (1.44) que hYh2 es el gradiente hidráulico i. Si el gradiente hidráulico es muy alto, de manera que g9 – igw resulta cero, el esfuerzo efectivo será cero. En otras palabras, no hay esfuerzo de contacto entre las partículas del suelo y la estructura del suelo se romperá. A esta situación se le refiere como condición rápida o falla por levantamiento. Por lo tanto, para el levantamiento, i 5 icr 5 gr Gs 2 1 5 gw 11e (1.45) 32 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo donde icr 5 gradiente hidráulico crítico Para la mayoría de los suelos arenosos, icr varía de 0.9 a 1.1, con un promedio cercano a 1. 1.13 Consolidación En el campo cuando el esfuerzo sobre una capa de arcilla saturada se incrementa, por ejemplo, por la construcción de una cimentación, la presión de poro del agua en la arcilla aumentará. Dado que la permeabilidad hidráulica de las arcillas es muy pequeña, se requerirá de determinado tiempo para que se disipe el exceso de presión de poro del agua y que el aumento en el esfuerzo se transfiera al armazón sólido. De acuerdo con la figura 1.14, si Ds es una sobrecarga en la superficie del terreno sobre un área muy grande, el incremento en el esfuerzo total a cualquier profundidad de la capa de arcilla será igual a Ds. Sin embargo, en el tiempo t 5 0 (es decir, inmediatamente después de aplicar el esfuerzo), el exceso de presión de poro del agua a cualquier profundidad Du será igual a Ds, o Du 5 Dhigw 5 Ds (en el tiempo t 5 0) De aquí que el incremento en el esfuerzo efectivo en el tiempo t 5 0 será Dsr 5 Ds 2 Du 5 0 En teoría, en el tiempo t 5 `, cuando todo el exceso de presión de poro del agua exceso en la capa de arcilla se ha disipado como resultado del drenaje hacia las capas de arena, Du 5 0 (en el tiempo t 5 ` ) Entonces el incremento en el esfuerzo efectivo en la capa de arcilla es Dsr 5 Ds 2 Du 5 Ds 2 0 5 Ds Este incremento gradual en el esfuerzo efectivo en la capa de arcilla ocasionará un asentamiento durante un periodo y se le refiere como consolidación. Se pueden efectuar pruebas de laboratorio en muestras de arcilla saturada sin alterar (ASTM Test Designation D-2435) para determinar el asentamiento por consolidación ocasionado por varias cargas incrementales. Las muestras de prueba suelen ser de 63.5 mm de diámetro y 25.4 mm s Inmediatamente después de la carga: tiempo t = 0 hi Nivel freático Arena Arcilla Arena Figura 1.14 Principios de la consolidación. 1.13 Consolidación 33 de altura. Las muestras se colocan dentro de un anillo, con una piedra porosa en la parte superior y otra en la parte inferior de la muestra (figura 1.15a). Luego se aplica una carga a la muestra de manera que el esfuerzo vertical total es igual a s. Durante 24 horas o más se toman periódicamente lecturas del asentamiento de la muestra. Después, la carga sobre la muestra se duplica y se toman más lecturas del asentamiento. En todo momento durante la prueba, la muestra se mantiene bajo agua. El procedimiento continúa hasta que se alcance el límite deseado del esfuerzo en la muestra de arcilla. Con base en las pruebas de laboratorio, se elabora una gráfica que muestre la variación de la relación de vacíos e al final de la consolidación contra el esfuerzo vertical efectivo correspondiente s9. (En papel semilogarítmico, e se traza en la escala aritmética y s9 en la escala logarítmica.) En la figura 1.15b se muestra la naturaleza de la variación de e contra log s9 para una muestra de arcilla. Después de que se ha alcanzado la presión de consolidación deseada, la muestra puede descargarse gradualmente, lo que resultará en la expansión de la muestra. En la figura también se muestra la variación de la relación de vacíos durante el periodo de descarga. A partir de la curva e-log s9 que se muestra en la figura 1.15b, se pueden determinar tres parámetros necesarios para calcular el asentamiento en el campo. Éstos son la presión de preconsolidación s9c , el índice de compresión (Cc) y el índice de expansión (Cs). Las siguientes son descripciones más detalladas de cada uno de los parámetros. Medidor de carátula Carga Nivel del agua Piedra porosa Anillo Muestra de suelo Piedra porosa a) 2.3 sc 2.2 O Relación de vacíos, e 2.1 D A 2.0 C 1.9 (e1, s1 ) 1.8 B Pendiente  Cc 1.7 (e3, s3 ) 1.6 Pendiente  Cs 1.5 (e4, s4 ) (e2, s2 ) 1.4 10 100 Presión efectiva, s (kN/m2) b) 400 Figura 1.15 a) Diagrama esquemático de la configuración de la prueba de consolidación; b) curva e-log s9 para una arcilla suave del este de San Louis, Illinois. (Nota: Al final de la consolidación s 5 s9.) 34 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Presión de preconsolidación La presión de preconsolidación, s9c , es la presión de sobrecarga máxima después de la efectiva a la que se ha sometido la muestra de suelo. Se puede determinar utilizando un procedimiento gráfico simple propuesto por Casagrande (1936). El procedimiento comprende cinco pasos (consulte la figura 1.15b): a. Determine el punto O en la curva e-log s9 que tenga la curvatura más pronunciada (es decir, el radio de curvatura menor). b. Trace una línea horizontal OA. c. Trace una línea OB que sea tangente a la curva e-log s9 en O. d. Trace una línea OC que divida en dos partes iguales el ángulo AOB. e. Prolongue la parte de la línea recta de la curva e-log s9 hacia atrás hasta intersecar OC. Este es el punto D. La presión que corresponde a este punto D es la presión de preconsolidación s9c. Los depósitos naturales de suelos pueden estar normalmente consolidados o sobreconsolidados (o preconsolidados). Si la presión de sobrecarga efectiva presente s9 5 s9o es igual a la presión de preconsolidación s9c el suelo está normalmente consolidado. Sin embargo, si s9o , s9c, el suelo está sobreconsolidado. Stas y Kulhawy (1984) correlacionaron la presión de preconsolidación con el índice líquido en la forma siguiente: scr 5 10(1.1121.62 IL) pa (1.46) donde pa 5 presión atmosférica (< 100 kNYm2) IL 5 índice de liquidez Kulhawy y Mayne (1990) propusieron una correlación similar basada en el trabajo de Wood (1983) como sor scr 5 sor 10 122.5IL21.25loga pa (1.47) donde s9o 5 presión de sobrecarga efectiva in situ. Nagaraj y Murthy (1985) propusieron una correlación entre s9c y la presión de sobrecarga efectiva in situ que se puede expresar como 1.122 2 log sor (kN m2 ) 5 eo 2 0.0463log sor (kN m2 ) eL 0.188 donde s9o 5 presión de sobrecarga efectiva in situ eo 5 relación de vacíos in situ LL(%) Gs 100 Gs 5 gravedad específica de los sólidos del suelo. eL 5 relación de vacíos en el límite líquido 5 (1.48) 1.13 Consolidación 35 Índice de compresión El índice de compresión, Cc, es la pendiente de la parte de la línea recta (la última parte) de la curva de carga, o Cc 5 e1 2 e2 e1 2 e2 5 log s2r 2 log s1r s2r log s1r (1.49) donde e1 y e2 son las relaciones de vacíos al final de la consolidación ante los esfuerzos efectivos s91 y s92, respectivamente. El índice de compresión, según su determinación con la curva e-log s9 en el laboratorio, será algo diferente del encontrado en el campo. La razón principal es que el suelo se remoldea a sí mismo hasta cierto punto durante la exploración de campo. La naturaleza de la variación de la curva e-log s9 en el campo para una arcilla normalmente consolidada se muestra en la figura 1.16. La curva, a la que se le refiere por lo general como curva virgen de compresión, interseca aproximadamente la curva de laboratorio a una relación de vacíos de 0.42eo (Terzaghi y Peck, 1967). Observe que eo es la relación de vacíos de la arcilla en el campo. Al conocer los valores de eo y s9c, es fácil trazar la curva virgen y calcular su índice de compresión utilizando la ecuación (1.49). El valor de Cc puede variar ampliamente, dependiendo del suelo. Skempton (1944) dio la correlación empírica siguiente para el índice de compresión en el que Cc 5 0.009(LL 2 10) (1.50) donde LL 5 límite líquido. Además de Skempton, varios otros investigadores también propusieron correlaciones para el índice de compresión. Algunas de éstas son las siguientes: Rendon-Herrero (1983): Cc 5 0.141G 1.2 s Relación de vacíos, e e0 e1 e2 1 1 eo Gs 2.38 s90 5 s9c Curva virgen de compresión, Pendiente Cc Curva de consolidación de laboratorio 0.42 e0 s91 s92 Presión, s9 (escala log) Figura 1.16 Trazo de la curva virgen de compresión para una arcilla consolidada. (1.51) 36 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Nagaraj y Murty (1985): LL(%) Gs 100 (1.52) no 371.747 2 4.275no (1.53) Cc 5 0.2343 Park y Koumoto (2004): Cc 5 donde no 5 porosidad del suelo in situ. Wroth y Wood (1978): Cc 5 0.5Gs IP(%) 100 (1.54) Si en la ecuación (1.54) se utiliza un valor común de Gs 5 2.7, se obtiene (Kulhawy y Mayne, 1990) Cc 5 IP(%) 74 (1.55) Índice de expansión El índice de expansión, Cs, es la pendiente de la parte de descarga de la curva e-log s9. En la figura 1.15b, se define como Cs 5 e3 2 e4 (1.56) s4r log s3r 1 1 En la mayoría de los casos, el valor del índice de expansión es de 4 a 5 del índice de compresión. Los siguientes son algunos valores representativos de CsYCc para depósitos naturales de suelos: Descripción del suelo Arcilla azul de Boston Arcilla de Chicago Arcilla de Nueva Orleans Arcilla de St. Lawrence Cs , Cc 0.24–0.33 0.15–0.3 0.15–0.28 0.05–0.1 Al índice de expansión también se le refiere como índice de recompresión. La determinación del índice de expansión es importante en la estimación del asentamiento por consolidación de arcillas sobreconsolidadas. En el campo, dependiendo del incremento de presión, una arcilla sobreconsolidada seguirá una trayectoria abc en la curva e-log s9, como se muestra en la figura 1.17. Observe que el punto a, con coordenadas s9o y eo, corresponde a las condiciones de campo antes de cualquier incremento en la presión. El punto b corresponde a la presión de preconsolidación (s9c) de la arcilla. La línea ab es aproximadamente paralela a la curva de descarga cd en el laboratorio (Schmertmann, 1953). De aquí, si se conocen eo, s9o, s9c, Cc y Cs, es fácil trazar la curva de consolidación de campo. Utilizando el modelo Cam-clay modificado y la ecuación (1.54), Kulhawy y Mayne (1990) demostraron que 1.14 Cálculo del asentamiento por consolidación primario 37 Relación Pendiente de vacíos, e Cs s9c a e0 b Curva de consolidación de laboratorio 0.42 e0 d Pendiente Cs s90 Curva virgen de compresión, Pendiente Cc c Presión, s9 (escala log) Figura 1.17 Trazo de la curva de consolidación de campo para una arcilla sobreconsolidada. Cs 5 IP(%) 370 (1.57) Comparando las ecuaciones (1.55) y (1.57), se obtiene 1 Cs < Cc 5 1.14 (1.58) Cálculo del asentamiento por consolidación primario El asentamiento por consolidación primario unidimensional (ocasionado por una carga adicional) de una capa de arcilla (figura 1.18) con espesor Hc se calcula con Sc 5 De H 1 1 eo c (1.59) Presión agregada  s Nivel de agua freática Arena Arcilla Hc Relación de vacíos inicial  eo Arena Presión efectiva promedio antes de la aplicación de la carga  s9o Figura 1.18 Cálculo del asentamiento unidimensional. 38 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo donde Sc 5 asentamiento por consolidación primario De 5 cambio total de la relación de vacíos ocasionada por la aplicación de carga adicional eo 5 relación de vacíos de la arcilla antes de la aplicación de la carga Para arcilla normalmente consolidada (es decir, s9o 5 s9c) De 5 Cc log sor 1 Dsr sor (1.60) donde s9o 5 esfuerzo vertical efectivo promedio sobre la capa de arcilla Ds9 5 Ds (es decir, presión agregada) Ahora, al combinar las ecuaciones (1.59) y (1.60) se obtiene Sc 5 CcHc sor 1 Dsr log 1 1 eo sor (1.61) Para arcilla sobreconsolidada con s9o 1 Ds9 < s9c, De 5 Cs log sor 1 Dsr sor (1.62) Al combinar las ecuaciones (1.59) y (1.62) se obtiene Sc 5 Cs Hc sor 1 Dsr log 1 1 eo sor (1.63) Para arcilla sobreconsolidada, si s9o , s9c , s9o 1 Ds9, entonces De 5 De1 1 De2 5 Cs log scr sor 1 Dsr 1 Cc log sor scr (1.64) Ahora, al combinar las ecuaciones (1.59) y (1.62) da Sc 5 1.15 CsHc scr CcHc sor 1 Dsr log 1 log 1 1 eo sor 1 1 eo scr (1.65) Rapidez de consolidación En la sección 1.13 (consulte la figura 1.14), se mostró que la consolidación es el resultado de la disipación gradual de la presión de poro del agua de una capa de arcilla. La disipación de la presión de poro del agua, a su vez, incrementa el esfuerzo efectivo, lo que induce los asentamientos. De aquí que para estimar el grado de consolidación de una capa de arcilla en un cierto tiempo t después de aplicar una carga, se necesita conocer la rapidez de disipación del exceso de presión de poro del agua. 1.15 Rapidez de consolidación 39 z Nivel de agua freática h u z  2H Arena Arcilla Hc  2H zH t  t2 Ty  Ty(2) t  t1 Ty  Ty(1) A 0 Arena a) z0 b) Figura 1.19 a) Deducción de la ecuación (1.68); b) naturaleza de la variación de Du con el tiempo. En la figura 1.19 se muestra un estrato de arcilla de espesor Hc que tiene capas de arena altamente permeables en sus partes superior e inferior. Aquí, el exceso de presión de poro del agua en cualquier punto A y a cualquier tiempo t después de aplicar la carga es Du 5 (Dh)gw. Para una condición de drenaje vertical (es decir, sólo en la dirección de z) desde el estrato de arcilla, Terzaghi dedujo la ecuación diferencial '2 (Du) '(Du) 5 Cv 't 'z2 (1.66) donde Cv 5 coeficiente de consolidación, definido por Cv 5 k 5 mvgw k De g Dsr(1 1 eav ) w (1.67) en la cual k 5 permeabilidad hidráulica de la arcilla De 5 cambio total de la relación de vacíos ocasionada por un incremento en el esfuerzo efectivo de Ds9 eav 5 relación de vacíos promedio durante la consolidación mv 5 coeficiente de compresibilidad volumétrica 5 DeY[Ds9(1 1 eav)] La ecuación (1.66) se puede manipular para obtener Du como una función del tiempo t con las condiciones de frontera siguientes: 1. Como se tienen estratos de arena altamente permeable ubicados en z 5 0 y z 5 Hc, el exceso de presión de poro del agua desarrollado en la arcilla en esos puntos se disipará de inmediato. Por consiguiente, Du 5 0 en z 5 0 y Du 5 0 en z 5 Hc 5 2H donde H 5 longitud de la trayectoria máxima de drenaje (debido a una condición de drenaje doble, es decir, arriba y abajo de la arcilla). 40 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo 2. En el tiempo t 5 0, Du 5 Du0 5 exceso inicial de presión de poro del agua después de aplicar la carga. Con las condiciones de frontera anteriores, la ecuación (1.66) da m5 ` Du 5 a m50 2( Du0 ) Mz sen M H e 2M Tv 2 (1.68) donde M 5 [(2m + 1) ]Y2 m 5 un entero 5 1, 2, . . . Tv 5 factor de tiempo adimensional 5 (Cvt)YH2 e 5 base de los logaritmos neperianos (1.69) El valor de Du para varios profundidades (es decir, de z 5 0 a z 5 2H) en cualquier tiempo dado t (y, por lo tanto, Tv ) se puede calcular de la ecuación (1.68). La naturaleza de esta variación de Du se muestra en las figuras 1.20a y b. En la figura 1.20c se muestra la variación de DuYDu0 con Tv y HYHc utilizando las ecuaciones (1.68) y (1.69). El grado de consolidación promedio de la capa de arcilla se puede definir como U5 Sc(t) (1.70) Sc(máx) donde Sc(t) 5 asentamiento de una capa de arcilla en el tiempo t después de aplicar la carga Sc(máx) 5 asentamiento por consolidación máximo que puede experimentar la arcilla ante una carga dada Si la distribución de la presión inicial de poro del agua (Du0) es constante con la profundidad, como se muestra en la figura 1.20a, el grado de consolidación promedio también se puede expresar como 2H U5 Sc(t) Sc(máx) 2H 3 ( Du0 )dz 2 3 ( Du)dz 5 0 0 (1.71) 2H 3 (Du0 )dz 0 o 2H ( Du0 )2H 2 3 2H (Du)dz 0 U5 3 512 ( Du0 )2H (Du)dz 0 2H(Du0 ) (1.72) Ahora, al combinar las ecuaciones (1.68) y (1.72), se obtiene U5 Sc(t) Sc(máx) m5 ` 512 a m50 2 2 e 2M Tv M2 (1.73) La variación de U con Tv se puede calcular con la ecuación (1.73) y está trazada en la figura 1.21. Observe que la ecuación (1.73) y, por consiguiente, la figura 1.21 también son válidas cuando un estrato impermeable se ubica abajo de la capa de arcilla (figura 1.20). En ese caso, la disipación 1.15 Rapidez de consolidación 41 Capa altamente permeable (arena) Capa altamente permeable (arena) u en t0 u at t0 u0  Hc  2H u0  Hc  H constante con la profundidad Capa altamente permeable (arena) a) constante con la profundidad Capa impermeable b) 2.0 Ty  0 1.5 H Hc Ty  1 0.9 1.0 0.6 0.5 0.7 0.2 0.3 0.4 Ty  0.1 0.8 0.5 0 0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 Exceso de presión de poro del agua, u Exceso de presión inicial de poro del agua, u0 1.0 c) Figura 1.20 Condición de drenaje para la consolidación: a) drenaje en dos sentidos; b) drenaje en un sentido; c) gráfica de DuYDu0 con Tv y HYHc. del exceso de la presión de poro del agua puede tener lugar sólo en una dirección. Entonces la longitud de la trayectoria máxima de drenaje es igual a H 5 Hc. La variación de Tv con U que se muestra en la figura 1.21 también se puede aproximar por Tv 5 p U% 4 100 2 (para U 5 0 a 60%) (1.74) y Tv 5 1.781 2 0.933 log (100 2 U%) (para U . 60%) (1.75) 42 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Ec (1.74) Ec (1.75) 1.0 Arena Arena 2H = Hc Arcilla H = Hc Arcilla Factor tiempo, Ty 0.8 0.6 Arena u0 = constante 0.4 Roca u0 = constante 0.2 0 0 10 20 30 40 50 60 70 Grado de consolidación promedio, U (%) 80 90 Figura 1.21 Gráfica del factor tiempo contra el grado de consolidación promedio (Du0 5 constante). En la tabla 1.11 se da la variación de Tv con U con base en las ecuaciones (1.74) y (1.75). Sivaram y Swamee (1977) proporcionan la ecuación siguiente para U variando de 0 a 100%: (4Tv p) 0.5 U% 5 100 1 1 (4Tv p) 2.8 0.179 (1.76) o Tv 5 (p 4) (U% 100) 2 (1.77) 1 2 (U% 100) 5.6 0.357 Las ecuaciones (1.76) y (1.77) dan un error en Tv de menos de 1% para 0% , U , 90% y de menos de 3% para 90% , U , 100%. Tabla 1.11 Variación de Tv con U. U (%) 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 Tv 0 0.00008 0.0003 0.00071 0.00126 0.00196 0.00283 0.00385 0.00502 0.00636 0.00785 U (%) Tv U (%) Tv U (%) Tv 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 0.0531 0.0572 0.0615 0.0660 0.0707 0.0754 0.0803 0.0855 0.0907 0.0962 0.102 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 0.212 0.221 0.230 0.239 0.248 0.257 0.267 0.276 0.286 0.297 0.307 78 79 80 81 82 83 84 85 86 87 88 0.529 0.547 0.567 0.588 0.610 0.633 0.658 0.684 0.712 0.742 0.774 1.15 Rapidez de consolidación 43 Tabla 1.11 (Continuación) U (%) 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 Tv U (%) Tv U (%) Tv U (%) Tv 0.0095 0.0113 0.0133 0.0154 0.0177 0.0201 0.0227 0.0254 0.0283 0.0314 0.0346 0.0380 0.0415 0.0452 0.0491 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 51 0.107 0.113 0.119 0.126 0.132 0.138 0.145 0.152 0.159 0.166 0.173 0.181 0.188 0.197 0.204 63 64 65 66 67 68 69 70 71 72 73 74 75 76 77 0.318 0.329 0.304 0.352 0.364 0.377 0.390 0.403 0.417 0.431 0.446 0.461 0.477 0.493 0.511 89 90 91 92 93 94 95 96 97 98 99 100 0.809 0.848 0.891 0.938 0.993 1.055 1.129 1.219 1.336 1.500 1.781 Ejemplo 1.9 De una prueba de consolidación de laboratorio en una arcilla normalmente consolidada se obtuvieron los resultados siguientes: Relación de vacíos al final de la consolidación, e Carga, Ds9 ( kN , m2) 140 212 0.92 0.86 La muestra probada tenía 25.4 mm de espesor y se drenó en los dos lados. El tiempo requerido para que la muestra alcanzara 50% de consolidación fue de 4.5 min. Una capa similar de arcilla en el campo de 2.8 m de espesor y drenada en los dos lados, se sometió a un incremento similar en la presión efectiva promedio (es decir, s0r 5 140 kN m2 y s0r 1 Dsr 5 212 kN m2). Determine: a. El asentamiento por consolidación máximo esperado en el campo. b. El tiempo requerido para que el asentamiento total en el campo alcance 40 mm. (Suponga un incremento inicial uniforme del exceso de presión de poro del agua con la profundidad.) Solución Parte a Para una arcilla normalmente consolidada [ecuación (1.49)], Cc 5 e1 2 e2 s2r log s1r 5 0.92 2 0.86 212 log 140 5 0.333 44 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo De la ecuación (1.61), Sc 5 s0r 1 Dsr CcHc (0.333) (2.8) 212 log 5 log 5 0.0875 m 5 87.5 mm 1 1 e0 s0r 1 1 0.92 140 Parte b De la ecuación (1.70), el grado de consolidación promedio es U5 Sc(t) Sc(máx) 5 40 (100) 5 45.7% 87.5 El coeficiente de consolidación, Cv, se puede calcular a partir de la prueba de laboratorio. De la ecuación (1.69), Tv 5 Cv t H2 Para 50% de consolidación (figura 1.21), Tv 5 0.197, t 5 4.5 min y H 5 HcY2 5 12.7 mm, por lo tanto Cv 5 T50 (0.197) (12.7) 2 H2 5 5 7.061 mm2 min t 4.5 De nuevo, para la consolidación en campo, U 5 45.7%. De la ecuación (1.74) Tv 5 p 4 U% 100 2 5 p 4 45.7 100 2 5 0.164 Pero Tv 5 Cv t H2 o 2 t5 1.16 TvH 2 5 Cv 2.8 3 1000 0.164 2 7.061 5 45 523 min 5 31.6 días Grado de consolidación ante carga de rampa En las relaciones deducidas en la sección 1.15 para el grado de consolidación promedio, se supone que la sobrecarga por área unitaria (Ds) se aplica de manera instantánea en el tiempo t 5 0. Sin embargo, en la mayoría de las situaciones prácticas, Ds aumenta gradualmente con el tiempo hasta un valor máximo y permanece constante después. En la figura 1.22 se muestra Ds aumentando linealmente con el tiempo (t) hasta un máximo en el tiempo tc (una condición denominada 1.16 Grado de consolidación ante carga de rampa 45 z s Arena 2H = Hc Arcilla Arena a) Carga por área unitaria, s s tc b) Tiempo, t Figura 1.22 Consolidación unidimensional debida a una carga de rampa única carga de rampa). Para t $ tc, la magnitud de Ds permanece constante. Olson (1977) consideró este fenómeno y presentó el grado de consolidación promedio, U, en la forma siguiente: Para Tv $ Tc, U5 Tv 2 m5 ` 1 2 12 a M 4 1 2 exp(2M Tv ) Tc Tv m50 (1.78) y para Tv , Tc, U512 2 m5 ` 1 2 2 a M 4 exp(M Tc ) 2 1 exp(2M Tc ) Tc m50 (1.79) donde m, M y Tv tienen la misma definición que en la ecuación (1.68) y donde Tc 5 Cv tc H2 (1.80) En la figura 1.23 se muestra la variación de U con Tv para varios valores de Tc, con base en la solución dada por las ecuaciones (1.78) y (1.79). 46 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo 0 20 Tc  10 0.01 0.04 1 2 0.2 0.1 5 0.5 U (%) 40 60 80 100 0.01 0.1 1.0 10 Factor tiempo, Ty Figura 1.23 Solución de la carga de rampa de Olson: gráfica de U contra Tv (ecuaciones 1.78 y 1.79). Ejemplo 1.10 En el ejemplo 1.9, parte b), si el incremento en Ds hubiera sido de la manera que se muestra en la figura 1.24, calcule el asentamiento del estrato de arcilla en el tiempo t 5 31.6 días después del inicio de la sobrecarga. Solución De la parte b) del ejemplo 1.9, Cn 5 7.061 mm2 min. De la ecuación (1.80), Tc 5 Cv tc H2 5 (7.061 mm2>min) (15 3 24 3 60 min) 2.8 3 1000 mm 2 2 5 0.0778 s 72 kN/m2 tc  15 días Tiempo, t Figura 1.24 Carga de rampa. 1.17 Resistencia al corte 47 Además, Tv 5 Cv t H2 5 (7.061 mm2>min) (31.6 3 24 3 60 min) 2.8 3 1000 mm 2 2 5 0.164 De la figura 1.23, para Tv 5 0.164 y Tc 5 0.0778, el valor de U es casi 36%. Por tanto, Sc(t 5 31.6 días) 5 Sc(máx)(0.36) 5 (87.5)(0.36) 5 31.5 mm 1.17 Resistencia al corte La resistencia al corte de un suelo, definida en términos del esfuerzo efectivo, es s 5 cr 1 sr tan fr (1.81) donde s9 5 esfuerzo normal efectivo en el plano de corte c9 5 resistencia no drenada, o cohesión aparente f9 5 ángulo de fricción por esfuerzo efectivo A la ecuación (1.81) se le refiere como criterio de falla de Mohr-Coulomb. El valor de c9 para arenas y arcillas normalmente consolidadas es igual a cero. Para arcillas sobreconsolidadas, c9 . 0. Para la mayoría del trabajo cotidiano, los parámetros de la resistencia al corte de un suelo (es decir, c9 y f9) se determinan mediante dos pruebas estándar de laboratorio: la prueba de corte directo y la prueba triaxial. Prueba de corte directo La arena seca se puede probar de manera conveniente por medio de las pruebas de corte directo. La arena se coloca en una caja de corte que está dividida en dos mitades (figura 1.25a). Primero se aplica una carga normal a la muestra. Luego se aplica una fuerza cortante a la parte superior de la caja de corte para causar la falla en la arena. Los esfuerzos normal y cortante a la falla son sr 5 N A s5 R A y donde A 5 área del plano de falla en el suelo, es decir, el área de la sección transversal de la caja de corte. 48 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Esfuerzo cortante N sc s4 s tan f s3 R t s2 s1 t f s1 s2 a) s3 b) s4 Esfuerzo normal efectivo, Figura 1.25 Prueba de corte directo en arena: a) diagrama esquemático del equipo de prueba; b) gráfica de los resultados de la prueba para obtener el ángulo de fricción. Se pueden efectuar varias pruebas de este tipo variando la carga normal. El ángulo de fricción de la arena se puede determinar elaborando una gráfica de s contra s9 (5 s para arena seca), como se muestra en la figura 1.25b, o fr 5 tan 21 s sr (1.82) Para arenas, el ángulo de fricción suele variar de 26° a 45°, aumentando con la densidad relativa de compactación. En la tabla 1.12 se muestra un intervalo general del ángulo de fricción, f9, para arenas. En 1970, Brinch Hansen (consulte Hansbo, 1975 y Thinh, 2001) proporcionó la correlación siguiente para f9 de suelos granulares. (grados) 26° + 10Dr + 0.4Cu + 1.6 log (D50) (1.83) donde Dr 5 densidad relativa (fracción) Cu 5 coeficiente de uniformidad D50 5 tamaño medio del grano, en mm (es decir, el diámetro a través del cual pasa 50% del suelo) Tabla 1.12 Relación entre la densidad relativa y el ángulo de fricción de suelos cohesivos. Estado del empaquetamiento Muy suelto Suelto Compacto Denso Muy denso Densidad relativa (%) Ángulo de fricción, f9 (grados) , 20 20 - 40 40 - 60 60 - 80 . 80 , 30 30 - 35 35- 40 40 - 45 . 45 1.17 Resistencia al corte 49 Teferra (1975) sugirió la correlación empírica siguiente basada en una gran base de datos: f9 (grados) 5 tan21 1 ae1b (1.84) donde e 5 relación de vacíos a 5 2.101 1 0.097 D85 D15 (1.85) b 5 0.845 − 0.398a (1.86) D85 y D15 5 diámetros a través de los cuales, respectivamente, pasa 85% y 15% de suelo. Thinh (2001) sugirió que la ecuación (1.84) proporciona una mejor correlación para f9 comparada con la ecuación (1.83). Pruebas triaxiales Las pruebas de compresión triaxial se pueden realizar en arenas y arcillas. En la figura 1.26a se muestra un diagrama esquemático de la configuración de la prueba triaxial. En esencia, la prueba consiste en colocar una muestra de suelo confinada por una membrana de caucho en una cámara de lucita y luego se aplica una presión de confinamiento (s3) alrededor de la muestra mediante un fluido en la cámara (por lo general, agua o glicerina). También se puede aplicar un esfuerzo agregado (Ds) a la muestra en la dirección axial para causar la falla (Ds 5 Dsf a la falla). Puede permitirse el drenaje de la muestra o detenerse, dependiendo de la condición de la prueba. Para arcillas, se pueden efectuar tres tipos de pruebas con el equipo triaxial (consulte la figura 1.27): 1. Prueba consolidada drenada (prueba CD) 2. Prueba consolidada no drenada (prueba CU) 3. Prueba no consolidada no drenada (prueba UU) Pruebas consolidadas drenadas: Paso 1. Se aplica presión a la cámara s3. Se permite el drenaje completo, tal que la presión de poro del agua (u 5 u0) desarrollada es cero. Paso 2. Se aplica un esfuerzo desviador Ds lentamente. Se permite el drenaje, tal que la presión de poro del agua (u 5 ud) desarrollada mediante la aplicación de Ds es cero. En la falla, Ds 5 Dsf ; la presión total de poro del agua uf 5 u0 + ud 5 0. Por lo tanto, para las pruebas consolidadas drenadas, a la falla, Esfuerzo efectivo principal mayor 5 s3 1 Dsf 5 s1 5 s91 Esfuerzo efectivo principal menor 5 s3 5 s93 Al cambiar s3 permite que se efectúen varias pruebas de este tipo en varias muestras de arcilla. Ahora se pueden determinar los parámetros de la resistencia cortante (c9 y f9) trazando el círculo de Mohr a la falla, como se muestra en la figura 1.26b y trazando una línea tangente común a los círculos de Mohr. Esta es la envolvente de falla de Mohr-Coulomb. (Nota: Para arcilla normalmente consolidada, c9 < 0). A la falla, s1r 5 s3r tan2 45 1 fr 2 1 2cr tan 45 1 fr 2 (1.87) 50 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Pistón Piedra porosa Cámara de lucita Membrana de caucho Fluido en la cámara Muestra de suelo Esfuerzo cortante Piedra porosa Placa base f Válvula Al drenaje y(o) dispositivo de presión de poro del agua Fluido en la cámara s1 c s3 s3 s1 Prueba consolidada drenada Diagrama esquemático del equipo de la prueba triaxial Esfuerzo normal efectivo b) a) Esfuerzo cortante Esfuerzo cortante Envolvente de falla por esfuerzo total Envolvente de falla por esfuerzo efectivo f f c s3 s3 s1 s1 c Esfuerzo normal total, s3 s3 s1 Prueba consolidada no drenada c) Esfuerzo cortante Envolvente de falla por esfuerzo total (f 5 0) s  cu s1 s3 s3 s1 Prueba no consolidad no drenada d) Figura 1.26 Prueba triaxial. Esfuerzo normal (total), s1 Esfuerzo normal efectivo, 1.17 Resistencia al corte 51 s s3 s3 s3 s3 s3 s3 s3 s3 s Figura 1.27 Secuencia de aplicación del esfuerzo en una prueba triaxial. Pruebas consolidadas no drenadas: Paso 1. Se aplica presión a la cámara s3. Se permite el drenaje completo, tal que la presión de poro del agua (u 5 u0) es cero. Paso 2. Se aplica un esfuerzo desviador Ds. No se permite el drenaje, tal que la presión de poro del agua u 5 ud ? 0. A la falla, Ds 5 Dsf; la presión de poro del agua uf 5 u0 + ud 5 0 1 ud(f). De aquí, a la falla, Esfuerzo total principal mayor 5 s3 1 Dsf 5 s1 Esfuerzo total principal menor 5 s3 Esfuerzo efectivo principal mayor 5 (s3 1 Dsf ) 2 uf 5 s91 Esfuerzo efectivo principal menor 5 s3 2 uf 5 s93 Al cambiar s3 permite que se efectúen pruebas múltiples de este tipo en varias muestras de suelo. Ahora se pueden trazar los círculos de Mohr del esfuerzo total a la falla, como se muestra en la figura 1.26c, y luego se puede trazar una línea tangente común para definir la envolvente de falla. Esta envolvente de falla por esfuerzo total se define por la ecuación: s 5 c 1 s tan f (1.88) donde c y f son la cohesión consolidada no drenada y el ángulo de fricción, respectivamente. (Nota: c < 0 para arcillas normalmente consolidadas.) De manera similar, se pueden trazar los círculos de Mohr del esfuerzo efectivo para determinar la envolvente de falla por esfuerzo efectivo (figura 1.26c), lo que satisface la relación expresada en la ecuación (1.81). Pruebas no consolidadas no drenadas: Paso 1. Se aplica presión a la cámara s3. No se permite el drenaje, tal que la presión de poro del agua (u 5 u0) desarrollada mediante la aplicación de s3 no es cero. Paso 2. Se aplica un esfuerzo desviador Ds. No se permite el drenaje (u 5 ud ? 0). A la falla, Ds 5 Dsf ; la presión de poro del agua uf 5 u0 + ud(f). Para pruebas triaxiales no consolidadas no drenadas, Esfuerzo total principal mayor 5 s3 + Dsf 5 s1 Esfuerzo total principal menor 5 s3 52 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Ahora se puede trazar el círculo de Mohr por esfuerzo total a la falla, como se muestra en la figura 1.26d. Para arcillas saturadas, el valor de s1 – s3 5 Dsf es una constante, sin importar la presión de confinación en la cámara s3 (también se muestra en la figura 1.26d). La tangente para estos círculos de Mohr será una línea horizontal, denominada condición f 5 0. La resistencia cortante para esta condición es s 5 cu 5 Dsf (1.89) 2 donde cu 5 cohesión no drenada (o resistencia cortante no drenada). La presión de poro desarrollada en la muestra de suelo durante la prueba triaxial no consolidada no drenada es u 5 u0 1 ud (1.90) La presión de poro u0 es la contribución de la presión hidrostática en la cámara s3. Por consiguiente, u0 5 Bs3 (1.91) donde B 5 parámetro de la presión de poro de Skempton. De manera similar, el parámetro de poro ud es el resultado del esfuerzo axial agregado Ds, por lo tanto, ud 5 ADs (1.92) donde A 5 parámetro de la presión de poro de Skempton. Sin embargo, Ds 5 s1 2 s3 (1.93) Al combinar las ecuaciones (1.90), (1.91), (1.92) y (1.93) se obtiene u 5 u0 1 ud 5 Bs3 1 A(s1 2 s3) (1.94) El parámetro de la presión de poro del agua B en suelos saturados es aproximadamente igual a 1, por lo tanto, u 5 s3 1 A(s1 2 s3 ) (1.95) El valor del parámetro de la presión de poro del agua A a la falla variará con el tipo de suelo. El siguiente es un intervalo general de valores de A a la falla para varios tipos de suelos arcillosos encontrados en la naturaleza: 1.18 Tipo de suelo A a la falla Arcillas arenosas Arcillas normalmente consolidadas Arcillas sobreconsolidadas 0.5 - 0.7 0.5-1 20.5- 0 Prueba de compresión simple La prueba de compresión simple (figura 1.28a) es un tipo especial de prueba triaxial no consolidada no drenada, en la que la presión de confinación s3 5 0, como se muestra en la figura 1.28b. En esta prueba, se aplica un esfuerzo axial Ds a la muestra para ocasionar su falla (es decir, 1.18 Prueba de compresión simple 53 s Muestra s a) Resistencia a compresión simple, qu Esfuerzo cortante cu s3  0 s1  sƒ  qu Esfuerzo normal total Grado de saturación b) c) Figura 1.28 Prueba de compresión simple: a) muestra de suelo; b) círculo de Mohr para la prueba; c) variación de qu con el grado de saturación. Ds 5 Dsf ). El círculo de Mohr correspondiente se muestra en la figura 1.28b. Observe que, para este caso, Esfuerzo total principal mayor 5 Dsf 5 qu Esfuerzo total principal menor 5 0 Al esfuerzo axial a la falla, Dsf 5 qu, se le refiere por lo general como resistencia a la compresión simple. La resistencia cortante de arcillas saturadas ante esta condición (f 5 0), de la ecuación (1.81), es s 5 cu 5 qu 2 (1.96) La resistencia a la compresión simple se puede utilizar como un indicador de la consistencia de las arcillas. Las pruebas de compresión simples se efectúan en ocasiones en suelos no saturados. Con la relación de vacíos de una muestra de suelo que permanece constante, la resistencia a la compresión simple disminuye rápidamente con el grado de saturación (figura 1.28c). 54 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Comentarios sobre el ángulo de fricción, f9 Ángulo de fricción por esfuerzo efectivo de suelos granulares En general, la prueba de corte directo produce un ángulo de fricción mayor comparado con el obtenido mediante la prueba triaxial. Además, observe que la envolvente de falla para un suelo dado es curva en realidad. El criterio de falla de Mohr-Coulomb definido por la ecuación (1.81) sólo es una aproximación. Debido a la naturaleza curva de la envolvente de falla, un suelo probado a un esfuerzo normal mayor producirá un valor menor de f9. Un ejemplo de esta relación se muestra en la figura 1.29, que es una gráfica de f9 contra la relación de vacíos e para arena del Chattachoochee River cerca de Atlanta, Georgia (Vesic, 1963). Los ángulos de fricción que se muestran se obtuvieron de pruebas triaxiales. Observe que, para un valor dado de e, la magnitud de f9 es de aproximadamente 4 a 5° menor cuando la presión de confinamiento s93 es mayor que aproximadamente 70 kNYm2, comparada a la que se tiene cuando s93 , 70 kNYm2. Ángulo de fricción por esfuerzo efectivo de suelos cohesivos En la figura 1.30 se muestra la variación del ángulo de fricción por esfuerzo efectivo, f9, para varias arcillas normalmente consolidadas (Bjerrum y Simons, 1960; Kenney, 1959). En la figura se puede observar que, en general, el ángulo de fricción f9 disminuye al aumentar el índice de plasticidad. El valor de f9 disminuye por lo general de aproximadamente 37 a 38° con un índice de plasticidad de aproximadamente 10 a 25° o menos con un índice de plasticidad de aproximadamente 100. El ángulo de fricción consolidado no drenado (f) de arcillas saturadas normalmente consolidadas varía por lo general de 5 a 20°. 45 Ángulo de fricción por esfuerzo efectivo, f (grados) 1.19 7 muestras 6 muestras e tan f = 0.68 [s 3 < 70 kN/m2] 40 8 muestras 5 muestras 6 muestras 10 muestras 7 muestras 35 7 muestras e tan f = 0.59 [70 kN/m2] < s 3 < 550 kN/m2 30 0.6 0.7 0.8 0.9 1.0 Relación de vacíos, e 1.1 1.2 Figura 1.29 Variación del ángulo de fricción f9 con la relación de vacíos para arena del Chattachoochee River (según Vesic, 1963) (De Vesic, A. B., Bearing Capacity of Deep Foundations in Sand. En Highway Research Record 39, Highway Research Board, National Research Council, Washington, D.C., 1963, Figura 11, p. 123. Reproducida con permiso del Transportation Research Board). 1.19 Comentarios sobre el ángulo de fricción, f9 55 1.0 Kenney (1959) Sen f 0.8 Bjerrum and Simons (1960) 0.6 0.4 0.2 0 5 10 20 30 50 Índice de plasticidad (%) 80 100 150 Figura 1.30 Variación del sen f9 con el índice de plasticidad (IP) para varias arcillas normalmente consolidadas. La prueba triaxial consolidada drenada se describió en la sección 1.17. En la figura 1.31 se muestra un diagrama esquemático de una gráfica de Ds contra la deformación unitaria axial en una prueba triaxial drenada para una arcilla. En la falla, para esta prueba, Ds 5 Dsf . Sin embargo, a una deformación unitaria axial grande (es decir, la condición de resistencia última), se tiene la relación siguiente: Esfuerzo principal mayor: s91(últ) 5 s3 1 Dsúlt Esfuerzo principal menor: s93(últ) 5 s3 A la falla (es decir, resistencia pico), la relación entre s91 y s93 está dada por la ecuación (1.87). Sin embargo, para la resistencia última, se puede demostrar que s1(últ) r 5 s3r tan2 45 1 frr 2 (1.97) donde f9r 5 ángulo de fricción por esfuerzo efectivo residual. En la figura 1.32 se muestra la naturaleza general de las envolventes de falla a resistencia pico y resistencia última (o resistencia residual). La resistencia cortante residual de las arcillas es importante en la evaluación de la estabilidad a largo plazo de pendientes nuevas y existentes y en el diseño de medidas correctivas. Los ángulos de fricción residuales por esfuerzo efectivo f9r de arcillas pueden ser considerablemente menores que el ángulo de fricción pico por esfuerzo efectivo f9. En la investigación pasada se demostró que la fracción de arcilla (es decir, el Esfuerzo desviador, s sf súlt s3 = s 3 = constante Deformación unitaria axial, Figura 1.31 Gráfica del esfuerzo desviador contra la deformación unitaria axial para una prueba triaxial drenada. 56 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Esfuerzo cortante, t +s iste c s= o, pic a nci Res f c f f ada tan olid s n o rec sob an f da lida so con t nte s lme s= ma r o n co, a pi i c tan f r n s=s iste Res sidual ncia re te is s e R fr Esfuerzo normal efectivo, s Figura 1.32 Envolventes de la resistencia pico y residual para arcillas. porcentaje más fino que 2 micras) presente en un suelo dado, FA, y la mineralogía de arcilla son dos factores importantes que controlan f9r. El siguiente es un resumen de los efectos de FA en f9r. 1. Si FA es menor que aproximadamente 15%, entonces f9r es mayor que aproximadamente 25°. 2. Para FA . que aproximadamente 50%, f9r está gobernada por completo por el deslizamiento de los minerales de la arcilla y puede estar en el intervalo de aproximadamente 10 a 15°. 3. Para caolinita, ilita y montmorilonita, f9r es aproximadamente de 15, 10 y 5°, respectivamente. Para ilustrar estos hechos en la figura 1.33 se muestra la variación de f9r con FA para varios suelos (Skempton, 1985). Ángulo de fricción residual, f r (grados) 40 Skempton (1985) s pa ≈ 1 Arena 30 Índice de plasticidad, IP = 0.5 a 0.9 Fracción de arcilla, FA 20 Caolín 10 Bentonita 0 0 20 40 60 Fracción de arcilla, FA (%) 80 Figura 1.33 Variación de f9r con FA (Nota: pa 5 presión atmosférica). 100 1.21 Sensitividad 57 1.20 Correlaciones para la resistencia cortante no drenada, Cu Se pueden observar varias relaciones empíricas entre cu y la presión de sobrecarga efectiva (s90 ) en el campo. Algunas de estas relaciones se resumen en la tabla 1.13. Tabla 1.13 Ecuaciones empíricas relacionadas con cu y Referencia 0. Relación Comentarios cu(VST) 5 0.11 1 0.00037 (IP) s0r IP índice de plasticidad (%) cu(VST) resistencia cortante no drenada de la prueba de corte con veleta cu(VST) 5 0.11 1 0.0037 (IP) scr Skempton (1957) Chandler (1988) Jamiolkowski y cols. (1985) Mesri (1989) Bjerrum y Simons (1960) Para arcilla normalmente consolidada. Se puede utilizar en suelo sobreconsolidado; precisión ±25%; no válida para arcillas sensitivas y fisuradas. presión de preconsolidación c cu 5 0.23 6 0.04 scr cu 5 0.22 s0r cu IP % 0.5 5 0.45a b s0r 100 Para arcillas ligeramente consolidadas. Arcilla normalmente consolidada. para IP 50% cu 5 0.118 (IL) 0.15 s0r para IL Ladd y cols. (1977) 0.5 cu a b s0r sobreconsolidada 5 OCR0.8 cu a b sr0 normalmente consolidada OCR 1.21 índice líquido Arcilla normalmente consolidada. relación de sobreconsolidación c/ 0 Sensitividad Para muchos suelos arcillosos naturalmente depositados, la resistencia a la compresión simple es mucho menor cuando los suelos se prueban después de ser remoldeados sin ningún cambio en el contenido de humedad. Esta propiedad del suelo arcilloso se denomina sensitividad. El grado de sensitividad es la relación de la resistencia a la compresión simple en un estado sin alterar a la correspondiente en un estado remoldeado, o St 5 qu(inalterado) qu(remoldeado) (1.98) 58 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo La relación de sensitividad de la mayoría de las arcillas varía de aproximadamente 1 a 8; sin embargo, los depósitos marinos de arcilla altamente floculenta pueden tener relaciones que varían de aproximadamente 10 a 80. Algunas arcillas se vuelven líquidos viscosos al remoldearlas y se les refiere como arcillas “rápidas.” La pérdida de resistencia de los suelos arcillosos por su remoldeo se debe principalmente a la destrucción de la estructura de las partículas de arcilla que se desarrolló durante el proceso de sedimentación original. Problemas 1.1 1.2 1.3 1.4 1.5 1.6 Un suelo húmedo tiene una relación de vacíos de 0.65. El contenido de humedad del suelo es de 14% y Gs 5 2.7. Determine: a. La porosidad b. El grado de saturación (%) c. El peso específico seco (kNYm3) Para el suelo descrito en el problema 1.1: a. ¿Cuál es el peso específico saturado en kNYm3? b. ¿Cuánta agua, en kNYm3, se necesita agregar al suelo para su saturación completa? c. ¿Cuál sería el peso específico húmedo en kNYm3 cuando el grado de saturación es de 70% El peso específico húmedo de un suelo es de 18.79 kNYm3. Para un contenido de humedad de 12% y Gs 5 2.65, calcule: a. La relación de vacíos b. La porosidad c. El grado de saturación d. El peso específico seco Una muestra de suelo saturado tiene w 5 36% y gd 5 13.43 kNYm3. Determine: a. La relación de vacíos b. La porosidad c. La gravedad específica de los sólidos del suelo d. El peso específico saturado (kNYm3) Los resultados de una prueba de laboratorio de una arena son emáx 5 0.91, emín 5 0.48 y Gs 5 2.67. ¿Cuáles serán los pesos específicos seco y húmedo de esta arena cuando se compacta a un contenido de humedad de 10% hasta una densidad relativa de 65%? Los resultados de las pruebas de laboratorio de seis suelos se indican en la tabla siguiente. Clasifique los suelos mediante el sistema de clasificación de suelos de la AASHTO y proporcione los índices de grupo. Análisis con mallas-porcentaje que pasa 1.7 1.8 Malla núm. Suelo A Suelo B Suelo C Suelo D Suelo E Suelo F 4 10 40 200 Límite líquido Límite plástico 92 48 28 13 31 26 100 60 41 33 38 25 100 98 82 72 56 31 95 90 79 64 35 26 100 91 80 30 43 29 100 82 74 55 35 21 Clasifique los suelos del problema 1.6 utilizando el Sistema unificado de clasificación de suelos. Proporcione los símbolos de grupo y los nombres de grupo. La permeabilidad de una arena probada en el laboratorio a una relación de vacíos de 0.6 se determinó igual a 0.14 cmYs. Utilice la ecuación (1.32) para estimar la permeabilidad hidráulica de esta arena a una relación de vacíos de 0.8. Problemas 59 1.9 1.10 1.11 1.12 1.13 1.14 1.15 Para una arena con los datos siguientes: D10 5 0.08 mm; D60 5 0.37 mm; relación de vacíos e 5 0.6. a. Determine la permeabilidad hidráulica utilizando la ecuación (1.33). b. Determine la permeabilidad hidráulica utilizando la ecuación (1.35). La permeabilidad hidráulica in situ de una arcilla normalmente consolidada es 5.4 3 1026 cmYs a una relación de vacíos de 0.92. ¿Cuál será su permeabilidad hidráulica a una relación de vacíos de 0.72? Utilice la ecuación (1.36) y n 5 5.1. Consulte el perfil de suelo que se muestra en la figura P1.11. Determine el esfuerzo total, la presión de poro del agua y el esfuerzo efectivo en A, B, C y D. Para una capa de arcilla normalmente consolidada, se cuenta con los datos siguientes: Espesor 5 3 m Relación de vacíos 5 0.75 Límite líquido 5 42 Gs 5 2.72 Esfuerzo efectivo promedio sobre la capa de arcilla 5 110 kNYm2 ¿Cuál es el valor del asentamiento por consolidación que experimentaría la arcilla si el esfuerzo efectivo promedio sobre la capa de arcilla se incrementa a 155 kNYm2 como resultado de la construcción de una cimentación? Utilice la ecuación (1.51) para estimar el índice de compresión. Consulte el problema 1.12. Suponga que la capa de arcilla está preconsolidada, s9c 5 130 1 kNYm2 y Cs 5 5 Cc. Estime el asentamiento por consolidación. Un depósito de arcilla saturada debajo del nivel de agua freática en el campo tiene un límite líquido 5 61%, un límite plástico 5 21% y un contenido de humedad 5 38%. Estime la presión de preconsolidación, s9c utilizando la ecuación (1.46). Un estrato de arcilla normalmente consolidada en el campo tiene un espesor de 3.2 m con un esfuerzo efectivo promedio de 70 kNYm2. Una prueba de consolidación de la arcilla en el laboratorio dio los resultados siguientes: Presión ( kN , m2) 100 200 Relación de vacíos 0.905 0.815 a. Determine el índice de compresión, Cc. b. Si el esfuerzo efectivo promedio sobre la capa de arcilla (s9o 1 Ds) se incrementa a 115 kNYm2, ¿cuál será el asentamiento total por consolidación? A Arena seca; e = 0.55 Gs = 2.66 3m B 1.5 m Nivel de agua freática Arena Gs = 2.66 e = 0.48 C 5m Arcilla w = 34.78% Gs = 2.74 D Roca Figura P1.11 60 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo 1.16 Una muestra de arcilla de 25.4 mm de espesor (drenada arriba y abajo), se probó en el laboratorio. Para un incremento dado de la carga, el tiempo para 50% de consolidación fue de 5 min 20 s. ¿Qué tiempo se requiere para alcanzar una consolidación de 50% de una capa de arcilla similar en el campo que tiene un espesor de 2.5 m y que está drenada sólo en un lado? 1.17 Una muestra de arcilla de 25.4 mm de espesor (drenada sólo por la parte superior) se probó en el laboratorio. Para un incremento dado de la carga, el tiempo para 60% de consolidación fue de 6 min 20 s. ¿Qué tiempo se requiere para alcanzar una consolidación de 50% de una capa similar de arcilla en el campo que tiene un espesor de 3.05 m y que está drenada por los dos lados? 1.18 Consulte la figura P1.18. Un asentamiento por consolidación total de 60 mm se espera en los dos estratos de arcilla debido a una sobrecarga Ds. Determine la duración de la aplicación de la sobrecarga para la que tendrá lugar un asentamiento total de 30 mm. 1.19 El coeficiente de consolidación de una arcilla para un intervalo de presión dado se obtuvo igual 8 3 1023 mm2Ys con base en los resultados de una prueba de consolidación unidimensional. En el campo, hay un estrato de 2 m de espesor de la misma arcilla (figura P1.19a). Con base en la suposición de que una sobrecarga uniforme de 70 kNYm2 se aplicó instantáneamente, el asentamiento total por consolidación se estimó igual a 150 mm. Sin embargo, durante una construcción, la carga fue gradual; la sobrecarga resultante se puede aproximar como se muestra en la figura P1.19b. Estime el asentamiento en t 5 30 días y t 5 120 días después del inicio de la construcción. 1.20 De una prueba de corte directo en una muestra de arena seca de 2 3 2 se obtuvieron los resultados siguientes: Fuerza normal (N) Fuerza cortante a la falla (N) 146.8 245.4 294.3 91.9 159.2 178.8 Elabore una gráfica del esfuerzo cortante a la falla contra el esfuerzo normal y determine el ángulo de fricción del suelo. s 1m Nivel de agua freática 1m Arena 2m Arcilla Cy = 2 mm2/min 1m Arena 1m Arcilla Cy = 2 mm2/min Arena Figura P1.18 Problemas 61 s s (kN/m2) Arena 1m Arcilla 2m 70 kN/m2 Arena 60 a) Tiempo, días b) Figura P1.19 1.21 Para una arena se tienen los datos siguientes: D85 5 0.21 mm D50 5 0.13 mm D15 5 0.09 mm Coeficiente de uniformidad, Cu 5 2.1 Relación de vacíos, e 5 0.68 Densidad relativa 5 53% Estime el ángulo de fricción del suelo utilizando a. La ecuación (1.83) b. La ecuación (1.84) 1.22 Una prueba triaxial consolidada drenada en una arcilla normalmente consolidada produce los resultados siguientes: Presión de confinamiento global, s93 5 138 kNYm2 Esfuerzo axial agregado a la falla, Ds 5 276 kNYm2 Determine los parámetros de la resistencia al corte. 1.23 Los siguientes son los resultados de dos pruebas triaxiales consolidadas drenadas en una arcilla. Prueba I: s93 5 82.8 kNYm2; s91(falla) 5 329.2 kNYm2 Prueba II: s93 5 165.6 kNYm2; s91(falla) 5 558.6 kNYm2 Determine los parámetros de la resistencia al corte, es decir, c9 y f9. 1.24 Una prueba triaxial consolidad no drenada se efectúo en una arcilla saturada normalmente consolidada. Los resultados son: s3 5 89.7 kNYm2 s1(falla) 5 220.8 kNYm2 Presión de poro del agua a la falla 5 37.95 kNYm2 Determine c, f, c9y f9. 1.25 Una arcilla normalmente consolidada tiene f 5 20° y f9 5 28°. Si una prueba consolidada no drenada se efectúa en esta arcilla con una presión global de s3 5 148.35 kNYm2, ¿cuál será la magnitud del esfuerzo principal mayor, s1, y la presión de poro del agua, u, a la falla? 62 Capítulo 1: Propiedades geotécnicas del suelo Referencias Amer, A.M. y Awad, A.A. (1974). “Permeability of Cohesionless Soils”, Journal of the Geotechnical Engineering Division, American Society of Civil Engineers, vol. 100, núm. GT12, pp. 1309-1316. American Society for Testing and Materials (2009). Annual Book of ASTM Standards, vol. 04.08, West Conshohocken, PA. Bjerrum, L. y Simons, N.E. (1960). “Comparison of Shear Strength Characteristics of Normally Consolidated Clay”, Proceedings, Research Conference on Shear Strength of Cohesive Soils, ASCE, pp. 711-726. Carrier III, W.D. (2003). “Goodbye, Hazen; Hello, Kozeny-Carman”, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, ASCE, vol. 129, núm. 11, pp. 1054-1056. Casagrande, A. 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Además, los ingenieros especialistas en cimentaciones deben recordar que el suelo en cualquier emplazamiento con frecuencia no es homogéneo; es decir, el perfil del suelo puede variar. Las teorías de mecánica de suelos comprenden condiciones idealizadas, por lo que la aplicación de las teorías a problemas de ingeniería de cimentaciones implica una evaluación inteligente de las condiciones del emplazamiento y de los parámetros del suelo. Para hacer esto se requiere de cierto conocimiento del proceso geológico mediante el cual se formó el depósito de suelo en el sitio, complementado por una exploración del subsuelo. El buen juicio profesional constituye una parte esencial de la ingeniería geotécnica y éste se adquiere sólo con la práctica. Este capítulo está dividido en dos partes. La primera es un panorama de los depósitos naturales de suelo que, por lo general, se encuentran en un proyecto de cimentación y la segunda describe los principios generales de la exploración del subsuelo. Depósitos naturales de suelo 2.2 Origen del suelo La mayoría de los suelos que cubren la tierra están formados por el intemperismo de varias rocas. Hay dos tipos generales de intemperismo. 1) intemperismo mecánico y 2) intemperismo químico. El intemperismo mecánico es un proceso mediante el cual las rocas se descomponen en piezas cada vez más pequeñas por las fuerzas físicas sin ningún cambio en su composición química. Los cambios en la temperatura dan por resultado expansión y contracción de las rocas debido a una ganancia y pérdida de calor. La expansión y contracción continuas provocarán grietas en las rocas. Hojuelas y grandes fragmentos de rocas se desprenden. La acción de congelamiento es otra fuente del intemperismo mecánico de las rocas. El agua puede entrar en los poros, grietas y otras aberturas en la roca. Cuando la temperatura baja, el agua se congela, por lo que aumenta su volumen en aproximadamente 9%. Esto da por resultado una presión hacia fuera desde el interior de la roca. El congelamiento y 64 2.2 Origen del suelo 65 descongelamiento continuos provocarán el rompimiento de una masa de roca. La exfoliación es otro proceso de intemperismo mecánico mediante el cual placas de roca se desprenden de rocas grandes por medio de fuerzas físicas. El intemperismo mecánico de las rocas también tiene lugar debido a la acción de corrientes de agua, de glaciares, del viento, de las olas del océano, etcétera. El intemperismo químico es un proceso de descomposición o alteración mineral en el que los minerales originales se transforman en algo completamente diferente. Por ejemplo, los minerales comunes en las rocas ígneas son el cuarzo, el feldespato y los minerales ferromagnesianos. Los productos descompuestos de estos minerales debido al intemperismo químico se indican en la tabla 2.1. Tabla 2.1 Algunos productos descompuestos de minerales en rocas ígneas. Mineral Producto descompuesto Cuarzo Cuarzo (granos de arena) Feldespato de potasio (KAlSi 3O8) y feldespato de sodio (NaAlSi 3O8) Caolinita (arcilla) Bauxita Ilita (arcilla) Sílice Feldespato de calcio (CaAl 2Si2O8) Sílice Calcita Biotita Arcilla Limonita Hematita Sílice Calcita Olivino (Mg, Fe) 2SiO4 Limonita Serpentina Hematita Sílice La mayor parte del intemperismo de las rocas es una combinación del intemperismo mecánico y del químico. El suelo producido por el intemperismo de las rocas puede ser transportado por procesos físicos a otros lugares. Los depósitos de suelo resultantes se denominan suelos transportados. En contraste, algunos suelos permanecen donde se formaron y cubren la superficie de las rocas de las cuales se derivaron. A estos suelos se les refiere como suelos residuales. Los suelos transportados se pueden subdividir en cinco categorías principales con base en su agente de transportación: 1. Suelo transportado por gravedad. 2. Depósitos lacustres (lagos). 3. Suelo aluvial o fluvial depositado por corrientes de agua. 4. Glaciales depositados por glaciares. 5. Eólicos depositados por el viento. Además de los suelos transportados y residuales, existen turbas y suelos orgánicos, que se derivan de la descomposición de materiales orgánicos. 66 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Suelo residual Los suelos residuales se encuentran en áreas donde la intensidad del intemperismo es mayor que la rapidez a la cual los materiales intemperizados se transportan por los agentes de transporte. La intensidad del intemperismo es mayor en regiones cálidas y húmedas comparada con regiones frías y secas y, dependiendo de las condiciones climáticas, el efecto del intemperismo puede variar en gran medida. Los depósitos de suelos residuales son comunes en los trópicos, en islas como Hawai y en el sureste de Estados Unidos. La naturaleza de los depósitos de suelos residuales dependerá por lo general de la roca madre. Cuando las rocas duras como el granito y el gneis experimentan intemperismo, es probable que la mayoría de los materiales derivados permanezcan en el mismo lugar. Estos depósitos de suelos tienen en general una capa o estrato superior de material arcilloso o de arcilla limosa, debajo de la cual se encuentran estratos de suelo limoso o arenoso. Estas capas o estratos se ubican a su vez sobre una roca parcialmente intemperizada, misma que se encuentra sobre una capa de roca sana. La profundidad del lecho de roca sana puede variar en gran medida, incluso a una distancia de algunos metros. En la figura 2.1 se muestra el registro de perforaciones de un depósito de suelo residual derivado del intemperismo de un granito. En contraste con las rocas duras, existen algunas rocas químicas, como la caliza, que se componen principalmente de mineral de calcita (CaCO3). El yeso y la dolomita tienen grandes concentraciones de minerales de dolomita [CaMg(CO3)2]. Estas rocas tienen grandes cantidades de materiales Finos (porcentaje que pasa la malla núm. 200) 0 20 40 60 80 100 0 Arcilla limosa marrón claro (clasificación unificada de suelos MH) Limo arcilloso marrón claro (clasificación unificada de suelos MH) Arena limosa marrón claro (clasificación unificada de suelos SC a SP) Granito parcialmente descompuesto 1 2 Profundidad (m) 2.3 3 4 5 6 7 8 Lecho de roca 9 Figura 2.1 Registro de perforación de un suelo residual derivado. 2.4 Suelo transportado por gravedad 67 solubles, algunos de los cuales se remueven por el agua subterránea, dejando atrás la fracción insoluble de la roca. Los suelos residuales que se derivan de rocas químicas no poseen una zona de transición gradual hasta el lecho de roca, como se observa en la figura 2.1. Los suelos residuales derivados del intemperismo de rocas tipo calizas son casi todos de color rojo. Aunque de tipo uniforme, la profundidad del intemperismo puede variar de manera considerable. Los suelos residuales inmediatamente arriba del lecho de roca pueden estar normalmente consolidados. En estos suelos las cimentaciones grandes con cargas pesadas pueden ser susceptibles a asentamientos por consolidación considerables. 2.4 Suelo transportado por gravedad Los suelos residuales sobre una pendiente natural se pueden mover hacia abajo. Cruden y Varnes (1996) propusieron una escala de velocidad para el movimiento de un suelo sobre una pendiente, la cual se resume en la tabla 2.2. Cuando los suelos residuales se mueven por una pendiente natural muy lentamente, al proceso suele referírsele como cedencia. Cuando el movimiento hacia abajo de un suelo es repentino y rápido, se denomina deslizamiento de tierra. Los depósitos formados por la cedencia de una pendiente y los deslizamientos de tierra son coluvión. Tabla 2.2 Escala de velocidad para el movimiento de suelo de una pendiente. Descripción Velocidad (mm/s) Muy lenta Lenta Moderada Rápida 5 5 5 5 10 5 a 5 10 3 a 5 10 1 a 5 101 a 5 10 10 10 10 7 5 3 1 El coluvión es una mezcla heterogénea de suelos y fragmentos de rocas que varían de partículas de tamaño de arcilla a rocas con diámetros de un metro o más. Los flujos de lodo son un tipo de suelo transportado por gravedad. Los flujos son movimientos descendentes de tierra que se parecen a un fluido viscoso (figura 2.2) y llegan al reposo en una condición más densa. Los depósitos de suelo derivados de flujos de lodo anteriores tienen una composición muy heterogénea. Flujo de lodo Figura 2.2 Flujo de lodo. 68 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 2.5 Depósitos aluviales Los depósitos aluviales se derivan de la acción de corrientes y ríos y se pueden dividir en dos categorías principales: 1) depósitos de corrientes interconectadas y 2) depósitos causados por el cinturón meándrico de corrientes. Depósitos de corrientes interconectadas Las corrientes interconectadas son corrientes de flujo rápido y con alto gradiente que son muy erosivas y transportan grandes cantidades de sedimento. Debido al alto acarreo de fondo, un cambio menor en la velocidad del flujo ocasionará que se depositen los sedimentos. Mediante este proceso, estas corrientes pueden acumular una maraña compleja de canales convergentes y divergentes separados por bancos e islotes de arena. Los depósitos formados por corrientes interconectadas son muy irregulares en su estratificación y tienen un intervalo amplio de tamaños de granos. En la figura 2.3 se muestra la sección transversal de un depósito de este tipo. Estos depósitos tienen varias características comunes: 1. Los tamaños de los granos suelen variar entre los de grava y limo. Las partículas de tamaño de arcilla no se encuentran por lo general en depósitos de corrientes interconectadas. 2. Aunque el tamaño de los granos varía ampliamente, el suelo en un bolsón o lente dada es bastante uniforme. 3. A cualquier profundidad dada, la relación de vacíos y el peso específico pueden variar en un intervalo amplio dentro de una distancia lateral de sólo algunos metros. Esta variación se puede observar durante la exploración del suelo para la construcción de una cimentación para una estructura. La resistencia a la penetración estándar a una profundidad dada obtenida en varias perforaciones será muy irregular y variable. Los depósitos aluviales se encuentran en varias partes del oeste de Estados Unidos, como en el sur de California, en Utah y en las zonas de cuenca y cadena montañosa de Nevada. Además, una gran cantidad de sedimento originalmente derivada de la cadena de las Montañas Rocallosas fue acarreada hacia el este para formar los depósitos aluviales de las Grandes Planicies. A una escala menor, este tipo de depósito de suelo natural, dejado atrás por las corrientes interconectadas, se puede encontrar localmente. Depósitos de cinturones meándricos El término meander (serpentear) se deriva de la palabra griega maiandros, por el río Maiandros (actualmente Menderes) en Asia, famoso por su curso sinuoso. Las corrientes maduras en un valle Arena fina Grava Limo Arena gruesa Figura 2.3 Sección transversal de un depósito de corrientes interconectadas. 2.5 Depósitos aluviales 69 Erosión Depósito (banco de arena) Depósito (banco de arena) Río Figura 2.4 Formación de depósitos en bancos de arena y recodos en una corriente meándrica. Recodo Erosión se curvan hacia delante y hacia atrás. Al piso de un valle en el cual un río serpentea se le refiere como cinturón meándrico. En un río meándrico, el suelo de sus orillas se erosiona continuamente en los puntos donde tiene forma cóncava y se deposita en las orillas donde el banco tiene forma convexa, como se muestra en la figura 2.4. Estos depósitos se denominan bancos de arena y suelen consistir de arena y partículas de tamaño de limo. En ocasiones, durante el proceso de erosión y depósito, el río abandona un meandro y forma una trayectoria más corta. El meandro abandonado, cuando está lleno de agua, se denomina recodo. (Consulte la figura 2.4). Durante las grandes avenidas, los ríos se desbordan inundando zonas de bajo nivel. La arena y las partículas de tamaño de limo transportadas por el río se depositan a lo largo de las orillas formando líneas conocidas como bordos naturales (figura 2.5). Depósito de bordo Tapón de arcilla Depósito pantanoso Recodo Río Figura 2.5 Depósito de bordo y pantanoso. 70 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Tabla 2.3 Propiedades de depósitos dentro del valle aluvial del Mississippi. Entorno Textura del suelo Contenido natural de agua (%) Límite líquido Índice de plasticidad Bordo natural Arcilla (CL) Limo (ML) 25-35 15-35 35-45 NP-35 15-25 NP-5 Banco de arena Limo (ML) y arena limosa (SM) 25-45 30-55 10-25 Canal abandonado Arcilla (CL, CH) 30-95 30-100 10-65 Pantanos Arcilla (CH) 25-70 40-115 25-100 Ciénaga Arcilla orgánica (OH) 100-265 135-300 100-165 (Nota: NP-no plástico) Las partículas de suelo más finas que consisten de limos y arcillas son arrastradas por el agua más lejos hacia las planicies de inundación. Estas partículas se sedimentan a velocidades diferentes y forman lo que se le refiere como depósitos pantanosos (figura 2.5), que a menudo son arcillas altamente plásticas. En la tabla 2.3 se indican algunas de las propiedades de los depósitos de suelos encontrados en bordos naturales, bancos de arena, canales abandonados, pantanos y ciénagas dentro del valle aluvial del Mississippi (Kolb y Shockley, 1959). 2.6 Depósitos lacustres El agua de ríos y manantiales fluye hacia los lagos. En regiones áridas, las corrientes transportan grandes cantidades de sólidos en suspensión. En el lugar donde las corrientes desembocan en un lago, las partículas granulares se depositan en el área que forma un delta. Algunas de las partículas más gruesas y las partículas más finas (es decir, limo y arcilla) se depositan en el fondo del lago en capas alternadas de partículas de grano grueso y fino. Los deltas formados en regiones húmedas suelen tener depósitos de suelos de grano más fino en comparación con los de las regiones áridas. Las arcillas estratificadas son estratos alternados de limo y arcilla limosa con espesores que pocas veces sobrepasan 13 mm. El limo y la arcilla limosa que constituyen los estratos se transportaron hacia los lagos de agua dulce por el agua derretida al final de la Era del Hielo. La permeabilidad hidráulica (sección 1.10) de las arcillas estratificadas presenta un alto grado de anisotropía. 2.7 Depósitos glaciares Durante la Era del Hielo del Pleistoceno, los glaciares cubrieron grandes áreas de la Tierra. Al paso del tiempo los glaciares avanzaron y retrocedieron. Durante su avance, arrastraron grandes cantidades de arena, limo arcilla y boleos. Derrubio es un término general que suele aplicarse a los depósitos sedimentados por los glaciares. Los derrubios se pueden dividir de manera general en dos categorías principales: a) no estratificados y b) estratificados. La siguiente es una descripción breve de cada una de estas categorías. 2.8 Depósitos eólicos de suelos 71 Derrubios no estratificados A los derrubios no estratificados depositados por el derretimiento de glaciares se les refiere como tilita. Las características físicas de la tilita pueden variar de un glaciar a otro. La tilita se denomina tilita de arcilla debido a la presencia de grandes cantidades de partículas de tamaño de arcilla. En algunas áreas, las tilitas constituyen grandes volúmenes de boleos, y a éstas se les refiere como tilita de boleo. El intervalo de los tamaños de los granos en una tilita dada varía en gran medida. La cantidad de fracciones de tamaño de arcilla presente y los índices de plasticidad de las tilitas también varían mucho. Durante el programa de exploración de campo, también se pueden esperar valores erráticos de la resistencia a la penetración estándar (sección 2.13). Las formas del terreno que se desarrollaron de los depósitos de tilita se denominan morenas. Una morena terminal (figura 2.6) es una cresta de tilita que marca el límite máximo del avance de un glacial. Las morenas recesionales son crestas de tilita desarrollados detrás de una morena terminal a separaciones diferentes. Son el resultado de la estabilización temporal de un glacial durante el periodo recesional. A una tilita depositada por un glacial entre las morenas se le refiere como morena de fondo (figura 2.6). Las morenas de fondo constituyen áreas grandes del centro de Estados Unidos y se les refiere como planicies de tilita. Morena terminal Delantal aluvial Morena de fondo Llanura de aluvión Figura 2.6 Morena terminal, morena de fondo y llanura de aluvión. Derrubios estratificados La arena, el limo y la grava arrastrados por el agua derretida del frente de un glaciar se denominan material aluvial. El agua derretida clasifica las partículas según el tamaño de los granos y forma depósitos estratificados. En un patrón similar al de los depósitos de corrientes interconectadas, el agua derretida también deposita los materiales de aluvión, formando llanuras de aluvión (figura 2.6), que también se llaman depósitos glaciofluviales. 2.8 Depósitos eólicos de suelos El viento también es un agente de transporte importante que conduce a la formación de depósitos de suelos. Cuando grandes áreas de arena se encuentran expuestas, el viento puede soplar la arena y depositarla en otro lugar. Los depósitos de arena soplada adoptan por lo general la forma de dunas (figura 2.7). Conforme se forman las dunas, la arena se desplaza de sus crestas por el viento. Más allá de la cresta, las partículas de arena ruedan hacia abajo por la pendiente. El proceso tiende a formar un depósito compacto de arena sobre el lado expuesto al viento y un depósito muy suelto sobre el lado opuesto al viento, de la duna. Las dunas existen a lo largo de las orillas del sur y del este del Lago Michigan, la Costa del Atlántico y la costa sur de California, y en varios lugares a lo largo de las costas de Oregón 72 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Partícula de arena Dirección del viento Figura 2.7 Duna de arena. yWashington. Las dunas de arena también se pueden encontrar en las llanuras aluviales y rocosas de los estados del oeste de Estados Unidos. Las siguientes son algunas de las propiedades comunes de una duna de arena: 1. La granulometría de la arena en cualquier ubicación particular es sorprendentemente uniforme. Esta uniformidad se puede atribuir a la acción de clasificación del viento. 2. El tamaño general del grano disminuye con la distancia desde la fuente, debido a que el viento transporta más lejos las partículas más finas que las grandes. 3. La densidad relativa de la arena depositada sobre el lado expuesto al viento de las dunas puede tener valores hasta de 50 a 65%, disminuyendo a aproximadamente 0 a 15% sobre el lado opuesto al viento. En la figura 2.8 se muestra una duna de arena del Thar Desert, la cual es una región grande y árida ubicada en la parte noroeste de la India que cubre un área de casi 200 000 kilómetros cuadrados. El loess es un depósito eólico que consiste de partículas de limo y de tamaño de limo. La distribución granulométrica del loess es muy uniforme y su cohesión se deriva en general de un Figura 2.8 Duna de arena del Thar Desert, India. (Cortesía de A.S. Wayal, K.J. Somaiya Polytechnic, Mumbai, India). 2.10 Algunos nombres locales para suelos 73 recubrimiento de arcilla sobre las partículas de tamaño de limo, que contribuye a la formación de una estructura estable de suelo en un estado no saturado. La cohesión también puede ser el resultado de la precipitación de productos químicos lixiviados por el agua de lluvia. El loess es un suelo colapsible, ya que cuando el suelo se satura, pierde su resistencia aglutinante entre sus partículas. En la construcción de cimentaciones sobre depósitos de loess es necesario tomar precauciones especiales. Existen depósitos extensos de loess en Estados Unidos, en su mayoría en los estados del medio oeste como Iowa, Missouri, Illinois y Nebraska y en tramos a lo largo del río Mississippi en Tennessee y Mississippi. La ceniza volcánica (con tamaños de granos entre 0.25 y 4 mm) y el polvo volcánico (con tamaño de grano menor que 0.25 mm) se pueden clasificar como suelos transportados por el viento. La ceniza volcánica es una arena de peso ligero o grava arenosa. La descomposición de la ceniza volcánica resulta en arcillas altamente plásticas y compresibles. 2.9 Suelo orgánico Los suelos orgánicos suelen encontrarse en áreas de poca altura donde el nivel de agua freática está cerca o arriba de la superficie del terreno. La presencia de un nivel de agua freática alto fomenta el crecimiento de plantas acuáticas que, al descomponerse, forman suelo orgánico. Este tipo de depósito de suelo se encuentra en general en regiones costeras y glaciales. Los suelos orgánicos presentan las características siguientes: 1. Su contenido natural de agua puede variar entre 200 a 300%. 2. Son altamente compresibles. 3. Las pruebas de laboratorio indican que, sometidos a cargas, un gran porcentaje del asentamiento se deriva de su consolidación secundaria. 2.10 Algunos nombres locales para suelos En ocasiones a los suelos se les refiere por sus nombres locales. Los siguientes son algunos de esos nombres con una breve descripción de cada uno: 1. Caliche: palabra española derivada del latín calix, que significa cal. Se encuentra principalmente en la región desértica del suroeste de Estados Unidos. Es una mezcla de arena, limo y grava aglutinada por depósitos calcáreos. Éstos son llevados a la superficie por la migración neta hacia arriba del agua. El agua se evapora por la alta temperatura local. Debido a la poca lluvia, los carbonatos no son lavados de la capa superior del suelo. 2. Gumbo: suelo arcilloso altamente plástico. 3. Barro: suelo arcilloso sumamente plástico encontrado en el suroeste de Estados Unidos. 4. Terra Rossa: depósitos de suelo residual de color rojo, que se derivan de piedras calizas y dolomitas. 5. Fango: suelo orgánico con un contenido de humedad alto. 6. Tierra turbosa: depósito de suelo orgánico. 7. Saprolita: depósito de suelo residual derivado principalmente de rocas insolubles. 8. Marga: mezcla de granos de suelos de varios tamaños, como la arena, el limo y la arcilla. 9. Laterita: se caracteriza por la acumulación de óxido de hierro (Fe2O3) y óxido de aluminio (Al2O3) cerca de la superficie y la lixiviación de sílice. Los suelos lateríticos en América Central contienen entre 80 y 90% de arcilla y partículas de tamaño de limo. En Estados Unidos los suelos lateríticos se pueden encontrar en los estados del sureste como Alabama, Georgia y las Carolinas. 74 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Exploración subsuperficial 2.11 Propósito de la exploración subsuperficial Al proceso para la identificación de los estratos de depósitos que subyacen bajo una estructura propuesta y sus características físicas se le refiere como exploración subsuperficial. Su propósito es obtener información que ayude al ingeniero geotécnico a: 1. Seleccionar el tipo y la profundidad de la cimentación adecuada para una estructura dada. 2. Evaluar la capacidad de soporte de carga de la cimentación. 3. Estimar el asentamiento probable de una estructura. 4. Determinar los problemas potenciales de la cimentación (por ejemplo, suelo expansivo, suelo colapsible, relleno sanitario, etcétera). 5. Determinar la ubicación del nivel freático. 6. Predecir la presión lateral de tierra en estructuras como muros de retención, muros de tablaestacas y cortes apuntalados. 7. Establecer los métodos de construcción para cambiar las condiciones del subsuelo. La exploración subsuperficial también puede ser necesaria cuando se contemplen adiciones y alteraciones a estructuras existentes. 2.12 Programa de exploración subsuperficial La exploración subsuperficial comprende varias etapas, entre ellas la recolección de información preliminar, el reconocimiento y la investigación del emplazamiento. Recolección de información preliminar Esta etapa incluye obtener información respecto al tipo de estructura que se construirá y a su uso general. Para la construcción de edificios deben conocerse las cargas aproximadas y el espaciamiento de las columnas, así como el reglamento local de construcción y los requisitos para el sótano. La construcción de puentes requiere determinar las longitudes de sus claros y la carga sobre pilares y estribos. Una idea general de la topografía y del tipo de suelo que se encontrará cerca y alrededor del emplazamiento propuesto se puede obtener de las fuentes siguientes: 1. Mapas del United States Geological Survey. 2. Mapas de levantamientos geológicos del gobierno estatal. 3. Reportes de suelos del condado del Servicio de Conservación de Suelos del Departamento de Agricultura de Estados Unidos. 4. Mapas agronómicos publicados por los departamentos de agricultura de varios estados. 5. Información hidrológica publicada por el Cuerpo de Ingenieros de Estados Unidos, que incluye registros de flujo de corrientes de agua, niveles altos de inundaciones, mareas, etcétera. 6. Manuales sobre suelos de los departamentos de carreteras publicados por varios estados. La información obtenida de estas fuentes es muy útil en la planeación de la investigación de un emplazamiento. En algunos casos se pueden obtener ahorros sustanciales anticipando problemas que se pueden encontrar más adelante en el programa de exploración. 2.12 Programa de exploración subsuperficial 75 Reconocimiento Un ingeniero siempre debe hacer una inspección visual del emplazamiento para obtener información sobre: 1. La topografía general del emplazamiento, la posible existencia de canales de drenaje, tiraderos de basura abandonados y otros materiales presentes en el emplazamiento. Además, la evidencia de deslizamientos de taludes y de grietas de contracción profundas y amplias a intervalos espaciados regularmente puede ser una indicación de un suelo expansivo. 2. La estratificación del suelo en cortes profundos, como los hechos en la construcción de caminos y ferrocarriles cercanos. 3. El tipo de vegetación en el emplazamiento, el cual puede indicar la naturaleza del suelo. Por ejemplo, una cubierta de mezquites en el centro de Texas puede indicar la existencia de arcillas expansivas que pueden ocasionar problemas en la cimentación. 4. Huellas de niveles altos de agua en edificios y estribos de puentes cercanos. 5. Los niveles del agua freática, los cuales se pueden determinar observando pozos cercanos. 6. Los tipos de construcciones vecinas y la existencia de grietas en paredes u otros problemas. La naturaleza de la estratificación y las propiedades físicas de suelos cercanos también se pueden obtener de reportes disponibles de la exploración del suelo de estructuras existentes. Investigación del emplazamiento La fase de investigación del emplazamiento del programa de exploración consiste en planear, efectuar sondeos de prueba y recolectar muestras del suelo a intervalos deseados para su observación subsiguiente y pruebas de laboratorio. La profundidad mínima aproximada requerida de los sondeos se debe predeterminar. La profundidad se puede cambiar durante la operación de perforación, dependiendo del subsuelo encontrado. Para determinar la profundidad mínima aproximada de perforación, los ingenieros se basan en las reglas establecidas por la American Society of Civil Engineers (1972): 1. Se determina el incremento en el esfuerzo efectivo, Ds9, bajo una cimentación con la profundidad, como se muestra en la figura 2.9. (Las ecuaciones generales para estimar el incremento en el esfuerzo se dan en el capítulo 5.) 2. Se estima la variación del esfuerzo efectivo vertical, s9o, con la profundidad. D s so Figura 2.9 Determinación de la profundidad mínima de perforación. 76 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 1. Se determina la profundidad, D 5 D1, en la que el incremento del esfuerzo efectivo Ds9 es igual a (1Y10)q (q 5 esfuerzo neto estimado sobre la cimentación). 2. Se determina la profundidad, D 5 D2, en la que Ds9/s9o 5 0.05. 3. Se elige la menor de las dos profundidades, D1 y D2, antes determinadas como la profundidad mínima estimada de perforación requerida, a menos de que se encuentre el lecho de una roca. Si se aplican las reglas anteriores, las profundidades de perforación para un edificio con un ancho de 30 m será aproximadamente la siguiente, de acuerdo con Sowers y Sowers (1970): Núm. de pisos Profundidad de perforación 1 2 3 4 5 3.5 m 6m 10 m 16 m 24 m Para determinar la profundidad de perforación para hospitales y edificios de oficinas, Sowers y Sowers (1970) también utilizan las reglas siguientes: s Para edificios ligeros de acero o estrechos de concreto Db S0.7 5a (2.1) donde Db 5 profundidad de perforación S 5 números de pisos a 5 3 si Db está en metros s Para edificios pesados de acero o amplios de concreto, Db S0.7 5b (2.2) donde b5 6 si Db está en metros 20 si Db está en pies Cuando se anticipen excavaciones profundas, la profundidad de perforación debe ser al menos de 1.5 veces la profundidad de excavación. En ocasiones las condiciones del subsuelo requieren que la carga de la cimentación se transmita al lecho de roca. La profundidad mínima de perforación para la extracción de núcleos en el lecho de roca es de aproximadamente 3 m. Si el lecho de roca es irregular o está intemperizado, la perforación para la extracción de núcleos puede ser más profunda. No existen reglas fijas ni simples para determinar el espaciamiento de las perforaciones. En la tabla 2.4 se indican algunas directrices generales. El espaciamiento se puede incrementar o disminuir, dependiendo de la condición del subsuelo. Si varios estratos de suelo son más o menos uniformes y predecibles, se necesitarán menos perforaciones que en estratos de suelo no homogéneos. 2.13 Perforaciones exploratorias en el campo 77 Tabla 2.4 Espaciamiento aproximado de las perforaciones. Espaciamiento (m) Tipo de proyecto Edificios de muchos pisos Plantas industriales de un piso Carreteras Subdivisión residencial Presas y diques 10-30 20-60 250 - 500 250-500 40 - 80 Un ingeniero también debe tomar en cuenta el costo final de la estructura al tomar decisiones respecto a la extensión de la exploración de campo. El costo de la exploración en general debe estar entre 0.1 a 0.5% del costo de la estructura. Los sondeos del suelo se pueden realizar mediante varios métodos, como el sondeo con barrena para postes, el sondeo de perforación con lavado, el sondeo de perforación por percusión y el sondeo por perforación rotatoria. 2.13 Perforaciones exploratorias en el campo La perforación con barrena es el método más simple para hacer perforaciones exploratorias. En la figura 2.10 se muestran dos tipos de barrenas manuales, la barrena para postes y la barrena helicoidal. Las barrenas manuales no se pueden utilizar para excavar agujeros a profundidades que sobrepasen 3 a 5 m. Sin embargo, se pueden emplear para el trabajo de exploración del suelo en algunos caminos y estructuras pequeñas. Existen barrenas helicoidales eléctricas portátiles (76 mm a 305 mm en diámetro) para hacer perforaciones más profundas. Las muestras de suelo obtenidas de esas perforaciones están muy alteradas. En algunos suelos no cohesivos o en suelos con baja cohesión, las paredes de las perforaciones no son estables sin algún tipo de soporte, por lo que se utiliza un tubo metálico como ademe para evitar que el suelo se derrumbe. a) b) Figura 2.10 Herramientas manuales: a) barrena para postes; b) barrena helicoidal 78 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Cuando se dispone de energía eléctrica, las barrenas de paso continuo probablemente sean el método más común para excavar un agujero. La energía para la perforación la suministran equipos montados en un camión o en un tractor. Mediante este método es fácil hacer perforaciones entre 60 a 70 m. Las barrenas de paso continuo están disponibles en secciones de 1 a 2 m con vástago sólido o hueco. Algunas de las barrenas de vástago sólido más comunes tienen diámetros exteriores de 66.68 mm, 82.55 mm, 101.6 mm y 114.3 mm. Las barrenas de vástago hueco disponibles comercialmente tienen dimensiones de 63.5 mm de diámetro interior (DI) y 158.75 mm de diámetro exterior (DE), 69.85 mm de DI y 177.8 mm de DE, 76.2 mm de DI y 203.2 de DE y 82.55 mm de DI y 228.6 mm de DE. La punta de la barrena se conecta a una cabeza de corte (figura 2.11). Durante la operación de perforación (figura 2.12), se puede agregar una sección a la anterior a la barrena y así profundizar el agujero hacia abajo. Los pasos de las barrenas sacan el suelo suelto del fondo del agujero hacia la superficie. El perforador puede detectar cambios en el tipo de suelo observando los cambios en la velocidad y en el sonido de la perforación. Cuando se utilizan barrenas de vástago sólido, la barrena se debe sacar a intervalos regulares a fin de obtener muestras de suelo y también para realizar otras operaciones como las pruebas de penetración estándar. Las barrenas de vástago hueco tienen una ventaja distintiva sobre las barrenas de vástago sólido en que no se tienen que remover con Figura 2.11 Cabeza de corte de punta de carburo de una barrena helicoidal. (Cortesía de Braja M. Das, Henderson, NV.) 2.13 Perforaciones exploratorias en el campo 79 Figura 2.12 Perforación con barrena de paso continuo. (Danny R. Anderson, ingeniero profesional de Professional Service Industries, Inc., El Paso, Texas.) frecuencia para efectuar muestreos u otras pruebas. Como se muestra en el esquema de la figura 2.13, el exterior de una barrena de vástago hueco actúa como un ademe. El sistema de barrena de vástago hueco incluye los componentes siguientes: Componente exterior: a) secciones huecas de la barrena, b) capacete hueco de la barrena y c) capacete de hincado. Componente interior: a) conjunto piloto, b) columna de la barra central y c) adaptador de barra a capacete. La cabeza de la barrena contiene dientes de carburo reemplazables. Durante la perforación, si se deben recolectar muestras de suelo a una cierta profundidad, el conjunto piloto y la barra central se remueven. Luego se inserta el muestreador de suelo a través del vástago hueco de la columna de la barrena. La perforación por lavado es otro método para excavar agujeros. En este método se hinca en el suelo un ademe de aproximadamente 2 a 3 m de longitud. Luego el suelo dentro del ademe se remueve por medio de un trépano de corte conectado a una barra de perforación. Se inyecta agua a través de la barra de perforación y sale a una velocidad muy elevada a través de los agujeros dispuestos en la parte inferior del trépano de corte (figura 2.14). El agua y las partículas desintegradas del suelo ascienden por el agujero taladrado y se derraman en la parte superior del 80 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Cuerda Capacete de hincado Adaptador de barra a capacete Conector de la barrena Sección de la barrena de vástago hueco Torre de perforación Agua a presión Recipiente del agua de inyección Barra central Ademe Barra de perforación Conjunto piloto Conector de la barrena Trépano de corte Cabeza de la barrena Cabeza central Diente reemplazable de carburo de la barrena Figura 2.13 Componentes de una barrena de vástago hueco (según la ASTM, 2001). (Norma ASTM D4700-91: Guía estándar para el muestreo de suelo de una zona vadosa. Derechos de autor de la ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso). Zapata de hincado Chorro de agua a alta velocidad Figura 2.14 Perforación por lavado. ademe a través de una conexión en T. El agua de lavado se recolecta en un recipiente. El ademe se puede extender con piezas adicionales conforme progresa la perforación; sin embargo, esto no se requiere si la perforación permanecerá abierta y no hay derrumbes. Las perforaciones por lavado no se utilizan en la actualidad en Estados Unidos ni en los países desarrollados. La perforación rotatoria es un procedimiento en el cual trépanos de rápida rotación conectados en la parte inferior de las barras de perforación cortan y muelen el suelo y amplían la perforación. Hay varios tipos de trépanos de perforación. La perforación rotatoria se puede utilizar en arena, arcilla y rocas (a menos que estén muy fisuradas). Agua o lodo de perforación se inyecta por las barras de perforación hacia los trépanos y el flujo de retorno saca los recortes a la superficie. Con esta técnica es fácil hacer perforaciones con diámetros de 50 a 203 mm. El lodo de perforación es una lechada de agua y bentonita. En general, se utiliza cuando es probable que las paredes del suelo encontrado se derrumben. Cuando es necesario tomar muestras de suelo, se saca la barra de perforación y el trépano de perforación se reemplaza por un muestreador. En las aplicaciones de perforación medioambientales, la perforación rotatoria con aire se está popularizando. La perforación por percusión es un método alternativo para efectuar una perforación, en particular a través de suelo duro y roca. Un trépano pesado de perforación se sube y baja para cortar el suelo duro. Las partículas de suelo recortado se sacan a la superficie por la circulación de agua. La perforación por percusión puede requerir de un ademe. 2.15 Muestreo con media caña 81 2.14 Procedimientos para muestreo del suelo Durante la exploración subsuperficial se pueden obtener dos tipos de muestras: alteradas y no alteradas. Las muestras alteradas, pero representativas, se pueden utilizar en general para los tipos siguientes de pruebas de laboratorio: 1. Análisis granulométrico. 2. Determinación de los límites líquido y plástico. 3. Gravedad específica de los sólidos del suelo. 4. Determinación del contenido de humedad. 5. Clasificación del suelo. Sin embargo, las muestras alteradas de suelo no se pueden utilizar para pruebas de consolidación, permeabilidad hidráulica o de resistencia cortante. Para estos tipos de pruebas de laboratorio se deben obtener muestras no alteradas de suelo. En las secciones 2.15 a 2.18 se describen algunos procedimientos para obtener muestras de suelo durante la exploración de campo. 2.15 Muestreo con media caña Los muestreadores de media caña se pueden utilizar en el campo para obtener muestras de suelo que en general están alteradas, pero que aún son representativas. En la figura 2.15a se muestra una sección de un muestreador estándar de media caña. La herramienta consiste en una zapata de Orificio de agua 457.2 mm (18 pulg) Cabezal Pasador 76.2 mm (3 pulg) 50.8 mm 34.93 mm (2 in.)pulg) (1-3/8 Barra de perforación Válvula esférica Acoplamiento 50.8 mm (2 pulg) Roscas Zapata de hincado Barril dividido (tubo en media caña) a) b) Figura 2.15 a) Muestreador estándar de media caña; b) extractor de núcleos de manantial (canastilla). 82 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo hincado de acero, un tubo de acero que está divido longitudinalmente en dos y un acoplamiento en la parte superior. El acoplamiento conecta el muestreador con la barra de perforación. El tubo dividido estándar tiene un diámetro interior de 34.93 mm y un diámetro exterior de 50.8 mm; sin embargo, también están disponibles muestreadores con diámetros interior y exterior de 63.5 mm y 76.2 mm, respectivamente. Cuando una perforación se extiende hasta una profundidad predeterminada, las herramientas de perforación se remueven y el muestreador se introduce hasta el fondo del agujero. El muestreador se hinca en el suelo por golpes de un martinete en la parte superior de la barra de perforación. El peso estándar del martinete es de 622.72 N y por cada golpe el martinete baja una distancia de 0.762 m. Se registra el número de golpes requeridos para una penetración del penetrómetro de tres intervalos de 152.4 mm. El número de golpes requeridos para los dos intermedios intervalos se suman para obtener el número de penetración estándar, N, a esa profundidad. A este número en general se le refiere como valor N (American Society for Testing and Materials, 2001, Designation D-1586-99). Luego el muestreador se retira y se remueven la zapata y el acoplamiento. Por último, la muestra de suelo recuperada del tubo se coloca en una botella de vidrio y se transporta al laboratorio. Esta prueba de campo se conoce como prueba de penetración estándar (SPT, por sus siglas en inglés). En la figura 2.16a y 216b se presenta un muestreador de media caña sin ensamblar y después de un muestreo. El grado de alteración de una muestra de suelo se acostumbra expresarse como AR (%) 5 D2o 2 D2i D2i (100) (2.3) donde AR 5 relación de áreas (relación del área alterada al área total del suelo) Do 5 diámetro exterior del tubo muestreador Di 5 diámetro interior del tubo muestreador Cuando la relación de áreas es 10% o menor, la muestra se considera en general no alterada. Para un muestreador estándar de media caña, A R (%) 5 (50.8) 2 2 (34.93) 2 (34.93) 2 (100) 5 111.5% Figura 2.16 a) Muestreador de media caña desarmado; b) después de un muestreo. (Cortesía de Professional Service Industries, Inc. (PSI), Waukesha, Wisconsin.) 2.15 Muestreo con media caña 83 De aquí que estas muestras están altamente alteradas. Las muestras de media caña suelen tomarse a intervalos de aproximadamente 1.5 m. Cuando el material encontrado en el campo es arena (en particular arena fina debajo del nivel freático), la recuperación de la muestra por medio del muestreador de media caña puede dificultarse. En ese caso, se tiene que colocar un dispositivo conocido como extractor de núcleos de manantial en el interior de la media caña (figura 2.15b). En este punto es importante destacar que varios factores contribuyen a la variación del número de penetración estándar N a una profundidad dada para perfiles de suelo similares. Entre estos factores se encuentran la eficiencia del martinete SPT, el diámetro de la perforación, el método de muestreo y la longitud de la barra (Skempton, 1986; Seed y colaboradores, 1985). La eficiencia energética del martinete SPT se puede expresar así: Er (%) 5 energía total del martinete al muestreador 3 100 energía de entrada Energía teórica de entrada 5 W h (2.4) (2.5) donde W 5 peso del martinete L 0.623 kN h 5 altura de caída L 0.76 mm Por lo tanto, Wh 5 (0.623) (0.76) 5 0.474 kN-m En el campo, la magnitud de Er puede variar de 30 a 90%. La práctica estándar actual en Estados Unidos es expresar el valor N para una relación energética promedio de 60% (L N60). Así pues, la corrección por los procedimientos de campo y con base en las observaciones de campo parece razonable para estandarizar el número de penetración estándar como una función de la energía de entrada de hincado y su disipación alrededor del muestreador hacia el suelo circundante, o N60 5 NhH hB hS hR 60 (2.6) donde N60 5 número de penetración estándar, corregido por las condiciones en el campo N 5 número de penetración medido hH 5 eficiencia del martinete (%) hB 5 corrección por el diámetro de la perforación hS 5 corrección del muestreador hR 5 corrección por longitud de la barra Las variaciones de hH, hB, hS y hR con base en recomendaciones de Seed y colaboradores (1985) y Skempton (1986) se resumen en la tabla 2.5. Correlaciones para N60 en suelo cohesivo Además de obligar al ingeniero geotécnico a obtener muestras de suelos, las pruebas de penetración estándar proporcionan varias correlaciones útiles. Por ejemplo, la consistencia de suelos arcillosos se puede estimar a partir del número de penetración estándar, N60. A fin de lograr eso, Szechy y Vargi (1978) calcularon el índice de consistencia (IC) como 84 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Tabla 2.5 Variación de hH, hB, hS, y hR [Ec. (2.6)]. 1. Variación de hH 2. Variación de hB País Tipo de martinete Liberación del martinete Japón Toroide Toroide De seguridad Toroide Toroide Toroide Toroide Caída libre Cuerda y polea Cuerda y polea Cuerda y polea Cuerda y polea Caída libre Cuerda y polea Estados Unidos Argentina China hH (%) 78 67 60 45 45 60 50 hS Muestreador estándar Con recubrimiento para arena y arcilla densas Con recubrimiento para arena suelta 1.0 0.8 0.9 IC 5 hB 60-120 150 200 1 1.05 1.15 4. Variación de hR 3. Variación de hS Variable Diámetro, mm Longitud de la barra, m hR . 10 6-10 4-6 0-4 1.0 0.95 0.85 0.75 LL 2 w LL 2 LP (2.7) donde w 5 contenido natural de humedad LL 5 límite líquido LP 5 límite de plasticidad La correlación aproximada entre IC, N60 y la resistencia a la compresión simple (qu) se da en la tabla 2.6. Hara y colaboradores (1971) también sugieren la correlación siguiente entre la resistencia al corte no drenada de arcilla (cu) y N60: cu 5 0.29N 0.72 60 pa (2.8) donde pa 5 presión atmosférica (L 100 kNYm2; L 2 000 lbYpulg2). Tabla 2.6 Correlación aproximada entre IC, N60, y qu . Número de penetración estándar, N60 ,2 2-8 8-15 15-30 . 30 Consistencia Muy blanda Blanda Media Firme Muy firme CI , 0.5 0.5-0.75 0.75-1.0 1.0-1.5 . 1.5 Resistencia a la compresión simple, qu (kN/m2) , 25 25-80 80-150 150-400 . 400 2.15 Muestreo con media caña 85 La relación de sobreconsolidación, OCR, de un depósito natural de arcilla también se puede correlacionar con el número de penetración estándar. Con base en el análisis de regresión de 110 puntos de datos, Mayne y Kemper (1988) obtuvieron la relación: OCR 5 0.193 N60 sor 0.689 (2.9) donde s9o 5 esfuerzo vertical efectivo en MNYm2. Es importante destacar que cualquier correlación entre cu, OCR y N60 sólo es aproximada. Correlación para N60 en suelo granular En suelos granulares, el valor de N se afecta por la presión de sobrecarga efectiva, s9o. Por esa razón, el valor de N60 obtenido en la exploración de campo ante presiones de sobrecarga efectiva diferentes se debe cambiar para que corresponda a un valor estándar de s9o Es decir, (N1 ) 60 5 CNN60 (2.10) donde (N1)60 5 valor de N60 corregido a un valor estándar de s9o[100 kNYm2(200 lbYpie2)] CN 5 factor de corrección N60 5 valor de N obtenido de la exploración de campo [ecuación (2.6)] En el pasado se propuso una variedad de relaciones empíricas para CN. A continuación se dan algunas. Las relaciones más comúnmente citadas son las de Liao y Whitman (1986) y Skempton (1986). En las relaciones siguientes para CN, observe que s9o es la presión de sobrecarga efectiva y pa 5 presión atmosférica (L 100 kNYm2). Relación de Liao y Whitman (1986): CN 5 1 0.5 sor pa (2.11) Relación de Skempton (1986): 2 CN 5 11 sor pa 1.7 CN 5 21 sor p (para arena fina normalmente consolidada) (para arena gruesa normalmente consolidada) (2.12) (2.13) 86 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 1.7 CN 5 (para arena sobreconsolidada) sor pa 0.7 1 (2.14) Relación de Seed y colaboradores (1975): CN 5 1 21.25 log sor pa (2.15) Relación de Peck y colaboradores (1974): 20 CN 5 0.77 log para sor pa sor $ 0.25 pa (2.16) Relación de Bazaraa (1967): 4 CN 5 114 CN 5 para sor pa 4 para sor 3.25 1 pa sor # 0.75 pa (2.17) sor . 0.75 pa (2.18) En la tabla 2.7 se muestra la comparación de CN deducida utilizando varias de las relaciones citadas antes. Se puede observar que la magnitud del factor de correlación estimado empleando cualquiera de las relaciones es aproximadamente el mismo, considerando las incertidumbres comprendidas al realizar las pruebas de penetración estándar. Por consiguiente, en todos los cálculos se recomienda utilizar la ecuación (2.11). Tabla 2.7 Variación de CN . CN so9 pa 0.25 0.50 0.75 1.00 1.50 2.00 3.00 4.00 Ecuación (2.11) Ecuación (2.12) 2.00 1.41 1.15 1.00 0.82 0.71 0.58 0.50 1.60 1.33 1.14 1.00 0.80 0.67 0.50 0.40 Ecuación (2.13) 1.33 1.20 1.09 1.00 0.86 0.75 0.60 0.60 Ecuación (2.14) Ecuación (2.15) Ecuación (2.16) Ecuaciones (2.17) y (2.18) 1.78 1.17 1.17 1.00 0.77 0.63 0.46 0.36 1.75 1.38 1.15 1.00 0.78 0.62 0.40 0.25 1.47 1.23 1.10 1.00 0.87 0.77 0.63 0.54 2.00 1.33 1.00 0.94 0.84 0.76 0.65 0.55 2.15 Muestreo con media caña 87 Correlación entre N60 y la densidad relativa de un suelo granular En la tabla 2.8 se proporciona una relación aproximada entre el número de penetración estándar y la densidad relativa de una arena. Los valores son aproximados principalmente debido a que la presión de sobrecarga efectiva y la historia del esfuerzo del suelo afectan de manera significativa los valores de N60 de la arena. Kulhawy y Mayne (1990) modificaron la relación empírica para la densidad relativa propuesta por Marcuson y Bieganousky (1977), que se puede expresar como Dr (%) 5 12.2 1 0.75 222N60 1 2311 2 711OCR 2 779 sor pa 0.5 2 50C2u (2.19) donde Dr densidad relativa presión de sobrecarga efectiva o9 Cu coeficiente de uniformidad de la arena presión de preconsolidación, scr OCR 5 presión de sobrecarga efectiva, sor pa 5 presión atmosférica Meyerhof (1957) desarrolló la correlación siguiente entre Dr y N60: N60 5 17 1 24 sor pa D2r o 0.5 Dr 5 N60 (2.20) s9o 17 1 24 pa La ecuación (2.20) proporciona una estimación razonable sólo para arena de grano medio a fina limpia. Cubrinovski e Ishihara (1999) también propusieron una correlación entre N60 y la densidad relativa de la arena (Dr) que es: N60 0.23 1 Dr (%) 5 9 0.06 D50 1.7 0.5 1 sor pa (100) Tabla 2.8 Relación entre los valores corregidos (N1 ) 60 y la densidad relativa en arenas. Número de penetración estándar, (N1)60 Densidad relativa aproximada, Dr (%) 0-5 5-10 10-30 30-50 0-5 5-30 30-60 60-95 (2.21) 88 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo donde pa 5 presión atmosférica (L 100 kNYm2) D50 5 tamaño de malla por la cual pasará 50% del suelo (mm) Kulhawy y Mayne (1990) correlacionaron el número de penetración estándar corregido y la densidad relativa de la arena en la forma siguiente: Dr (%) 5 (N1 ) 60 CpCACOCR 0.5 (100) (2.22) donde Cp 5 factor de correlaciones del tamaño de grano 5 60 1 25 logD50 CA 5 factor de correlación por envejecimiento 5 1.2 1 0.05 log COCR D50 t OCR t 100 5 factor de correlación por sobreconsolidación 5 OCR0.18 5 diámetro a través del cual pasará 50% del suelo (mm) 5 edad del suelo desde su depósito (años) 5 relación de sobreconsolidación (2.23) (2.24) (2.25) Correlación entre el ángulo de fricción y el número de penetración estándar El ángulo de fricción interna, f9, de un suelo granular también se ha correlacionado con N60 o (N1)60 por varios investigadores. Algunas de estas correlaciones son: 1. Peck, Hanson y Thornburn (1974) dan una correlación entre N60 y f9 en una forma gráfica, que se puede aproximar como (Wolff, 1989): fr(grados) 5 27.1 1 0.3N60 2 0.00054 N60 2 (2.26) 2. Schmertmann (1975) proporcionó la correlación entre N60, s9o y f9. Matemáticamente, la correlación se puede aproximar con (Kulhawy y Mayne, 1990): fr 5 tan21 N60 sor 12.2 1 20.3 pa donde N60 5 número de penetración estándar de campo s9o 5 presión de sobrecarga efectiva pa 5 presión atmosférica en las mismas unidades que s9o f9 5 ángulo de fricción del suelo 0.34 (2.27) 2.16 Muestreo con cucharón escarbador 89 3. Hatanaka y Uchida (1996) propusieron una correlación simple entre f9 y (N1)60 que se puede expresar como fr 5 20(N1 ) 60 1 20 (2.28) Se deben observar las restricciones siguientes cuando se utilicen los valores de la resistencia a la penetración estándar en las correlaciones anteriores para estimar parámetros de suelos: 1. Las ecuaciones son aproximadas. 2. Debido a que el suelo no es homogéneo, los valores de N60 obtenidos de una perforación dada varían considerablemente. 3. En depósitos de suelo que contengan grandes boleos y grava, los números de penetración estándar pueden ser erráticos y no confiables. Aunque es aproximada, con una interpretación correcta la prueba de penetración estándar proporciona una buena evaluación de las propiedades del suelo. Las fuentes primarias de error en las pruebas de penetración estándar son la limpieza inadecuada de la perforación, medición sin cuidado del conteo de golpes, golpes excéntricos del martinete sobre la barra de perforación y mantenimiento inadecuado de la carga de agua en la perforación. Correlación entre el módulo de elasticidad y el número de penetración estándar El módulo de elasticidad de suelos granulares (Es) es un parámetro importante para estimar el asentamiento elástico de cimentaciones. Una estimación de primer orden de Es la proporcionaron Kulhawy y Mayne (1990) como Es 5 aN60 pa (2.29) donde pa 5 presión atmosférica (mismas unidades que Es ) 5 para arenas con finos a 5 10 para arena limpia normalmente consolidada 15 para arena limpia sobreconsolidada 2.16 Muestreo con cucharón escarbador Cuando los depósitos de suelo están mezclados con guijarros, la obtención de muestras con media caña con un extractor de núcleos de manantial puede que no sea posible debido a que los guijarros evitan que los resortes se cierren. En esos casos, se puede utilizar un cucharón escarbador para obtener muestras representativas alteradas (figura 2.17). El cucharón escarbador tiene una punta de hincado y puede unirse a una barra de perforación. El muestreador se hinca en el suelo y gira, y el suelo que se desprendió de las paredes cae dentro del cucharón. 90 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo S Sección en S – S S Barra de perforación Punta de hincado Figura 2.17 Cucharón escarbador. 2.17 Muestreo con tubo de pared delgada A los tubos de pared delgada se les refiere como tubos Shelby. Están hechos de acero sin costuras y se utilizan con frecuencia para obtener suelos arcillosos inalterados. Los muestreadores de tubo de pared delgada más comunes tienen diámetros exteriores de 50.8 y 76.2 mm. El extremo inferior del tubo está afilado. Los tubos se pueden unir a barras de perforación (figura 2.18). La barra de perforación con el muestreador unido se baja hasta el fondo de la perforación y el muestreador se empuja sobre el suelo. Luego se saca la muestra de suelo dentro del tubo. Los dos extremos se sellan y el muestreador se envía al laboratorio para realizar las pruebas correspondientes. En la figura 2.19 se muestra la secuencia de muestreo con un tubo de pared delgada en el campo. Las muestras obtenidas de esta manera se pueden emplear para efectuar pruebas de consolidación o de corte. Un tubo de pared delgada con un diámetro exterior de 50.8 mm (2 pulg) tiene un diámetro interior de aproximadamente 47.63 mm (1 78 pulg). La relación de áreas es A R (%) 5 D2o 2 D2i D2i (100) 5 (50.8) 2 2 (47.63) 2 (47.63) 2 (100) 5 13.75% Al incrementar los diámetros de las muestras también aumenta el costo de obtenerlas. Barra de perforación Figura 2.18 Tubo de pared delgada. Tubo de pared delgada 2.17 Muestreo con tubo de pared delgada 91 a) b) Figura 2.19 Muestreo con un tubo de pared delgada: a) colocación del tubo a la barra de perforación; b) muestreador de tubo hincado en el suelo. (Cortesía de Khaled Sobhan, Florida Atlantic University, Boca Ratón, Florida.) 92 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo c) Figura 2.19 (continuación) c) Recuperación de una muestra de suelo. (Cortesía de Khaled Sobhan, Florida Atlantic University, Boca Ratón, Florida.) 2.18 Muestreo con muestreador de pistón Cuando las muestras inalteradas de suelo son muy suaves o mayores que 76.2 mm de diámetro, tienden a salirse del muestreador y en estas condiciones los muestreadores de pistón son particularmente útiles. Existen varios tipos de muestreadores de pistón; sin embargo, el muestreador propuesto por Osterberg (1952) es el más útil (consulte las figuras 2.20a y 2.20b). El muestreador de Osterberg consiste en un tubo de pared delgada con un pistón. Inicialmente, el pistón cierra el extremo del tubo. El muestreador se baja al fondo de la perforación (figura 2.20a) y el tubo se hinca hidráulicamente en el suelo, más allá del pistón. Luego se libera la presión a través de un agujero en la barra del pistón (figura 2.20b). En gran medida, la presencia del pistón evita la distorsión de la muestra al no dejar que el suelo se aplaste muy rápidamente en el tubo muestreador al no admitir suelo adicional. En consecuencia, las muestras obtenidas de esta manera están menos alteradas que las que se obtienen con los tubos Shelby. 2.19 Observación de los niveles de agua freática La presencia de agua freática cerca de una cimentación afecta de manera considerable la capacidad de carga de la cimentación y su asentamiento, entre otras cosas. El nivel del agua cambia con las estaciones. En muchos casos puede ser necesario establecer los niveles máximo y mínimo posibles del agua durante la vida de un proyecto. 2.19 Observación de los niveles de agua freática 93 Barra de perforación Agua (entrada) Agua (salida) Ventilación Pistón a) Muestra b) Figura 2.20 Muestreador de pistón: a) muestreador en el fondo de la excavación, b) tubo hincado hidráulicamente en el suelo. Se debe registrar si se encuentra agua en una perforación durante una exploración de campo. En suelos con permeabilidad hidráulica alta, el nivel de agua en una perforación se estabilizará en aproximadamente 24 horas después de terminada la perforación. Entonces la profundidad del nivel del agua se puede registrar bajando una cadena o una cinta en la perforación. En estratos altamente impermeables, el nivel del agua en una perforación quizá no se estabilice en varias semanas. En esos casos, si se requieren mediciones precisas del nivel del agua, se puede utilizar un piezómetro, que básicamente consiste en una piedra porosa o en un tubo perforado con una bureta de plástico conectada a él. En la figura 2.21 se muestra la localización general de un piezómetro en una perforación. Este procedimiento permitirá una verificación periódica hasta que se estabilice el nivel del agua. 94 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Cubierta protectora Nivel de agua en el piezómetro Nivel de agua freática Tubo vertical de plástico Lechada de cemento de bentonita Sello de bentonita Cámara drenante Arena 2.20 Figura 2.21 Piezómetro de tipo Casagrande. (Cortesía de N. Sivakugan, James Cook University, Australia.) Prueba de corte con veleta La prueba de corte con veleta (ASTM D-2573) se puede utilizar durante la operación de perforación para determinar in situ la resistencia cortante no drenada (cu) de suelos arcillosos, en particular de arcillas blandas. El dispositivo de corte con veleta consiste de cuatro paletas en el extremo de una barra, como se muestra en la figura 2.22. La altura, H, de la veleta mide dos veces el diámetro, D. La veleta puede ser rectangular o bien ahusada (consulte la figura 2.22). Las dimensiones de las veletas utilizadas en el campo se indican en la tabla 2.9. Las veletas del aparato se hincan en el suelo en el fondo de una excavación sin alterar el suelo de manera apreciable. Se aplica un momento de torsión en la parte superior de la barra para girar las veletas a una velocidad estándar de 0.1°Ys. Esta rotación inducirá la falla en un suelo de forma cilíndrica que rodea a las veletas. Se mide el momento de torsión máximo, T, aplicado para ocasionar la falla. Observe que T 5 f(cu, H y D) (2.30) L = 10D 2.20 Prueba de corte con veleta 95 H = 2D 45 D D Veleta rectangular Figura 2.22 Geometría de la veleta de campo (según la ASTM, 2001). (Anual Book of ASTM Standards, Vol. 04.08. Derechos de autor de la ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso.) Veleta ahusada o cu 5 T K (2.31) donde T está en N · m, cu está en kNYm2 y K 5 una constante con una magnitud que depende de la dimensión y forma de la veleta La constante K5 p 106 D2H 2 11 D 3H (2.32a) 96 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Tabla 2.9 Dimensiones recomendadas de la ASTM de veletas de campoa. (Annual Book of ASTM Standards, Vol. 04.08. Derechos de autor de la ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso.) Tamaño del ademe AX BX NX 101.6 mmb Diámetro, D mm Altura, D mm Espesor de la paleta mm Diámetro de la barra mm 38.1 50.8 63.5 92.1 76.2 101.6 127.0 184.1 1.6 1.6 3.2 3.2 12.7 12.7 12.7 12.7 a La selección del tamaño de la veleta está directamente relacionado con la consistencia del suelo que se prueba; es decir, entre más suave, mayor será el diámetro de la veleta. b Diámetro interior. donde D 5 diámetro de la veleta en cm H 5 altura medida de la veleta en cm Si HYD 5 2, la ecuación (2.32a) da K 5 366 3 1028D3 c (cm) (2.32b) En unidades inglesas, si cu y T en la ecuación (2.31) están expresadas en lbYpie2 y lb-pie, respectivamente, entonces K5 p 1728 D2H 2 11 D 3H (2.33a) Si HYD 5 2, la ecuación (2.33a) da K 5 0.0021D3 c (pulg) (2.33b) Las pruebas de corte con veleta son moderadamente rápidas y económicas y se utilizan ampliamente en programas de exploración de suelos en campo. La prueba proporciona buenos resultados en arcillas suaves y medio compactas y también da resultados excelentes al determinar las propiedades de arcillas sensitivas. Las fuentes de errores significativos en la prueba de corte con veleta en campo son una mala calibración del par de torsión aplicado y veletas dañadas. Otros errores se cometen si la velocidad de rotación de la veleta no se controla debidamente. Para fines de diseño real, los valores de la resistencia cortante no drenada obtenidos de pruebas de corte con veleta en campo [cu(VST)] son muy altos y se recomienda que se corrijan de acuerdo con la ecuación: cu(corregida) 5 lcu(VST) donde l 5 factor de corrección. (2.34) 2.20 Prueba de corte con veleta 97 Previamente se han dado varias correlaciones para el factor de corrección l, pero la de uso más común es la propuesta por Bjerrum (1972), que tiene la forma siguiente: l 5 1.7 2 0.54 log IP(%) (2.35a) Morris y Williams (1994) proporcionaron las correlaciones siguientes: l 5 1.18e 20.08(IP) 1 0.57 (para IP . 5) (2.35b) l 5 7.01e 20.08(LL) 1 0.57 (donde LL está en %) (2.35c) La resistencia al corte con veleta en campo se puede correlacionar con la presión de preconsolidación y con la relación de sobreconsolidación de una arcilla. Utilizando 343 puntos de datos, Mayne y Mitchell (1988) dedujeron la relación empírica siguiente para estimar la presión de preconsolidación de un depósito natural de arcilla: scr 5 7.04 cu(campo ) 0.83 (2.36) Aquí, s9c 5 presión de preconsolidación (kNYm2) cu(campo) 5 resistencia al corte con veleta de campo (kNYm2) La relación de sobreconsolidación, OCR, también se puede correlacionar con cu(campo) de acuerdo con la ecuación OCR 5 b cu(campo) sor (2.37) donde s9o 5 presión de sobrecarga efectiva. Las magnitudes de b desarrolladas por varios investigadores son las siguientes: s Mayne y Mitchell (1988): b 5 22 IP(%) s (2.38) Hansbo (1957): 222 w(%) (2.39) 1 0.08 1 0.0055(IP) (2.40) b5 s 20.48 Larsson (1980): b5 98 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 2.21 Prueba de penetración del cono La prueba de penetración del cono (CPT), originalmente conocida como prueba de penetración con cono holandés, es un método preciso y versátil que se puede utilizar para determinar los materiales en un perfil de suelo y estimar sus propiedades ingenieriles. La prueba también se denomina prueba de penetración estática y no son necesarias perforaciones para llevarla a cabo. En la versión original, un cono a 60° con un área base de 10 cm2 se hincaba a una velocidad constante de 20 mmYs y se medía la resistencia a la penetración (denominada resistencia de punta). Los penetrómetros de cono actuales miden a) la resistencia de cono (qc) a la penetración, desarrollada por el cono, que es igual a la fuerza vertical aplicada al cono, dividida entre su área horizontalmente proyectada y b) la resistencia por fricción (fc), que es la resistencia medida por un manguito situado arriba del cono con el suelo local rodeándolo. La resistencia por fricción es igual a la fuerza vertical aplicada al manguito, dividida entre su área superficial, en realidad, la suma de la fricción y la adhesión. En general se utilizan dos tipos de penetrómetros para medir qc y fc: 1. Penetrómetro de cono de fricción mecánico (figura 2.23). La punta de este penetrómetro está conectada a un conjunto interior de barras. La punta se empuja primero aproximadamente 40 mm, dando la resistencia de cono. Con un empuje adicional, la punta acciona el manguito 35.7 mm 15 mm 15 mm 12.5 mm diám. 30 mm 47 mm 52.5 mm 45 mm 187 mm 11.5 mm 133.5 mm diám. 20 mm 35.7 mm 25 mm 387 mm 266 mm 69 mm diám. 23 mm 33.5 mm diám. 32.5 mm 146 mm diám. 35.7 mm 30 mm 35 mm 60 Plegado Extendido Figura 2.23 Penetrómetro de cono de fricción mecánico (según la ASTM, 2001). (Annual Book of ASTM Standards, Vol. 04.48. Derechos de autor de la ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso.) 2.21 Prueba de penetración del cono 99 de fricción. Conforme la barra interior avanza, la fuerza en la barra es igual a la suma de la fuerza vertical sobre el cono y el manguito. Restando la fuerza sobre el cono se obtiene la resistencia lateral. 2. Penetrómetro de cono de fricción eléctrico (figura 2.24). La punta de este penetrómetro está unida a un grupo de barras de acero. La punta se empuja en el terreno a una velocidad de 20 mmYs. Los cables de los transductores se pasan por el centro de las barras y miden continuamente las resistencias de cono y lateral. En la figura 2.25 se muestra una fotografía de un penetrómetro de cono de fricción eléctrico. 7 8 6 5 3 4 3 2 1 35.6 mm 1 2 3 4 5 6 7 8 Punta cónica (10 cm2) Celda de carga Extensómetro Manguito de fricción (150 cm2) Anillo de ajuste Buje impermeable Cable Conexión con barras Figura 2.24 Penetrómetro de cono de fricción eléctrico (según la ASTM, 2001). (Annual Book of ASTM Standards, Vol. 04.08. Derechos de autor de la ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso.) Figura 2.25 Fotografía de un penetrómetro de cono de fricción eléctrico. (Cortesía de Sanjeev Kumar, Southern Illinois University, Carbondale, Illinois.) 100 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo En la figura 2.26 se muestra la secuencia de una prueba con cono de penetración en el campo. En la figura 2.26a se muestra el equipo de un penetrómetro de cono de penetración (CPT) montado en un camión. Un ariete hidráulico ubicado dentro del camión empuja el cono en el terreno. En la figura 2.26b se muestra el penetrómetro de cono en el camión colocado en una ubicación elegida. En la figura 2.26c se muestra el progreso del CPT. a) b) Figura 2.26 Prueba de penetración de cono en el campo: a) equipo CPT montado; b) penetrómetro de cono colocado en una ubicación elegida. (Cortesía de Sanjeev Kumar, Southern Illinois University, Carbondale, Illinois.) 2.21 Prueba de penetración del cono 101 Figura 2.26 (continuación) c) prueba en progreso. (Cortesía de Sanjeev Kumar, Southern Illinois University, Carbondale, Illinois.) En la figura 2.27 se muestran los resultados de una prueba en un perfil de suelo con medición de la fricción por un penetrómetro de cono de fricción eléctrico. Se han desarrollado varias correlaciones útiles para estimar las propiedades de suelos encontrados durante un programa de exploración, para la resistencia de punta (qc) y la relación de fricción (Fr) obtenidas a partir de las pruebas de penetración del cono. La relación de fricción se define como Fr 5 fc resistencia por fricción 5 qc resistencia del cono (2.41) En un estudio más reciente en varios suelos en Grecia, Anagnostopoulos y colaboradores (2003) expresaron Fr como Fr (%) 5 1.45 2 1.36 logD50 (cono eléctrico) (2.42) Fr (%) 5 0.7811 2 1.611 logD50 (cono mecánico) (2.43) y donde D50 5 tamaño a través del cual pasará 50% de suelo (mm). El D50 para suelos sobre los cuales se han desarrollado las ecuaciones (2.42) y (2.43) y que varían entre 0.001 mm y aproximadamente 10 mm. Al igual que el caso de las pruebas de penetración estándar, se han desarrollado varias ecuaciones entre qc y otras propiedades del suelo. Algunas de estas correlaciones son las siguientes: 102 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 0 10 000 0 0 2 2 4 4 6 Profundidad (m) Profundidad (m) 0 qc (kN/m2) 5 000 fc (kN/m2) 200 400 6 8 8 10 10 12 12 Figura 2.27 Prueba con penetrómetro de cono con medición de la fricción. Correlaciones entre la densidad relativa (Dr ) y qc para arena Lancellotta (1983) y Jamiolkowski y colaboradores (1985) demostraron que la densidad relativa de arena normalmente consolidada, Dr , y qc, se pueden correlacionar de acuerdo con la fórmula siguiente (figura 2.28), Dr (%) 5 A 1 B log 10 qc sor (2.44) La relación anterior se puede reescribir como (Kulhawy y Mayne, 1990): Dr (%) 5 68 log qc pa ? s0r 21 (2.45) 2.21 Prueba de penetración del cono 103 95 85 Dr = –98 + 66 log10 qc (s 0)0.5 75 Dr (%) 65 2σ 55 qc y s0 en ton (métricas)/m2 2σ 45 Arena Ticino Arena Ottawa Arena Edgar 35 Arena Hokksund 25 15 Arena de mina Hilton 1 000 100 qc s0 0.5 Figura 2.28 Relación entre Dr y qc (con base en Lancellotta, 1983, y Jamiolskowski y colaboradores, 1985). donde pa 5 presión atmosférica (L 100 kNYm2) s9o 5 esfuerzo vertical efectivo Baldi y colaboradores (1982), y Robertson y Campanella (1983) recomendaron la relación empírica que se muestra en la figura 2.29 entre el esfuerzo vertical efectivo (s9o), la densidad relativa (Dr ) y qc, para arena normalmente consolidada. Kulhawy y Mayne (1990) propusieron la relación siguiente para correlacionar Dr, qc y el esfuerzo vertical efectivo s9o. Dr 5 En esta ecuación, OCR 5 relación de sobreconsolidación pa 5 presión atmosférica Qc 5 factor de compresibilidad 1 305QcOCR1.8 qc pa sor pa 0.5 (2.46) 104 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Resistencia de punta de cono, qc (MN/m2) 10 20 30 40 50 0 Esfuerzo vertical efectivo, so (kN/m2) 0 100 200 300 400 500 Dr = 40% 50% 60% 70% 80% 90% Figura 2.29 Variación de qc, s9o y Dr para arena de cuarzo normalmente consolidada (según Baldi y colaboradores, 1982, y Robertson y Campanella, 1983). Los valores recomendados de Qc son los siguientes: Arena altamente compresible 5 0.91 Arena moderadamente comprensible 5 1.0 Arena de baja compresibilidad 5 1.09 Correlación entre qc y el ángulo de fricción drenado (f9) para arena Con base en resultados experimentales, Robertson y Campanella (1983) sugirieron la variación de Dr, s9o y f9 para arena de cuarzo normalmente consolidada. Esta relación se puede expresar como (Kulhawy y Mayne, 1990) fr 5 tan21 0.1 1 0.38 log qc sor (2.47) Con base en las pruebas de penetración de cono en los suelos de Venice Lagoon (Italia), Ricceri y colaboradores (2002) propusieron una relación similar para suelos con clasificaciones de ML y SP-SM como fr 5 tan21 0.38 1 0.27 log qc sor (2.48) En un estudio más reciente, Lee y colaboradores (2004) desarrollaron una correlación entre f9, qc y el esfuerzo horizontal efectivo (s9h) en la forma fr 5 15.575 qc shr 0.1714 (2.49) 2.21 Prueba de penetración del cono 105 Limo arcilloso Limo y arcilla arenoso Arcilla limosa y limo 1000 Arena limosa Arena 900 qc (kN/m2) N60 700 Relación, 800 400 600 500 Intervalo de resultados de Robertson y Campanella (1983) 300 200 Promedio de Robertson y Campanella (1983) 100 0 0.001 0.01 0.1 Tamaño medio de los granos, D50 (mm) 1.0 Figura 2.30 Intervalo general de variación de qcYN60 para varios tipos de suelo. Correlación entre qc y N60 En la figura 2.30 se muestra una gráfica de qc (kNYm2)YN60 (N60 5 resistencia a la penetración estándar) contra el tamaño medio de los granos (D50 en mm) para varios tipos de suelo, que se desarrolló a partir de pruebas de campo por Robertson y Campanella (1983). Anagnostopoulos y colaboradores (2003) proporcionaron una relación similar que correlaciona qc, N60 y D50, o qc pa N60 5 7.6429D0.26 50 (2.50) donde pa 5 presión atmosférica (mismas unidades que qc). Correlaciones de tipos de suelos Robertson y Campanella (1983) proporcionaron las correlaciones que se muestran en la figura 2.31 entre qc y la relación de fricción [ecuación (2.41)] para identificar varios tipos de suelos encontrados en el campo. Correlaciones para la resistencia cortante no drenada (cu), presión de preconsolidación (s9c) y relación de sobreconsolidación (OCR) para arcillas La resistencia cortante no drenada, cu, se puede expresar como cu 5 qc 2 so NK (2.51) Resistencia de punta de cono, qc (MN/m2) 106 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 40 Arenas 20 Arenas 10 8 6 4 limosas Limos Limos arenosos arcillosos y y limos arcillas limosas Arcillas 2 1 0.8 0.6 0.4 Turba 0.2 0.1 0 2 3 4 5 1 Relación de fricción, Fr (%) 6 Figura 2.31 Correlación de Robertson y Campanella (1983) entre qc, Fr y el tipo de suelo. (Robertson y Campanella, 1983.) donde so 5 esfuerzo vertical total NK 5 factor de capacidad de carga El factor de capacidad de carga, NK, puede variar entre 11 y 19 para arcillas normalmente consolidadas y puede alcanzar 25 para arcilla sobreconsolidada. Según Mayne y Kemper (1988): NK 5 15 (para cono eléctrico) y NK 5 20 (para cono mecánico) Con base en pruebas en Grecia, Anagnostopoulus y colaboradores (2003) determinaron NK 5 17.2 (para cono eléctrico) y NK 5 18.9 (para cono mecánico) Estas pruebas de campo también mostraron que cu 5 fc (para conos mecánicos) 1.26 (2.52) y cu5 f c (para conos eléctricos) (2.53) Mayne y Kemper (1988) proporcionaron correlaciones para la presión de preconsolidación (s9c) y la relación de sobreconsolidación (OCR) como scr 5 0.243(qc ) 0.96 c c 2 MN m2 MN m (2.54) 2.22 Prueba del presurímetro (PMT) 107 y OCR 5 0.37 qc 2 so sor 1.01 (2.55) donde so y s9o 5 esfuerzos total y efectivo, respectivamente. 2.22 Prueba del presurímetro (PMT) La prueba del presurímetro se realiza in situ en una perforación y fue originalmente desarrollada por Menard (1956) para medir la resistencia y deformabilidad de un suelo. También la adoptó la ASTM como Test Designation 4719. La prueba PMT tipo Menard consiste esencialmente en una sonda con tres celdas, de las cuales la superior y la inferior son celdas de guarda y la intermedia es una celda de medición, como se muestra esquemáticamente en la figura 2.32a. La prueba se efectúa en un agujero hecho de antemano con un diámetro entre 1.03 y 1.2 veces el diámetro nominal de la sonda. La sonda de uso más común tiene un diámetro de 58 mm y una longitud de 420 mm. Las celdas de la sonda se pueden expandir por líquido o bien por gas. Las celdas de guarda se expanden para reducir el efecto de la condición de extremo sobre la celda de medición, que tiene un volumen (Vo) de 535 cm3. Las siguientes son las dimensiones del diámetro de la sonda y del agujero, recomendadas por la ASTM: Diámetro de la sonda (mm) Nominal (mm) Máximo (mm) 44 58 74 45 60 76 53 70 89 Conducto de gas/agua Diámetro del barreno pl Presión, p Zona I Zona II Zona III pf Celda de guarda p Celda de medición Celda de guarda po v Vo a) Vo vo Vo vm Vo b) vf 2(Vo vo) Volumen total de la cavidad, V Figura 2.32 a) Presurímetro; b) gráfica de la presión contra el volumen total de la cavidad. 108 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo A fin de realizar una prueba, el volumen de la celda de medición, Vo, se mide y se inserta la sonda en la perforación. Se aplica presión en incrementos y se mide el nuevo volumen de la celda. El proceso se continúa hasta que el suelo falla o hasta que se alcance el límite de presión del dispositivo. El suelo se considera que falla cuando el volumen total de la cavidad expandida (V ) es de casi dos veces el volumen de la cavidad original. Después de terminar la prueba, la sonda de desinfla y se desplaza para probar a otra profundidad. Los resultados de la prueba del presurímetro se expresan en forma gráfica de presión contra volumen, como se muestra en la figura 2.32b. En la figura, la zona I representa la parte de recarga durante la cual el suelo alrededor de la perforación se empuja de nuevo a su estado inicial (es decir, el que tenía antes de la perforación). La presión po representa el esfuerzo horizontal total in situ. La zona II representa una zona seudoelástica en la que el volumen de la celda contra la presión de la misma es prácticamente lineal. La presión pf representa la presión de fluencia, o de cedencia. La zona marcada III es la zona plástica. La presión pl representa la presión límite. En la figura 2.33 se muestran algunas fotografías de una prueba con presurímetro en el campo. El módulo del presurímetro, Ep, del suelo, se determina utilizando la teoría de expansión de un cilindro infinitamente grueso. Se tiene entonces, Ep 5 2(1 1 ms ) (Vo 1 vm ) Dp Dv (2.56) donde vm 5 vo 1 vf 2 Dp 5 pf 2 po Dv 5 vf 2 vo ms 5 relación de Poisson (que se puede suponer igual a 0.33) La presión límite pl suele obtenerse por extrapolación y no por una medición directa. Para superar la dificultad de preparar la perforación al tamaño apropiado, se han desarrollado presurímetros autoperforantes (SBPMT). Los detalles relativos a éstos se encuentran en el trabajo de Baguelin y colaboradores (1978). Varios investigadores desarrollaron correlaciones entre algunos parámetros del suelo y los resultados obtenidos en las pruebas con presurímetros. Kulhawy y Mayne (1990) propusieron que, para arcillas, scr 5 0.45pl (2.57) donde s9c 5 presión de preconsolidación. Con base en la teoría de la expansión de cavidades, Baguelin y colaboradores (1978) propusieron la relación cu 5 (pl 2 po ) Np (2.58) 2.22 Prueba del presurímetro (PMT) 109 a) b) c) d) Figura 2.33 Prueba con presurímetro en el campo: a) sonda del presurímetro; b) perforación del agujero con el método rotatorio húmedo; c) unidad de control del presurímetro con la sonda en el fondo; d) a punto de insertar la sonda del presurímetro en la perforación. (Cortesía de Jean-Louis Briaud, Texas A&M University, College Station, Texas.) 110 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo donde cu 5 resistencia cortante no drenada de una arcilla Ep Np 5 1 1 ln 3cu Los valores comunes de Np varían entre 5 y 12, con un promedio de casi 8.5. Ohya y colaboradores (1982) (consulte también Kulhawy y Mayne, 1990) correlacionaron Ep con los números de penetración estándar de campo (N60) para arena y arcilla como se muestra: 2.23 Arcilla : Ep (kN m2 ) 5 1 930 N 0.63 60 (2.59) Arena : Ep (kN m2 ) 5 908N 0.66 60 (2.60) Prueba del dilatómetro El uso de la prueba del dilatómetro de placa plana (DMT) es relativamente reciente (Marchetti, 1980; Schmertmann, 1986). En esencia el equipo consiste en una placa plana que mide 220 mm (longitud) 3 95 mm (ancho) 3 14 mm (espesor). Una membrana de acero, delgada, plana, circular y expandible que tiene un diámetro de 60 mm se ubica al ras en el centro en un lado de la placa (figura 2.34a). En la figura 2.35 se muestran dos dilatómetros de placa plana con otros instrumentos para realizar una prueba en el campo. La sonda del dilatómetro se inserta en el terreno con un equipo de prueba con penetrómetro de cono (figura 2.34b). Un conducto de gas y una línea eléctrica se extienden desde la caja de control en la superficie hasta la hoja a través del penetrómetro. A la profundidad requerida, se utiliza gas nitrógeno a alta presión para inflar la membrana. Se toman dos lecturas de presión: 1. La presión A requerida para “desplegar” la membrana. 2. La presión B a la que la membrana se expande 1.1 mm hacia el suelo circundante. 60 mm 95 mm a) b) Figura 2.34 a) Diagrama esquemático de un dilatómetro de placa plana; b) sonda del dilatómetro insertada en el terreno. 2.23 Prueba del dilatómetro 111 Figura 2.35 Dilatómetro y otro equipo. (Cortesía de N. Sivakugan, James Cook University, Australia.) Las lecturas A y B se corrigen como sigue (Schmertmann, 1986): Esfuerzo de contacto, po 5 1.05(A 1 DA 2 Zm ) 2 0.05(B 2 DB 2 Zm ) (2.61) Esfuerzo de expansión, p1 5 B 2 Zm 2 DB (2.62) donde D A 5 presión de vacío requerida para mantener la membrana en contacto con su asiento DB 5 presión de aire requerida dentro de la membrana para desviarla hacia fuera hasta una expansión central de 1.1 mm Zm 5 desviación de la presión manométrica de cero cuando se ventila a presión atmosférica La prueba se conduce normalmente a profundidades separadas entre sí 200 a 300 mm. El resultado de una prueba dada se utiliza para determinar tres parámetros: 1. Índice del material, ID 5 p1 2 po po 2 uo 2. Índice de esfuerzo horizontal, KD 5 po 2 uo sor 3. Módulo del dilatómetro, ED (kN m2 ) 5 34.7(p1 kN m2 2 po kN m2 ) 112 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo donde uo 5 presión de poro del agua s9c 5 esfuerzo vertical efectivo in situ En la figura 2.36 se muestran los resultados de una prueba con dilatómetro efectuada en arcilla suave de Bangkok y reportados por Shibuya y Hanh (2001). Con base en sus pruebas iniciales, Marchetti (1980) proporcionó las correlaciones siguientes: Ko 5 KD 1.5 0.47 2 0.6 (2.63) OCR 5 (0.5KD ) 1.56 cu 5 0.22 sor 0 pO , p1 (kN/m2) 300 600 0 ID 0.3 (2.64) (para arcilla normalmente consolidada) 0.6 0 KD 3 6 0 (2.65) ED (kN/m2) 2 000 4 000 5 000 0 2 Profundidad (m) 4 6 8 p1 10 pO 12 14 Figura 2.36 Prueba con dilatómetro realizada en arcilla suave de Bangkok (vuelta a trazar de Shibuya y Hanh, 2001). 2.24 Extracción de núcleos de roca 113 cu sor 5 OC cu sor (0.5KD ) 1.25 (2.66) NC Es 5 (1 2 m2s )ED (2.67) donde Ko 5 coeficiente de presión de tierra en reposo OCR 5 relación de sobreconsolidación OC 5 suelo sobreconsolidado NC 5 suelo normalmente consolidado Es 5 módulo de elasticidad Otras correlaciones relevantes utilizando los resultados de las pruebas con dilatómetro son las siguientes: s Para la cohesión no drenada en arcilla (Kamei e Iwasaki, 1995): cu 5 0.35 s0r (0.47KD ) 1.14 s (2.68) Para el ángulo de fricción del suelo (suelos ML y SP-SM) (Ricceri y colaboradores, 2002): fr 5 31 1 KD 0.236 1 0.066KD fúlt r 5 28 1 14.6 logKD 2 2.1(logKD ) 2 (2.69a) (2.69b) Schmertmann (1986) también proporcionó una correlación entre el índice del material (ID) y el módulo del dilatómetro (ED) para una determinación de la naturaleza del suelo y de su peso específico (g). Esta relación se muestra en la figura 2.37. 2.24 Extracción de núcleos de roca Cuando se encuentra un estrato de roca durante una operación de perforación, puede ser necesario la extracción de núcleos del mismo, para lo cual un barril de extracción de núcleos se une a una barra de perforación. Una broca extractora de núcleos se conecta al fondo del barril (figura 2.38). Los elementos de corte pueden ser de diamante, tungsteno, carburo, etcétera. En la tabla 2.10 se resumen los varios tipos de barriles de extracción de núcleos y sus tamaños, así como las barras de perforación compatibles de uso común para la exploración de cimentaciones. La extracción de núcleos se avanza por perforación rotatoria, se hace circular agua a través de la barra de perforación durante la extracción para expulsar por lavado los recortes. 114 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 200 Arcilla Limo Limosa Arcilloso Arena Arenoso Limosa 100 Módulo del dilatómetro, ED (MN/m2) a gid ) 0 0 . (2 Rí a ns de uy 10) M 2. ( 50 a edi ia nc ste i s n ) co ta 1.90 ( Al dia me ia c n ) ste nsi (1.80 Co cia ten sis n o ja c .70)* Ba (1 10 5 a edi zm e d i 0) Rig (1.9 nsa De 5) 9 (1. ra Du 5) 0 2 ( . 20 ida ríg uy 15) M 2. ( ja Ba m dad ) 80 . 1 ( nsi De z ide rig ) 80 (1. a elt Su 0) 7 . (1 d ida ens d ) ja Ba (1.70 le sib pre ) m Co 1.60 ( ave Su )* 60 (1. 2 1.2 1.0 0.35 0.6 1.8 3.3 * – Si IP > 50, entonces g en estas regiones está sobrestimado en aproximadamente 0.10 ton/m3 0.5 0.2 1.2 (g) – El peso unitario aproximado del suelo en t/m3 se muestra entre paréntesis Lodo/Turba (1.50) 10 0.9 0.5 1 2 Índice del material, ID 5 10 Figura 2.37 Gráfica para determinar la descripción del suelo y el peso específico (según Schmertmann, 1986). (Nota: 1 tonYm3 5 9.81 kNYm3). (Schmertmann, J.H., 1986. “Suggested method for performing the flat dilatometer test”, Geotechnical Testing Journal, ASTM, Vol. 9, núm. 2, pp. 93-101, Fig. 2. Derechos de autor de la ASTM INTERNATIONAL. Reimpresa con permiso.) Tabla 2.10 Tamaño estándar y designación del ademe, barril de núcleos y barra de perforación compatible. Designación del ademe y barril de núcleos Diámetro exterior del trépano del barril de núcleos (mm) Designación de la barra de perforación Diámetro exterior de la barra de perforación (mm) Diámetro del agujero (mm) Diámetro del núcleo muestra (mm) EX AX BX NX 36.51 47.63 58.74 74.61 E A B N 33.34 41.28 47.63 60.33 38.1 50.8 63.5 76.2 22.23 28.58 41.28 53.98 Existen dos tipos de barril de núcleos: el barril de núcleos de un tubo (figura 2.38a) y el barril de núcleos de doble tubo (figura 2.38b). Los núcleos de roca obtenidos con barriles de núcleos de un tubo pueden estar altamente alterados y fracturados debido a la torsión. Los núcleos de roca menores que el tamaño BX tienden a fracturarse durante su proceso de extracción. En 2.24 Extracción de núcleos de roca 115 Barra de perforación Barra de perforación Barril interior Barril de núcleos Roca Roca Núcleo de roca Barril exterior Roca Núcleo de roca Elevador del núcleo Trépano de extracción de núcleos Elevador del núcleo Trépano de extracción de núcleos a) b) Figura 2.38 Extracción de núcleos de roca: a) barril de núcleos de tubo; b) barril de núcleos de doble tubo. Figura 2.39 Broca o barril de diamante de extracción de núcleos. (Cortesía de Braja M. Das, Henderson, NV.) 116 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo c) c) Figura 2.40 Broca de diamante de extracción de núcleos: a) vista de extremo; b) vista lateral. (Cortesía de Professional Service Industries, Inc. (PSI), Waukesha, Wisconsin.) la figura 2.39 se muestra la fotografía de una broca de diamante de extracción de núcleos y en la figura 2.40 las vistas de extremo y lateral de un trépano de diamante de extracción de núcleos unido a un barril de extracción de doble tubo. Cuando se recuperan las muestras, la profundidad de recuperación se debe registrar de manera adecuada para su evaluación posterior en el laboratorio. Con base en la longitud del núcleo 2.25 Preparación de los registros de perforación 117 de roca recuperado en cada corrida, se calculan las cantidades siguientes para una evaluación general de la calidad de la roca encontrada: Relación de recuperación 5 longitud del núcleo recuperado longitud teórica de la roca muestreada (2.70) Designación de la calidad de la roca (RQD) 5 S longitud de piezas recuperadas igual a o mayor que 101.6 mm longitud teórica de la roca muestreada (2.71) Una relación de recuperación de 1 indica la presencia de roca intacta o sana; para rocas altamente fracturadas, la relación de recuperación puede ser 0.5 o menor. En la tabla 2.11 se presenta la relación general (Deere, 1963) entre la RQD y la calidad de la roca in situ. Tabla 2.11 Relación entre la calidad de la roca in situ y la RQD 2.25 RQD Calidad de la roca 0-0.25 0.26-0.5 0.51-0.75 0.76-0.9 0.91-1 Muy mala Mala Regular Buena Excelente Preparación de los registros de perforación La información detallada recolectada de cada perforación se presenta en una forma gráfica denominada registro de perforación. Conforme se profundiza una perforación, el perforador debe generalmente registrar la información siguiente en un registro estándar: 1. Nombre y dirección de la compañía de perforación. 2. Nombre del perforador. 3. Descripción y número de la tarea. 4. Número, tipo y ubicación de la perforación. 5. Fecha de la perforación. 6. Estratificación subsuperficial, que se puede obtener mediante una observación visual del suelo recolectado por barrenas, muestreador de media caña y muestreador de tubo Shelby de pared delgada. 7. Elevación y fecha observada del nivel freático, uso de ademe y pérdidas de lodo, etcétera. 8. Resistencia a la penetración estándar y la profundidad del SPT. 9. Número, tipo y profundidad de la muestra de suelo recuperada. 10. En el caso de extracción de núcleos de roca, tipo de barril de núcleos utilizado y, para cada corrida, la longitud actual de la extracción de núcleos, longitud del núcleo recuperado y el RQD. Esta información nunca debe dejarse a la memoria, debido a que a menudo da por resultado registros de perforación erróneos. 118 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Registro de perforación Nombre del proyecto Edificio de departamentos de dos pisos Ubicación Esquina de la calle Johnson y Olive Perforación núm 3 Descripción del suelo Fecha de perforación 2 de marzo de 2005 Barrena de Tipo de vástago hueco Elevación 60.8 m perforación de terreno Tipo y Profunwn de N Comentarios didad número 60 muestra (%) (m) de suelo Arcilla marrón claro (relleno) 1 Arena limosa (SM) 2 3 Nivel freático 3.5 m Limo arcilloso gris claro (ML) 9 8.2 SS-2 12 17.6 LL  38 IP  11 20.4 LL  36 qu  112 kN/m2 4 5 6 Arena con algo de grava (SP) SS-1 ST-1 SS-3 11 20.6 7 SS-4 9 27 8 N60  número de penetración estándar Nivel freático observado wn  contenido natural de humedad después de una semana LL  límite líquido; IP = índice plástico de perforación qu  resistencia a la compresión simple SS  muestra con media caña; ST = muestra con tubo Shelby Fin de la perforación a 8 m Figura 2.27 Registro de perforación común. Después de efectuar las pruebas de laboratorio necesarias, el ingeniero geotécnico presenta un registro terminado que incluye notas del registro de campo del perforador y los resultados de las pruebas realizadas en el laboratorio. En la figura 2.41 se muestra un registro de perforación común. Estos registros se tienen que adjuntar al reporte final de exploración del suelo suministrado al cliente. En la figura también se dan las clasificaciones de los suelos en la columna izquierda, junto con la descripción de cada suelo (con base en el sistema unificado de clasificación de suelos). 2.26 Exploración geofísica Varios tipos de técnicas de exploración geofísica permiten efectuar una evaluación rápida de las características del subsuelo. Estos métodos también permiten una cobertura rápida de grandes áreas y son menos costosos que la exploración convencional por perforación. Sin embargo, en muchos casos, la interpretación definitiva de los resultados es difícil. Por esa razón, las técnicas se deben emplear sólo para trabajos preliminares. Aquí se analizan tres tipos de técnicas de exploración geofísica: el sondeo por refracción sísmica, el sondeo sísmico de agujero adjunto y el sondeo por resistividad. Sondeo por refracción sísmica Los sondeos por refracción sísmica son útiles para obtener información preliminar acerca del espesor de los estratos de varios suelos y de la profundidad de la roca o suelo duro en un emplazamiento. 2.26 Exploración geofísica 119 Los sondeos por refracción se realizan mediante impactos sobre la superficie del terreno, como en el punto A en la figura 2.42a y observando la primera llegada de las perturbaciones (ondas de esfuerzo) a varios otros puntos (por ejemplo, B, C, D, . . .). El impacto se puede crear por un golpe de un martinete o por una carga explosiva pequeña. La primera llegada de las ondas perturbadoras en varios puntos se puede registrar por geófonos. El impacto sobre la superficie del terreno crea dos tipos de ondas de esfuerzo: ondas P (u ondas de compresión planas) y ondas S (u ondas de cortante). Las ondas P viajan más rápido que las ondas S; de aquí que la primera llegada de las ondas perturbadoras estará relacionada con las velocidades de las ondas P en varios estratos. La velocidad de las ondas P en un medio es Es v5 (1 2 ms ) (1 2 2ms ) (1 1 ms ) g g donde Es g g μs 5 módulo de elasticidad del medio 5 peso específico del medio 5 aceleración debida a la gravedad 5 relación de Poisson x (x1) B A v1 Estrato I v1 (x2) C v1 (x3) D v1 v1 Z1 Velocidad v1 v2 v2 Estrato II v2 v3 Estrato III Velocidad v3 Tiempo de primera llegada a) d c Ti2 b Ti1 xc a Distancia, x b) Figura 2.42 Sondeo por refracción sísmica. Z2 Velocidad v2 (2.72) 120 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo Para determinar la velocidad v de las ondas P en varios estratos y los espesores de estos estratos, se utiliza el procedimiento siguiente: Paso 1. Se obtienen los tiempos de la primera llegada, t1, t2, t3, . . . , en varias distancias x1, x2, x3, . . . , desde el punto de impacto. Paso 2. Se traza una gráfica del tiempo t contra la distancia x. La gráfica se verá como la que se muestra en la figura 2.42b. Paso 3. Se determinan las pendientes de las rectas ab, bc, cd, . . . : Pendiente de ab 5 1 v1 Pendiente de bc 5 1 v2 Pendiente de cd 5 1 v3 Aquí, v1, v2, v3, . . . son las velocidades de las ondas P en los estratos I, II, III, . . ., respectivamente (figura 2.42a). Paso 4. Se determina el espesor del estrato superior: Z1 5 1 2 v2 2 v1 x v2 1 v1 c (2.73) El valor de xc se puede obtener de la gráfica, como se muestra en la figura 2.42b. Paso 5. Se determina el espesor del segundo estrato: Z2 5 1 T 2 2Z1 2 i2 v23 2 v21 v3v1 v3v2 v23 2 v22 (2.74) Aquí, Ti2 es la intercepción del tiempo de la recta cd en la figura 2.42b, prolongada hacia atrás. (Para consultar las deducciones detalladas de estas ecuaciones y otra información relacionada, consulte Dobrin, 1960, y Das, 1992). Las velocidades de las ondas P en varios estratos indican los tipos de suelo o roca que se encuentran abajo de la superficie del terreno. El intervalo de la velocidad de las ondas P que por lo general se encuentra en tipos de suelos diferentes y roca a poca profundidad se indica en la tabla 2.12. Al analizar los resultados de un sondeo por refracción, se debe tener en cuenta dos limitaciones: 1. Las ecuaciones básicas del sondeo, es decir, las ecuaciones (2.73) y (2.74), se basan en la suposición de que la velocidad de las ondas P es tal que v1 , v2 , v3 , . . . . 2. Cuando un suelo está saturado debajo del nivel freático la velocidad de las ondas P puede ser engañosa. Las ondas P pueden viajar con una velocidad de aproximadamente 1500 mYs a través del agua. Para suelos secos y sueltos, la velocidad puede ser mucho menor que 1500 mYs. Sin embargo, en una condición saturada, las ondas viajarán a través del agua presente en los espacios vacíos con una velocidad de aproximadamente 1500 mYs. Si no se ha detectado la presencia de agua freática, la velocidad de las ondas P se puede interpretar erróneamente e indicar un material más resistente (por ejemplo, una arenisca) que el real in situ. En general, las interpretaciones geofísicas siempre se deben verificar con los resultados obtenidos de sondeos. 2.26 Exploración geofísica 121 Tabla 2.12 Intervalo de velocidad de la onda P en varios suelos y rocas. Velocidad de la onda P m/s Tipo de suelo o roca Suelo Arena, limo seco y capa superficial de grano fino Aluvión Arcillas compactas, grava arcillosa y arena arcillosa densa Loess Roca Pizarra y esquisto Arenisca Granito Caliza firme 200 -1 000 500 -2 000 1 000 -2 500 250 -750 2 500 -5 000 1 500 -5 000 4 000 - 6 000 5 000 -10 000 Ejemplo 2.1 Los resultados de un sondeo por refracción en un emplazamiento son los de la tabla siguiente: Distancia al geófono desde la fuente de perturbación (m) Tiempo de primera llegada (s 3 103 ) 2.5 5 7.5 10 15 20 25 30 35 40 50 11.2 23.3 33.5 42.4 50.9 57.2 64.4 68.6 71.1 72.1 75.5 Determine las velocidades de las ondas P y el espesor del material encontrado. Solución Velocidad En la figura 2.43, los tiempos de la primera llegada de las ondas P están trazados contra la distancia del geófono desde la fuente de perturbación. La gráfica tiene tres segmentos rectos. Ahora se puede calcular la velocidad en los tres estratos superiores como sigue: Pendiente del segmento 0a 5 1 tiempo 23 3 1023 5 5 v1 distancia 5.25 Tiempo de primera llegada, t  (103)—en segundos 122 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 80 c b Ti2 = 65  10–3 sec 3.5 14.75 60 13.5 a 11 23 xc = 10.5 m 40 20 5.25 0 0 10 20 30 Distancia, x (m) 40 50 Figura 2.43 Gráfica del tiempo de la primera llegada de la onda P contra la distancia del geófono desde la fuente de perturbación. o v1 5 5.25 3 103 5 228 m/s (estrato superior) 23 Pendiente del segmento ab 5 1 13.5 3 10 23 5 v2 11 o v2 5 11 3 103 5 814.8 m/s (estrato intermedio) 13.5 Pendiente del segmento bc 5 3.5 3 10 23 1 5 v3 14.75 o v35 4 214 mYs (tercer estrato) Al comparar las velocidades obtenidas aquí con las proporcionadas en la tabla 2.12 se observa que el tercer estrato es una capa de roca. Espesor de los estratos De la figura 2.43, xc 5 10.5 m, por tanto, Z1 5 1 2 v2 2 v1 x v2 1 v1 c Por consiguiente, Z1 5 1 2 814.8 2 228 3 10.5 5 3.94 m 814.8 1 228 2.26 Exploración geofísica 123 De nuevo, de la ecuación (2.74) Z2 5 2Z1 v23 2 v21 1 Ti2 2 2 (v3v1 ) (v3 ) (v2 ) v23 2 v22 El valor de Ti2 (de la figura 2.43) es 65 3 1023 s. Entonces, Z2 5 2(3.94) (4 214) 2 2 (228) 2 1 65 3 10 23 2 2 (4 214) (228) (4 214) (814.8) (4 214) 2 2 (814.8) 2 1 5 (0.065 2 0.0345)830.47 5 12.66 m 2 Por lo tanto, el estrato de roca se encuentra a una profundidad de Z1 1 Z2 5 3.94 1 12.66 5 16.60 m desde la superficie del terreno. Sondeo sísmico por agujero adjunto (pozos cruzados) La velocidad de las ondas cortantes creadas como resultado de un impacto a un estrato dado de suelo se puede determinar con efectividad mediante el sondeo sísmico por agujero adjunto (Stokoe y Woods, 1972). El principio de esta técnica se ilustra en la figura 2.44, que muestra dos barrenos perforados en el terreno separados una distancia L. Se crea un impulso vertical en el fondo de un agujero por medio de una barra de impulso. Las ondas cortantes generadas de esta manera se registran en un transductor sensitivo verticalmente. La velocidad de las ondas cortantes se calcula con vs 5 L t (2.75) donde t 5 tiempo de viaje de las ondas. Impulso Osciloscopio Transductor de velocidad vertical Transductor de velocidad vertical Onda cortante L Figura 2.44 Método de sondeo sísmico de agujero adjunto. 124 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo El módulo de cortante Gs del suelo a la profundidad que se realiza la prueba se puede determinar a partir de la relación vs 5 Gs (g g) o v2s g g Gs 5 (2.76) donde vs 5 velocidad de las ondas cortantes g 5 peso específico del suelo g 5 aceleración debida a la gravedad El módulo de cortante es útil en el diseño de cimentaciones para soportar maquinaria vibratoria y similar. Sondeo por resistividad Otro método geofísico para la exploración del subsuelo es el sondeo por resistividad eléctrica. La resistividad eléctrica de cualquier material conductor que tiene una longitud L y un área A de sección transversal se puede definir como r5 RA L (2.77) donde R 5 resistencia eléctrica. Las unidades de la resistividad son ohm-centímetro u ohm-metro. La resistividad de varios suelos depende de su contenido de humedad y también de la concentración de iones disueltos en ellos. Las arcillas saturadas tienen una resistividad muy baja; los suelos secos y las rocas tienen una resistividad alta. El intervalo de resistividad generalmente encontrada en varios suelos y rocas se da en la tabla 2.13. En el procedimiento más común para medir la resistividad eléctrica de un perfil de suelo se utilizan cuatro electrodos hincados en el terreno, igualmente separados a lo largo de una recta. Al procedimiento se le refiere en general como método de Wenner (figura 2.45a). Tabla 2.13 Valores representativos de la resistividad. Material Resistividad (ohm ? m) Arena Arcillas, limo saturado Arena arcillosa Grava Roca intemperizada Roca firme 500 -1500 0-100 200 - 500 1500 - 4000 1500-2500 . 5 000 2.26 Exploración geofísica 125 I V d d d Estrato 1 Resistividad, r1 Z1 Estrato 2 Resistividad, r2 a) r Pendiente r2 Pendiente r1 Figura 2.45 Sondeo por resistividad eléctrica: a) método de Wenner; b) método empírico para determinar la resistividad y el espesor de cada estrato. Z1 d b) Los dos electrodos exteriores se utilizan para enviar una corriente eléctrica I (suele ser corriente directa con electrodos de potencial no polarizante) al terreno. La corriente se encuentra por lo general en el intervalo de 50 a 100 miliamperes. La caída de voltaje, V, se mide entre los dos electrodos interiores. Si el perfil del suelo es homogéneo, su resistividad eléctrica es r5 2pdV I (2.78) En la mayoría de los casos, el perfil del suelo puede consistir en varios estratos con resistividades diferentes y la ecuación (2.78) producirá la resistividad aparente. Para obtener la resistividad real de varios estratos y sus espesores, se puede utilizar un método empírico que comprende efectuar pruebas con varios espaciamientos de los electrodos (es decir, d se cambia). La suma de las resistividades aparentes, Sr, se traza contra el espaciamiento d, como se muestra en la figura 2.45b. La gráfica que se obtiene de esta manera tiene segmentos relativamente rectos, cuyas pendientes dan la resistividad de los estratos individuales. Los espesores de los diversos estratos se puede estimar como se muestra en la figura 2.45b. El sondeo por resistividad es particularmente útil para ubicar depósitos de grava dentro de un suelo de grano fino. 126 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 2.27 Reporte de la exploración del subsuelo Al final de todos los programas de exploración del suelo, las muestras de suelo y roca recolectadas en el campo se someten a una observación visual y a pruebas de laboratorio adecuadas. (Las pruebas básicas del suelo se describieron en el capítulo 1). Después de haber compilado toda la información requerida, se elabora un reporte de la exploración del suelo para que lo utilice el departamento de diseño y para referencia durante el trabajo de construcción futuro. Si bien los detalles y la secuencia de información en esos reportes pueden variar hasta cierto punto, dependiendo de la estructura en consideración y de la persona que compile el reporte, cada reporte debe incluir los puntos siguientes: 1. Una descripción del alcance de la investigación. 2. Una descripción de la estructura propuesta para la que se ha realizado la exploración del subsuelo. 3. Una descripción de la ubicación del emplazamiento, incluyendo cualesquiera estructuras cercanas, condiciones de drenaje, la naturaleza de la vegetación del emplazamiento y sus alrededores, y cualesquier otros rasgos particulares al emplazamiento. 4. Una descripción del escenario geológico del emplazamiento. 5. Detalles de la exploración de campo, es decir, número, profundidad y tipos de perforaciones realizadas, etcétera. 6. Una descripción general de las condiciones del subsuelo, de acuerdo con su determinación de muestras de suelo y de pruebas de laboratorio pertinentes, la resistencia a la penetración estándar y la resistencia de penetración de cono, etcétera . 7. Una descripción de las condiciones del nivel freático. 8. Recomendaciones respecto a la cimentación, incluyendo el tipo de cimentación recomendado, la presión de soporte permisible y cualquier procedimiento de construcción especial que se pudiera necesitar; los procedimientos alternativos de diseño de la cimentación también se deben analizar en esta parte del reporte. 9. Conclusiones y limitaciones de las investigaciones. Las presentaciones gráficas siguientes se deben adjuntar al reporte: 1. Un mapa de la ubicación del emplazamiento. 2. Una vista en planta de la ubicación de las perforaciones respecto a las estructuras propuestas y a aquellas cercanas. 3. Registros de perforación. 4. Resultados de las pruebas de laboratorio. 5. Otras presentaciones gráficas especiales. Los reportes de exploración se deben planear y documentar bien, ya que ayudarán a responder preguntas y resolver problemas de la cimentación que se pueden originar más adelante durante el diseño y la construcción. Problemas 2.1 2.2 Para un tubo Shelby, se dan: diámetro exterior 5 76.2 mm y diámetro interior de 73 mm. ¿Cuál es la relación de áreas del tubo? En la figura P2.2 se muestra un perfil de un suelo junto con los números de penetración estándar en el estrato de arcilla. Utilice las ecuaciones (2.8) y (2.9) para determinar la variación de cu y OCR con la profundidad. ¿Cuál es el valor promedio de cu y OCR? Problemas 1.5 m Nivel freático 1.5 m N60 5 1.5 m 8 1.5 m A 8 127 Arena seca g  16.5 kN/m3 Arena gsat  19 kN/m3 Arcilla gsat  16.8 kN/m3 1.5 m 9 1.5 m 10 Arena Figura P2.2 2.3 2.4 2.5 2.6 2.7 La siguiente es la variación del número de penetración estándar de campo (N60) en un depósito de arena: Profundidad (m) N60 1.5 3 4.5 6 7.9 9 6 8 9 8 13 14 El nivel freático se localiza a una profundidad de 6 m. Datos: el peso específico seco de la arena de 0 a una profundidad de 6 m es de 18 kNYm3 y el peso específico saturado de la arena para una profundidad de 6 a 12 m es de 20.2 kNYm3. Utilice la relación de Skempton dada en la ecuación (2.12) para calcular los números de penetración corregidos. Para el perfil de suelo descrito en el problema 2.3, estime un ángulo de fricción máximo del suelo. Utilice la ecuación (2.28). Repita el problema 2.4 aplicando la ecuación (2.27). Consulte el problema 2.3. Utilizando la ecuación (2.20), determine la densidad relativa promedio de la arena. En la tabla siguiente se proporciona la variación del número de penetración estándar de campo (N60) en un depósito de arena: Profundidad (m) N60 1.5 3.0 4.5 6.0 7.5 9.0 5 11 14 18 16 21 128 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 2.8 El nivel freático se encuentra a una profundidad de 12 m. El peso específico de la arena de 0 a una profundidad de 12 m es de 17.6 kNYm3. Suponga que el tamaño medio de los granos (D50) del depósito de arena es de 0.8 mm. Estime la variación de la densidad relativa con la profundidad de la arena. Utilice la ecuación (2.21). Los siguientes son los números de penetración estándar determinados en un suelo arenoso en el campo: Profundidad (m) Peso específico del suelo (kN/m3) N60 3.0 4.5 6.0 7.5 9.0 10.5 12.0 16.66 16.66 16.66 18.55 18.55 18.55 18.55 7 9 11 16 18 20 22 Utilizando la ecuación (2.27), determine la variación del ángulo de fricción máximo del suelo, f9. Estime un valor promedio de f9 para el diseño de una cimentación superficial. (Nota: para una profundidad mayor que 6 m, el peso específico del suelo es de 18.55 kNYm3). 2.9 Consulte el problema 2.8. Suponga que la arena está limpia y normalmente consolidada. Estime el valor promedio del módulo de elasticidad entre las profundidades de 6 y 9 m. 2.10 Los siguientes son los detalles de un depósito de suelo en arena: 2.11 2.12 2.13 2.14 Profundidad (m) Presión de sobrecarga efectiva (kN/m2) Número de penetración estándar de campo, N60 3.0 4.5 6.0 55 82 98 9 11 12 Suponga que el coeficiente de uniformidad (Cu) de la arena es de 2.8 y que la relación de sobreconsolidación (OCR) es de 2. Estime la densidad relativa promedio de la arena a una profundidad entre 3 y 6 m. Utilice la ecuación (2.19). Consulte la figura P2.2. En el estrato de arcilla se realizaron pruebas de corte con veleta. Las dimensiones de la veleta fueron 63.5 mm (D) 3 127 mm (H). Para la prueba en A, el par de torsión requerido para ocasionar la falla fue de 0.051 N · m. Para la arcilla se obtuvieron los datos siguientes: límite líquido 5 46 y límite plástico 5 21. Estime la cohesión no drenada de la arcilla para utilizarla en el diseño empleando la relación l de Bjerrum [ecuación (2.35a)]. Consulte el problema 2.11. Estime la relación de sobreconsolidación de la arcilla. Utilice las ecuaciones (2.37) y (2.38). a. Se realizó una prueba de corte con veleta en una arcilla saturada. La altura y el diámetro de la veleta fueron 101.6 mm y 50.8 mm, respectivamente. Durante la prueba, el par de torsión máximo aplicado fue de 23 lb-pie. Determine la resistencia cortante no drenada de la arcilla. b. El suelo de arcilla descrito en el inciso a) tiene un límite líquido de 58 y un límite plástico de 29. ¿Cuál será la resistencia cortante no drenada corregida de la arcilla para fines de diseño? Utilice la relación l de Bjerrum [ecuación (2.35a)]. Consulte el problema 2.13. Determine la relación de sobreconsolidación de la arcilla. Aplique las ecuaciones (2.37) y (2.40). Utilice s90 5 64.2 kNYm2. Problemas 129 2.15 En un depósito de arena seca normalmente consolidada, se realizó una prueba de penetración de cono. Los resultados son los siguientes: 2.16 2.17 2.18 2.19 Profundidad (m) Resistencia de punta del cono, qc (MN/m2) 1.5 3.0 4.5 6.0 7.5 9.0 2.06 4.23 6.01 8.18 9.97 12.42 Suponiendo que el peso específico seco de la arena es de 16 kNYm3, estime el ángulo de fricción máximo promedio, f9, de la arena. Utilice la ecuación (2.48). Consulte el problema 2.15. Aplicando la ecuación (2.46), determine la variación de la densidad relativa con la profundidad. En el perfil de suelo que se muestra en la figura P2.17, si la resistencia de penetración de cono (qc) en A (determinada por un penetrómetro de cono de fricción eléctrico) es de 0.8 MNYm2, estime: a. La cohesión no drenada, cu b. La relación de sobreconsolidación, OCR En una prueba con un presurímetro en una arcilla suave saturada, el volumen medido de la celda Vo 5 535 cm3, po 5 42.4 kNYm2, pf 5 326.5 kNYm2, vo 5 46 cm3 y vf 5 180 cm3. Suponiendo que la relación de Poisson (μs) es de 0.5 y consultando la figura 2.32, calcule el módulo del presurímetro (Ep). En un depósito de arcilla se realizó una prueba con dilatómetro. El nivel freático se ubicó a una profundidad de 3 m bajo la superficie. A una profundidad de 8 m bajo la superficie, la presión de contacto (po) fue de 280 kNYm2 y el esfuerzo de expansión (p1) fue de 350 kNYm2. Determine lo siguiente: a. El coeficiente de presión de tierra en reposo, Ko b. La relación de sobreconsolidación, OCR c. El módulo de elasticidad, Es Suponga que s90 a una profundidad de 8 m es de 95 kNYm2 y μs 5 0.35. 2m Nivel freático Arcilla g  18 kN/m3 Arcilla gsat  20 kN/m3 4m A Figura P2.17 130 Capítulo 2: Depósitos naturales de suelo y exploración del subsuelo 2.20 En un depósito de arena se realizó una prueba con un dilatómetro a una profundidad de 6 m. El nivel freático se localizó a 2 m bajo la superficie del terreno. De la prueba se obtuvo para la arena: gd 5 14.5 kNYm3 y gsat 5 19.8 kNYm3. El esfuerzo de contacto durante la prueba fue de 260 kNYm2. Estime el ángulo de fricción del suelo, f9. 2.21 La velocidad de la onda P en un suelo es de 1900 mYs. Suponiendo que la relación de Poisson es de 0.32, calcule el módulo de elasticidad del suelo. Suponga que el peso específico del suelo es de 18 kNYm3. 2.22 Los resultados de un sondeo por refracción (figura 2.42a) en un emplazamiento se indican en la tabla siguiente. Determine el espesor y la velocidad de la onda P del material encontrado. Distancia desde la fuente de perturbación (m) Tiempo de primera llegada de las ondas P (s 3 103) 2.5 5.0 7.5 10.0 15.0 20.0 25.0 30.0 40.0 50.0 5.08 10.16 15.24 17.01 20.02 24.2 27.1 28.0 31.1 33.9 Referencias American Society for Testing and Materials (2001). Annual Book of ASTM Standards, vol. 04.08, West Conshohocken, PA. American Society of Civil Engineers (1972). “Subsurface Investigation for Design and Construction of Foundations of Buildings”, Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, American Society of Civil Engineers, vol. 98, núm. SM5, pp. 481-490. Anagnostopoulos, A., Koukis, G., Sabatakakis, N. y Tsiambaos, G. (2003). “Empirical Correlations of Soil Parameters Based on Cone Penetration Tests (CPT) for Greek Soils”, Geotechnical and Geological Engineering, vol. 21, núm. 4, pp. 377-387. Baguelin, F., Jézéquel, J.F. y Shields, D.H. (1978). The Pressuremeter and Foundation Engineering, Trans Tech Publications, Clausthal, Alemania. 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La carga por área unitaria de la cimentación a la que ocurre la falla por corte en un suelo se denomina capacidad de carga última, que es el tema de este capítulo. 3.2 Concepto general Considere un cimentación corrida con un ancho B que se apoya sobre la superficie de una arena densa o suelo cohesivo rígido, como se muestra en la figura 3.1a. Ahora, si se aplica una carga gradualmente a la cimentación, el asentamiento se incrementará. La variación de la carga por área unitaria (q) sobre la cimentación con el asentamiento de la cimentación también se muestra en la figura 3.1a. En cierto punto, cuando la carga por área unitaria es igual a qu, ocurrirá una falla repentina en el suelo que soporta la cimentación y la superficie de falla en el suelo se extenderá hasta la superficie del terreno. A esta carga por área unitaria, qu, suele referírsele como capacidad de carga última de la cimentación. Cuando este tipo de falla repentina ocurre en el suelo, se denomina falla general por corte. Si la cimentación en consideración se apoya sobre un suelo de arena o arcillosos de compactación media (figura 3.1b), un incremento en la carga sobre la cimentación también se acompañará por un incremento en el asentamiento. Sin embargo, en este caso la superficie de falla en el suelo se extenderá gradualmente hacia fuera desde la cimentación, como se muestra por las líneas continuas en la figura 3.1b. Cuando la carga por área unitaria sobre la cimentación es igual a qu(1), el movimiento de la cimentación se acompañará por sacudidas repentinas. Entonces se requiere de un movimiento considerable de la cimentación para que la superficie de falla en el suelo se extienda hasta la superficie del terreno (como se muestra por las líneas discontinuas en la figura). La carga por área unitaria a la que esto sucede es la capacidad de carga última, qu. Más allá de 133 134 Capítulo 3: Cimentaciones superficiales: capacidad de carga última Carga/área unitaria, q B qu a) Superficie de falla en el suelo Asentamiento Carga/área unitaria, q B qu(1) qu b) Superficie de falla Asentamiento Carga/área unitaria, q B qu(1) qu Superficie de falla c) qu Zapata superficial Asentamiento Figura 3.1 Naturaleza de la falla por capacidad de carga del suelo: a) falla general por corte; b) falla local por corte; c) falla de corte por punzonamiento (vuelta a dibujar según Vesic, 1973). [Vesic, A.S. (1973). “Analysis of Ultimate Loads of Shallow Foundations”, Journal of Soil Mechanics and Foundations Division, American Society of Civil Engineers, Vol. 99, núm. SM1, pp. 45-73. Con permiso de la ASCE]. este punto, un incremento en la carga se acompaña por un gran incremento en el asentamiento de la cimentación. A la carga por área unitaria de la cimentación, qu(1), se le refiere como primera carga de falla (Vesic, 1963). Observe que un valor pico de q no se presenta en este tipo de falla, lo que se denomina falla local por corte en el suelo. Si la cimentación está soportada por un suelo muy suelto, la gráfica carga-asentamiento será como la de la figura 3.1c. En este caso, la superficie de falla en el suelo no se extenderá hasta la superficie del terreno. Más allá de la carga última de falla, qu, la gráfica carga-asentamiento será muy pronunciada y prácticamente lineal. Este tipo de falla en el suelo se denomina falla de corte por punzonamiento. Vesic (1963) realizó varias pruebas de laboratorio de capacidad de carga sobre placas circulares y rectangulares soportadas por arena a varias densidades relativas de compactación, Dr. Las variaciones de qu(1)Y 12 gB y qu Y 12 gB obtenidas de estas pruebas, donde B es el diámetro de una placa circular o el ancho de una placa rectangular y g es el peso específico de la arena, se muestran en la figura 3.2. Es importante observar a partir de esta figura que, para Dr $ aproximadamente 70%, ocurre en el suelo el tipo de falla general por corte. Con base en resultados experimentales, Vesic (1973) propuso una relación para el modo de falla por capacidad de carga de cimentaciones que se apoyan sobre arenas. En la figura 3.3 se muestra esta relación, que comprende la notación 3.2 Concepto general 135 0.2 0.3 Densidad relativa, Dr 0.5 0.6 0.7 0.4 Corte por punzonamiento Cortante local 0.8 0.9 Cortante general 700 600 500 400 300 1 gB 2 100 90 80 70 60 50 qu 1 gB 2 qu(1) y qu 200 1 gB 2 40 30 qu(1) 1 gB 2 20 Leyenda Placa circular de 203 mm (8 pulg) Placa circular de 152 mm (6 pulg) Placa circular de 102 mm (4 pulg) Placa circular de 51 mm (2 pulg) Placa rectangular de 51  305 mm (2  12 pulg) Reducida al 0.6 Los signos pequeños indican la primera carga de falla 10 1.32 1.35 1.40 1.45 1.50 Peso específico seco, gd Peso específico del agua, gw 1.55 1.60 Figura 3.2 Variación de qu(1)Y0.5gB y qu Y0.5gB para placas circulares y rectangulares sobre la superficie de una arena. (Adaptada de Vesic, 1963). (De Vesic, A. B. Bearing Capacity of Deep Foundations in Sand. En Highway Research Record 39, Highway Research Board, National Research Council, Washington, D.C., 1963, Figura 28, p. 137. Reproducida con permiso del Transportation Research Board.) Dr 5 densidad relativa de la arena Df 5 profundidad de la cimentación medida desde la superficie del terreno B* 5 2BL B1L donde B 5 ancho de la cimentación L 5 longitud de la cimentación (Nota: L siempre es mayor que B.) (3.1) 136 Capítulo 3: Cimentaciones superficiales: capacidad de carga última 0.2 0 Densidad relativa, Dr 0.4 0.6 0.8 1.0 0 1 Falla de corte por punzonamiento Falla local por corte Falla general por corte Df /B* 2 3 4 Df B 5 Figura 3.3 Modos de falla de una cimentación en arena (según Vesic, 1973). [Vesic, A.S. (1973). “Analysis of Ultimate Loads of Shallow Foundations”, Journal of Soil Mechanics and Foundations Division, American Society of Civil Engineers, Vol. 99, núm. SM1, pp. 45-73. Con permiso de la ASCE]. Para cimentaciones cuadradas, B 5 L; para cimentaciones circulares, B 5 L 5 diámetro, por lo tanto, B* 5 B (3.2) En la figura 3.4 se muestra el asentamiento S de las placas circulares y rectangulares sobre la superficie de una arena ante carga última, como se describe en la figura 3.2. En la figura se indica un intervalo general de SYB con la densidad relativa de compactación de la arena. Por consiguiente, en general se puede decir que, para cimentaciones a una profundidad superficial (es decir, para una Df YB* pequeña), la carga última puede ocurrir a un asentamiento de la cimentación de 4 a 10% de B. Esta condición se origina junto con la falla general por corte en el suelo; sin embargo, en el caso de falla local por corte o por punzonamiento, la carga última puede ocurrir a un asentamiento de 15 a 25% del ancho de la cimentación (B). 3.3 Teoría de la capacidad de carga de Terzaghi Terzaghi (1943) fue el primero en presentar una teoría completa para evaluar la capacidad de carga última de cimentaciones aproximadamente superficiales. De acuerdo con su teoría, una cimentación es superficial si su profundidad, Df (figura 3.5), es menor que o igual a su ancho. Sin embargo, investigadores posteriores sugirieron que las cimentaciones con Df igual a tres o cuatro veces su ancho se podían definir como cimentaciones superficiales. Terzaghi sugirió que para una cimentación continua o corrida (es decir, cuando su relación ancho a longitud tiende a cero), la superficie de falla en el suelo ante carga última se puede suponer similar a la que se muestra en la figura 3.5. (Observe que este es el caso de falla general por corte según se define en la figura 3.1a). El efecto del suelo arriba del fondo de la cimentación también se puede suponer que se reemplaza por una sobrecarga equivalente, q 5 gDf (donde g es el peso específico del suelo). La zona de falla bajo la cimentación se puede separar en tres partes (consulte la figura 3.5): 3.3 Teoría de la capacidad de carga de Terzaghi 0.2 25% 0.3 0.4 Densidad relativa, Dr 0.5 0.6 Corte por punzonamiento 0.7 0.8 Corte general Corte local 20% S B Placas rectangulares Placas circulares 15% 10% 5% Diámetro de la placa circular 203 mm (8 pulg) 152 mm (6 pulg) 102 mm (4 pulg) 51 mm (2 pulg) 51  305 mm (2  12 pulg) Placa rectangular (ancho  B) 0% 1.35 1.40 1.45 1.50 Peso específico seco, gd Peso específico del agua, gw 1.55 Figura 3.4 Intervalo del asentamiento de placas circulares y rectangulares ante carga última (DfYB 5 0) en arena (modificada según Vesic, 1963). (De Vesic, A. B., Bearing Capacity of Deep Foundations in Sand. En Highway Research Record 39, Highway Research Board, National Research Council, Washington, D.C., 1963, Figura 29, p. 138. Reproducida con permiso del Transportation Research Board.) B J I Df H 45  f y2 qu q  gDf G A C 45  f y2 a a 45  f y2 45  f y2 D F E Suelo Peso específico g Cohesión c Ángulo de fricción  f Figura 3.5 Falla por capacidad de carga en un suelo bajo una cimentación rígida continua (corrida). 137 138 Capítulo 3: Cimentaciones superficiales: capacidad de carga última 1. La zona triangular ACD inmediatamente abajo de la cimentación. 2. Las zonas de radiales de corte ADF y CDE, con las curvas DE y DF como arcos de una espiral logarítmica. 3. Dos zonas triangulares pasivas de Rankine FH y CEG. Los ángulos CAD y ACD se suponen iguales al ángulo de fricción del suelo f9. Observe que, con el reemplazo del suelo arriba del fondo de la cimentación por una sobrecarga equivalente q, se ignoró la resistencia cortante del suelo a lo largo de las superficies de falla GI y HJ. Aplicando un análisis de equilibrio, Terzaghi expresó la capacidad de carga última en la forma qu 5 crNc 1 qNq 1 12 gBNg (cimentación continua o corrida) (3.3) donde c9 5 cohesión del suelo g 5 peso específico del suelo q 5 gDf Nc, Nq, Ng 5 factores de capacidad de carga que son adimensionales y funciones sólo del ángulo de fricción del suelo f9 Los factores de capacidad de carga Nc, Nq y Ng se definen mediante las expresiones Nc 5 cot fr e2 (3p>42fr>2)tan fr 2 cos 2 2 1 5 cot fr(Nq 2 1) fr p 1 4 2 Nq 5 e2 (3p>42fr>2)tan fr 2 cos 2 fr 45 1 2 (3.4) (3.5) y Ng 5 1 Kpg 2 1 tan fr 2 cos2 fr (3.6) donde Kpg 5 coeficiente de presión pasiva. Las variaciones de los factores de capacidad de carga definidos por las ecuaciones (3.4), (3.5) y (3.6) se dan en la tabla 3.1. Para estimar la capacidad de carga última de cimentaciones cuadradas y circulares, la ecuación (3.1) se puede modificar respectivamente a qu 5 1.3crNc 1 qNq 1 0.4gBNg (cimentación cuadrada) (3.7) 3.3 Teoría de la capacidad de carga de Terzaghi 139 Tabla 3.1 Factores de capacidad de carga de Terzaghi — ecuaciones (3.4), (3.5) y (3.6). De Kumbhojkar (1993). a f9 Nc Nq N ga f9 Nc Nq 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 5.70 6.00 6.30 6.62 6.97 7.34 7.73 8.15 8.60 9.09 9.61 10.16 10.76 11.41 12.11 12.86 13.68 14.60 15.12 16.56 17.69 18.92 20.27 21.75 23.36 25.13 1.00 1.10 1.22 1.35 1.49 1.64 1.81 2.00 2.21 2.44 2.69 2.98 3.29 3.63 4.02 4.45 4.92 5.45 6.04 6.70 7.44 8.26 9.19 10.23 11.40 12.72 0.00 0.01 0.04 0.06 0.10 0.14 0.20 0.27 0.35 0.44 0.56 0.69 0.85 1.04 1.26 1.52 1.82 2.18 2.59 3.07 3.64 4.31 5.09 6.00 7.08 8.34 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 27.09 29.24 31.61 34.24 37.16 40.41 44.04 48.09 52.64 57.75 63.53 70.01 77.50 85.97 95.66 106.81 119.67 134.58 151.95 172.28 196.22 224.55 258.28 298.71 347.50 14.21 15.90 17.81 19.98 22.46 25.28 28.52 32.23 36.50 41.44 47.16 53.80 61.55 70.61 81.27 93.85 108.75 126.50 147.74 173.28 204.19 241.80 287.85 344.63 415.14 N ga 9.84 11.60 13.70 16.18 19.13 22.65 26.87 31.94 38.04 45.41 54.36 65.27 78.61 95.03 115.31 140.51 171.99 211.56 261.60 325.34 407.11 512.84 650.67 831.99 1072.80 De Kumbhojkar (1993). y qu 5 1.3crNc 1 qNq 1 0.3gBNg (cimentación circular) (3.8) En la ecuación (3.7), B es igual a la dimensión de cada lado de la cimentación; en la ecuación (3.8), B es igual al diámetro de la cimentación. Para cimentaciones que presentan el modo de falla local por corte en suelos, Terzaghi sugirió las modificaciones siguientes para las ecuaciones (3.3), (3.7) y (3.8): qu 5 23crN cr 1 qN qr 1 12gBN gr (cimentación continua) qu 5 0.867crN cr 1 qN qr 1 0.4gBN gr (cimentación cuadrada) (3.10) qu 5 0.867crN cr 1 qN qr 1 0.3gBN gr (cimentación circular) (3.11) (3.9) 140 Capítulo 3: Cimentaciones superficiales: capacidad de carga última Tabla 3.2 Factores de capacidad de carga modificados de Terzaghi Ncr, Nqr y Ngr . f9 N 9c N 9q N 9g f9 N 9c N 9q N 9g 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 5.70 5.90 6.10 6.30 6.51 6.74 6.97 7.22 7.47 7.74 8.02 8.32 8.63 8.96 9.31 9.67 10.06 10.47 10.90 11.36 11.85 12.37 12.92 13.51 14.14 14.80 1.00 1.07 1.14 1.22 1.30 1.39 1.49 1.59 1.70 1.82 1.94 2.08 2.22 2.38 2.55 2.73 2.92 3.13 3.36 3.61 3.88 4.17 4.48 4.82 5.20 5.60 0.00 0.005 0.02 0.04 0.055 0.074 0.10 0.128 0.16 0.20 0.24 0.30 0.35 0.42 0.48 0.57 0.67 0.76 0.88 1.03 1.12 1.35 1.55 1.74 1.97 2.25 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 15.53 16.30 17.13 18.03 18.99 20.03 21.16 22.39 23.72 25.18 26.77 28.51 30.43 32.53 34.87 37.45 40.33 43.54 47.13 51.17 55.73 60.91 66.80 73.55 81.31 6.05 6.54 7.07 7.66 8.31 9.03 9.82 10.69 11.67 12.75 13.97 15.32 16.85 18.56 20.50 22.70 25.21 28.06 31.34 35.11 39.48 44.45 50.46 57.41 65.60 2.59 2.88 3.29 3.76 4.39 4.83 5.51 6.32 7.22 8.35 9.41 10.90 12.75 14.71 17.22 19.75 22.50 26.25 30.40 36.00 41.70 49.30 59.25 71.45 85.75 N9c, N9q y N9g, los factores de capacidad de carga modificados, se pueden calcular utilizando las ecuaciones de los factores de capacidad de carga (para Nc, Nq y Ng, respectivamente) reemplazando f9 por fr 5 tan21 ( 23 tan fr). La variación de N9c, N9q y N9g con el ángulo de fricción del suelo f9 se da en la tabla 3.2. Las ecuaciones de capacidad de carga de Terzaghi ahora se han modificado para tomar en cuenta los efectos de la forma de la cimentación (BYL), la profundidad de empotramiento (Df ) y la inclinación de la carga. Esto se analiza en la sección 3.6. Sin embargo, muchos ingenieros aún utilizan la ecuación de Terzaghi, ya que proporciona muy buenos resultados considerando la incertidumbre de las condiciones del suelo en varios emplazamientos. 3.4 Factor de seguridad El cálculo de la capacidad de carga permisible bruta de cimentaciones superficiales requiere aplicar un factor de seguridad (FS) a la capacidad de carga última bruta, o qperm 5 qu FS (3.12) 3.4 Factor de seguridad 141 Sin embargo, algunos ingenieros prefieren emplear un factor de seguridad tal que Incremento neto del esfuerzo en el suelo 5 capacidad de carga última neta FS (3.13) La capacidad de carga última neta se define como la presión última por área unitaria de la cimentación que puede soportar el suelo en exceso de la presión causada por el suelo circundante al nivel de la cimentación. Si la diferencia entre el peso específico del concreto utilizado en la cimentación y el peso específico del suelo circundante se supone que es insignificante, entonces qneta(u) 5 qu 2 q (3.14) donde qneta(u) 5 capacidad de carga última neta q 5 gDf Por lo tanto, qperm(neta) 5 qu 2 q FS (3.15) El factor de seguridad según se define por la ecuación (3.15) debe ser al menos de 3 en todos los casos. Ejemplo 3.1 Una cimentación cuadrada tiene 2 3 2 m en planta. El suelo que soporta la cimentación tiene un ángulo de fricción de f9 5 25° y c9 5 20 kNYm2. El peso específico del suelo, g, es 16.5 kNYm3. Determine la capacidad de carga permisible sobre la cimentación con un factor de seguridad (FS) de 3. Suponga que la profundidad de la cimentación (Df ) es de 1.5 m y que ocurre una falla general por corte en el suelo. Solución De la ecuación (3.7) qu 5 1.3crNc 1 qNq 1 0.4gBNg De la tabla 3.1, para f9 5 25°, Nc 5 25.13 Nq 5 12.72 Ng 5 8.34 Por lo tanto, qu 5 (1.3) (20) (25.13) 1 (1.5 3 16.5) (12.72) 1 (0.4) (16.5) (2) (8.34) 5 653.38 1 314.82 1 110.09 5 1078.29 kN m2 142 Capítulo 3: Cimentaciones superficiales: capacidad de carga última Por lo tanto, la capacidad de carga permisible por área unitaria de la cimentación es qperm 5 qu 1078.29 5 < 359.5 kN m2 FS 3 Por consiguiente, la carga bruta permisible total es Q 5 (359.5) B2 5 (359.5) (2 3 2) 5 1 438 kN 3.5 Modificación de las ecuaciones de capacidad de carga por nivel freático Las ecuaciones (3.3) y (3.7) a (3.11) proporcionan la capacidad de carga última, con base en la suposición de que el nivel freático se ubica muy por debajo de la cimentación. Sin embargo, si el nivel freático está cerca de la cimentación, serán necesarias algunas modificaciones de las ecuaciones de capacidad de carga. (Consulte la figura 3.6). Caso I. Si el nivel freático se ubica tal que 0 # D1 # Df , el factor q en las ecuaciones de capacidad de carga toma la forma q 5 sobrecarga efectiva 5 D1g 1 D2 (gsat 2 gw ) (3.16) donde gsat 5 peso específico saturado del suelo gw 5 peso específico del agua Además, el valor de g en el último término de las ecuaciones se tiene que reemplazar por g9 5 gsat 2 gw. Caso II. Para un nivel freático ubicado tal que 0 # d # B, q 5 gDf (3.17) En este caso, el factor g en el último término de las ecuaciones de capacidad de carga se debe reemplazar por el factor g 5 gr 1 Nivel freático d (g 2 gr) B (3.16) D1 Caso I Df D2 B d Nivel freático Caso II gsat  peso específico saturado Figura 3.6 Modificación de las ecuaciones de capacidad de carga por nivel freático. 3.6 Ecuación general de la capacidad de carga 143 Las modificaciones anteriores se basan en la suposición de que no existe una fuerza de filtración en el suelo. Caso III. Cuando el nivel freático se ubica tal que d $ B, el agua no tendrá efecto sobre la capacidad de carga última. 3.6 Ecuación general de la capacidad de carga Las ecuaciones de la capacidad de carga última (3.3), (3.7) y (3.8) son sólo para cimentaciones continuas, cuadradas y circulares; no abordan el caso de cimentaciones rectangulares (0 , BYL , 1). Además, las ecuaciones no toman en cuenta la resistencia cortante a lo largo de la superficie de falla en el suelo arriba del fondo de la cimentación (la parte de la superficie de falla marcada como GI y HJ en la figura 3.5). Además, la carga sobre la cimentación puede estar inclinada. Para tomar en cuenta todos estos factores, Meyerhof (1963) sugirió la forma siguiente de la ecuación general de la capacidad de carga qu 5 crNcFcsFcdFci 1 qNqFqsFqdFqi 1 12 gBNgFgsFgdFgi (3.19) En esta ecuación: c9 5 cohesión q 5 esfuerzo efectivo al nivel del fondo de la cimentación g 5 peso específico del suelo B 5 ancho de la cimentación (5 diámetro para una cimentación circular) Fcs, Fqs, Fgs 5 factores de forma Fcd, Fqd, Fgd 5 factores de profundidad Fci, Fqi, Fgi 5 factores de inclinación de la carga Nc, Nq, Ng 5 factores de capacidad de carga Las ecuaciones para determinar los varios factores que aparecen en la ecuación (3.19) se describen brevemente en las secciones siguientes. Observe que la ecuación original para la capacidad de carga última se dedujo sólo para el caso de deformación unitaria plana (es decir, para cimentaciones continuas). Los factores de forma, profundidad e inclinación de la carga son empíricos basados en datos experimentales. Factores de capacidad de carga La naturaleza básica de la superficie de falla en un suelo sugerida por Terzaghi ahora parece haberse confirmado por estudios de laboratorio y de campo de la capacidad de carga (Vesic, 1973). Sin embargo, el ángulo a que se muestra en la figura 3.5 está más cercano a 45 1 f9Y2 que a f9. Si se acepta este cambio, los valores de Nc, Nq y Ng para un ángulo de fricción del suelo dado también cambiarán respecto a los dados en la tabla 3.1. Con a 5 45 1 f9Y2, se puede demostrar que Nq 5 tan2 45 1 fr p tan fr e 2 (3.20) 144 Capítulo 3: Cimentaciones superficiales: capacidad de carga última y Nc 5 (Nq 2 1) cot fr (3.21) La ecuación (3.21) para Nc la dedujo originalmente Prandtl y la ecuación (3.20) para Nq la presentó Reissner (1924). Caquot y Kerisel (1953) y Vesic (1973) proporcionaron la relación para Ng como Ng 5 2 (Nq 1 1) tan fr (3.22) En la tabla 3.3 se muestra la variación de los factores de capacidad de carga anteriores con los ángulos de fricción del suelo. Tabla 3.3 Factores de capacidad de carga para la teoría de Meyerhof. f9 Nc Nq Ng f9 Nc Nq Ng 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 5.14 5.38 5.63 5.90 6.19 6.49 6.81 7.16 7.53 7.92 8.35 8.80 9.28 9.81 10.37 10.98 11.63 12.34 13.10 13.93 14.83 15.82 16.88 18.05 19.32 20.72 1.00 1.09 1.20 1.31 1.43 1.57 1.72 1.88 2.06 2.25 2.47 2.71 2.97 3.26 3.59 3.94 4.34 4.77 5.26 5.80 6.40 7.07 7.82 8.66 9.60 10.66 0.00 0.07 0.15 0.24 0.34 0.45 0.57 0.71 0.86 1.03 1.22 1.44 1.69 1.97 2.29 2.65 3.06 3.53 4.07 4.68 5.39 6.20 7.13 8.20 9.44 10.88 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 22.25 23.94 25.80 27.86 30.14 32.67 35.49 38.64 42.16 46.12 50.59 55.63 61.35 67.87 75.31 83.86 93.71 105.11 118.37 133.88 152.10 173.64 199.26 229.93 266.89 11.85 13.20 14.72 16.44 18.40 20.63 23.18 26.09 29.44 33.30 37.75 42.92 48.93 55.96 64.20 73.90 85.38 99.02 115.31 134.88 158.51 187.21 222.31 265.51 319.07 12.54 14.47 16.72 19.34 22.40 25.99 30.22 35.19 41.06 48.03 56.31 66.19 78.03 92.25 109.41 130.22 155.55 186.54 224.64 271.76 330.35 403.67 496.01 613.16 762.89 Factores de forma, profundidad e inclinación Los factores de forma, profundidad e inclinación de uso común se dan en la tabla 3.4. 3.6 Ecuación general de la capacidad de carga 145 Tabla 3.4 Factores de forma, profundidad e inclinación [DeBeer (1970); Hansen (1970); Meyerhof (1963); Meyerhof y Hanna (1981)]. Factor Forma Profundidad Relación Referencia B Nq Fcs 5 1 1 a b a b L Nc B Fqs 5 1 1 a b tan fr L B Fgs 5 120.4 a b L Df 1 si; B Para 0: Df Fcd 5 1 1 0.4 a b B Fqd Fd Hansen (1970) 1 1 0: Para Fcd 5 Fqd 2 1 2 Fqd Nc tan fr Fqd 5 1 1 2 tan fr (1 2 sen fr) 2 a F DeBeer (1970) d B b 1 Df si; 1 B Para Df 0: Df Fcd 5 1 1 0.4 tan 21 a b B ('')''* radianes Fqd Fd Para 1 1 0: Fcd 5 Fqd 2 1 2 Fqd Nc tan f9 Df Fqd 5 1 1 2 tan fr(1 2 sen fr) 2 tan 21 a b B ('')''* radianes F Inclinación d 1 Fci 5 Fqi 5 a1 2 Fgi 5 a1 2 b f9 b° 2 b 90° b inclinación de la carga sobre la cimentación respecto a la vertical Meyerhof (1963); Hanna y Meyerhof (1981) 146 Capítulo 3: Cimentaciones superficiales: capacidad de carga última Ejemplo 3.2 Resuelva el problema 3.1 utilizando la ecuación (3.19). Solución De la ecuación (3.19), qu 5 c9NcFcsFcdFci 1 qNqFqsFqdFqt 1 1 gBNgFgsFgdFgt 2 Como la carga es vertical, Fci 5 Fqi 5 Fgi 5 1. De la tabla 3.3 para f9 5 25°, Nc 5 20.72, Nq 5 10.66 y Ng 5 10.88. Utilizando la tabla 3.4, B Nq 2 10.66 Fcs 5 1 1 a b a b 5 1 1 a b a b 5 1.514 L Nc 2 20.72 B 2 Fqs 5 1 1 a b tanf9 5 1 1 a b tan 25 5 1.466