1

ESCUELA DE INGENIEROS MILITARES

CURSO DE MECÁNICA DE SUELOS BÁSICA

Autor: Ingeniera Yolanda Calderón L. Universidad Nacional de Colombia

Bogotá, Febrero 2005

2

SESION 1

IDENTIFICACIÓN DE SUELOS Y ROCAS

IINNTTRROODDUUCCCCIIOONN

El comportamiento de toda obra de ingeniería depende primordialmente de las propiedades físicas y mecánicas que tengan los depósitos de suelo y roca en el lugar. Es por ello importante y necesario que el ingeniero sea capaz de diferenciar claramente entre los diferentes depósitos de distinta clase, así como identificar sus constituyentes principales y sus propiedades físicas y mecánicas que permitirán conocer su respuesta ante las diferentes solicitaciones que genere la implantación de las obras de ingeniería sobre ellas. Es muy importante recordar que una de las mayores fuentes de incertidumbre, y por lo tanto de riesgo, es la derivada de los problemas asociados al comportamiento del terreno. Es fundamental, por lo tanto, un claro entendimiento de las propiedades básicas de los materiales y sus diferentes interrelaciones, lo que facilitará el entendimiento de problemas más complejos de los depósitos, los cuales son consecuencia de sus características básicas. Por ello, este módulo, a pesar de ser el inicial es el que requiere un mayor entendimiento y acercamiento al entendimiento claro de los suelos y sus características. Se ha tratado de estructurar de tal forma , que se entienda que el comportamiento de los materiales que observamos y sobre los cuales se implantan las obras de ingeniería sólo obedece a sus orígenes iniciales y a consecuencias de micro y macro estructura.

3

OOBBJJEETTIIVVOOSS

El objetivo básico del módulo es identificar y clasificar con claridad los suelos y las rocas a nivel de material geotécnico sobre el cual el hombre implanta diferentes obras y proyectos, a través del conocimiento de sus propiedades y características básicas, en un orden tal que permita al estudiante entender con claridad cuales son las bases de las clasificaciones existentes y su aplicación en el caso apropiado. El módulo se centra en la caracterización de los depósitos de suelos, entendiendo que se requiere de la misma forma un estudio detallado para las rocas.

4

AACCTTIIVVIIDDAADDEESS PPRREELLIIMMIINNAARREESS

Los grandes avances en el desarrollo de la ingeniería geotécnica o de suelos se lograron en el siglo XX, debido al rápido desarrollo de las civilizaciones, desarrollo de las grandes obras públicas y el crecimiento urbano que obligó al hombre a aumentar sus conocimientos al respecto del tema. Ciencias tales como la mecánica del suelo y la mecánica de rocas configuraron los principios de la moderna geotecnia. En la geotecnia se integran las técnicas de ingeniería del terreno aplicadas a las cimentaciones, refuerzo, sostenimiento, mejora y excavación del terreno y las citadas disciplinas de la mecánica del suelo, mecánica de rocas e ingeniería geológica. Como se puede observar en la actualidad los estudios geotécnicos involucran una gran cantidad de conocimientos de ciencias diferentes que son indispensables para obtener una visión integral del medio en el cual se desarrollan las obras humanas. Teniendo en cuenta estos conceptos básicos, desarrolle alguna de las siguientes actividades:

1. Investigue en forma breve el desarrollo histórico de los estudios de suelos desde las épocas antiguas hasta llegar al concepto de la moderna geotecnia.

2. Investigue cuales ciencias involucra la geotecnia moderna y que tópicos básicos maneja cada una de ellas.

3. Investigue quienes han sido los pioneros en el desarrollo de las ciencias aplicadas a la investigación de la mecánica de suelos y de la mecánica de rocas.

5

1. IDENTIFICACIÓN Y CLASIFICACIÓN DE SUELOS Y ROCAS

1.1. Definición de suelo y roca Los términos roca y suelo, tal como se usan en la ingeniería civil, implican una clara distinción entre dos clases de materiales de cimentación. Se dice que roca es un agregado natural de granos minerales unidos por grandes y permanentes fuerzas de cohesión. Por otra parte, se considera que suelo es un agregado natural de granos minerales, con o sin componentes orgánicos, que pueden separarse por medios mecánicos comunes, tales como la agitación en el agua. Sin embargo las definiciones no se pueden tomar al pie de la letra, pues aún las rocas más rígidas pueden debilitarse al sufrir el proceso de meteorización, y algunos suelos muy endurecidos pueden presentar resistencias comparables a las de la roca meteorizada. Los suelos tienen su origen en los macizos rocosos preexistentes que constituyen la roca madre, sometida a la acción ambiental disgregadora de la erosión en sus tres facetas:

• Física: debida a cambios térmicos (lo que origina dilataciones diferenciales entre los diferentes minerales y da lugar a acciones y fisuras internas) y a la acción del agua (arrastres de fragmentos ya erosionados; posible acción directa por congelación, que produce tensiones internas por el aumento de volumen del hielo respecto al agua; acción alternante de humedad-sequedad a lo largo del tiempo). Estas acciones físicas tienden a romper la roca inicial y a dividirla en fragmentos de tamaño cada vez más pequeño, que pueden ser separados de la roca por agentes activos (agua, viento, gravedad) y llevados a otros puntos en los que continúa la acción erosiva. Es decir tienden a crear las partículas que van a formar el suelo.

• Química: Originada por fenómenos de hidratación (por ejemplo, paso de anhidrita o sulfato hemihidratado a yeso o sulfato dihidratado), disolución (sales, como los sulfatos en el agua), oxidación (de minerales de hierro por efecto ambiental), cementación (por agua conteniendo carbonatos previamente disueltos a partir de otra roca), etc. Esta acción tiende por lo tanto a disgregar y a cementar, lo que significa que puede ayudar a la acción física, y posteriormente cementar los productos formados, dando unión química a las partículas pequeñas, tamaño suelo que se forman.

6

• Biológica: producida por la actividad bacteriana, induciendo putrefacciones de materiales orgánicos y mezclando el producto con otras partículas de origen físico-químico, etc.

Todo esto da lugar a fenómenos de disgregación (alteración o meteorización) y transformación de la roca, creándose el Perfil de Meteorización (Figura 1.1). En este perfil la roca madre ocupa la parte más profunda y alejada de la superficie, y el suelo la más superficial. En general los suelos geotécnicos se caracterizan por ser:

• Un sistema particulado de sólidos de diverso origen, que pueden considerarse indeformables.

• Tener una granulometría de gruesos (centímetros)a finos (micras); las partículas más finas necesitan procesos físico—químicos para su constitución; las de mayor tamaño sólo necesitan procesos físicos, aunque pueden intervenir los químicos.

• Una estructura y fábrica en función del origen de los minerales, agentes cementantes, transformaciones químicas, medio de deposición, etc.

• Presencia importante de poros o intersticios, con agua, aire y agua, o solo aire, situación ésta casi inexistente en la naturaleza. El fluido intersticial se considera, a las temperaturas normales incompresible.

• Las deformaciones del conjunto del suelo se producen por giros y deslizamientos relativos de las partículas y por expulsión de agua; solo en raras ocasiones se producen por roturas de granos. Todas las deformaciones van asociadas a cambios en los esfuerzos internos a que están sometidas las partículas que forman el suelo.

La acción antrópica, en un entorno geográfico concreto, altera las condiciones del medio natural al realizar diferentes actuaciones sobre él tales como excavaciones, explanaciones, aplicación de cargas estáticas y dinámicas al terreno, etc. La respuesta del terreno frente a esa alteración depende de su constitución y características, propiedades que están relacionadas con las actuaciones humanas y de las obras realizadas en el entorno natural. La respuesta del terreno, por lo tanto, es compleja, dependiendo en primer lugar del material o materiales preexistentes en la zona y del tipo de acciones que se ejercen en ella. Si el terreno es un macizo rocoso esa respuesta vendrá condicionada por la resistencia de la roca, la presencia de zonas alteradas, discontinuidades, etc. Pero si se trata de suelos, es decir, materiales sueltos fruto de la erosión y descomposición

7

de rocas preexistentes y depositados por acción del agua y el viento, o dispuestos por traslocación, la respuesta cambia sustancialmente:

Figura 1.1: Perfil de Meteorización de acuerdo a diferentes autores (Gonzáles y Vallejo. 2002)

• Los suelos están formados por partículas pequeñas e individualizadas, que a efectos prácticos, pueden considerarse indeformables.

• Entre esas partículas no cementadas o ligeramente cementadas, quedan huecos con un volumen total del orden de magnitud del volumen ocupado por ellas.

• Un suelo es un sistema multifase.

• Los poros o intersticios pueden estar llenos de agua, con aire y agua, o solo con aire, lo que condiciona la respuesta del conjunto del material.

La materia sólida que constituye el suelo presenta composición química diferente según la roca o rocas que dieron origen al suelo y las transformaciones producto del ambiente natural (clima), por lo que puede encontrarse materia orgánica, sales diversas, carbonatos, etc. Desde el punto de vista geotécnico el suelo se define como un agregado de minerales unidos por fuerzas débiles de contacto, separables por medios mecánicos de poca energía o por agitación de agua.

8

La respuesta del suelo a nivel real, frente a las acciones que introducen las acciones del hombre, como obras de ingeniería, supone un movimiento de esas partículas a través de deslizamientos y giros entre ellas y dependen de:

• La proporción de materia sólida que exista en un volumen unitario de suelo de referencia.

• El tamaño y distribución de las partículas (que facilita o dificulta el movimiento de los granos entre sí).

• El volumen relativo de poros (a medida que éste aumenta, el suelo es más deformable).

• El tamaño medio de los poros.

1.2. Propósitos de la identificación y de la clasificación La naturaleza, sin la ayuda del hombre, ha proporcionado los materiales sobre o dentro de los cuales el ingeniero cimienta sus estructuras. El ingeniero, para preparar un proyecto, debe saber cuáles son los materiales que están presentes y qué propiedades poseen. Adquiere este conocimiento, parcialmente, consultando el conocimiento existente; pero sobre todo, extrayendo, examinando y tal vez, probando muestras que considere representativas de los materiales. Utiliza el conocimiento en combinación con otros datos para formarse una idea del estado, disposición y comportamiento probables de los depósitos.

De una manera general, se ha encontrado que los suelos, y en menos grado las rocas, pueden clasificarse en grupos dentro de los cuales, las propiedades mecánicas sean algo parecidas. Consecuentemente, la correcta clasificación de los materiales del subsuelo es un paso importante para cualquier trabajo de cimentación, porque proporciona los primeros datos sobre las experiencias que puedan anticiparse durante y después de la construcción. La capacidad para identificar y clasificar rocas y suelos correctamente es, por lo tanto, básica para el análisis de todos los problemas de ingeniería que se refieren a los materiales térreos. Para estudiar un material complejo como el suelo es necesario seguir una metodología con definiciones y sistemas de evaluación de propiedades con un lenguaje comprensible por los técnicos de diferentes especialidades y común a diferentes regiones. El detalle con que se describen, prueban y valoran las muestras, depende del tipo de la estructura que se va a construir, de consideraciones económicas, de la

9

naturaleza de los suelos, y en cierto grado del método con que se hace el muestreo. Las muestras se describen primero sobre la base de una inspección ocular y de ciertas pruebas sencillas que pueden ejecutarse fácilmente tanto en el campo como en el laboratorio. Con ellas, el material se clasifica en uno de varios grupos principales. Después, se realizan pruebas sencillas de laboratorio para comprobar la clasificación original. 1.3. Descripción e identificación de los suelos Tipos principales de suelos. Los términos principales que usan los ingenieros civiles para describir suelos son: grava, arena, limo y arcilla. La mayor parte de los suelos naturales se componen de una mezcla de dos o más de estos elementos, y pueden contener por añadidura, material orgánico, parcial o completamente descompuesto. A la mezcla se le da el nombre del elemento que parezca tener mayor influencia en su comportamiento, y los otros componentes se usan como adjetivos. Así, una arcilla limosa tiene predominantemente las propiedades de la arcilla, pero contiene una cantidad significativa de limo, y un limo orgánico está compuesto principalmente de mineral cuyas partículas tienen el tamaño de las del limo, pero que contiene una cantidad importante de material orgánico. A las gravas y a las arenas se les llama suelos de grano grueso, y a los limos y a las arcillas suelos de grano fino. La distinción radica en que puedan diferenciarse las partículas a simple vista. Los métodos para describir los suelos de grano grueso difieren de los que son apropiados para los de grano fino; por lo tanto, los procedimientos se explican bajo encabezados diferentes. Se han clasificado los suelos en cuatro grandes grupos en función de su granulometría (Normas D.I.N., A.S.T.M., A.E.N.O.R., etc) Materiales de los suelos de grano grueso. Los materiales de los suelos de grano grueso son fragmentos minerales que pueden identificarse principalmente tomando como base el tamaño de las partículas.

• Gravas: con tamaño de grano entre unos 8-10 cm y 2 mm; se caracterizan porque los granos son observables directamente. No retienen el agua, por la inactividad de su superficie y los grandes huecos existentes entre sus partículas.

10

• Arenas: con partículas comprendidas entre 2 y 0.060 mm, todavía son observables a simple vista. Cuando se mezclan con el agua no se forman agregados continuos, sino que se separan de ella con facilidad. Este nombre se modifica todavía más dividiéndolo en gruesa, media o fina. Las fronteras entre estas categorías han de ser arbitrariamente establecidas. En los Estados Unidos se ha adoptado la clasificación de la ASTM, cuyos límites de tamaños dados en la tabla 1.1 se utilizan como norma para fines técnicos.

TABLA 1.1 Límites de los Tamaños de los Componentes del Suelo Según la Clasificación de la ASTM.

(En Milímetros)

Grava Mayor de 4.75

Arena Gruesa De 4.75 a 2.00 Arena media De 2.00 a 0.425 Arena fina De 0.425 a 0.075 Finos (mezclas de limo y arcilla) Menores de 0.075

Una descripción verbal completa de un suelo de grano grueso incluye además de la estimación de la cantidad de material de cada orden de tamaño, la graduación, la forma de las partículas, y la composición mineralògica. La graduación permite definir a los suelos como bien graduados, bastante bien graduados, bastante uniformes, uniformes, y de granulometría discontinua. Los suelos bien graduados contienen una buena proporción de partículas de todos los tamaños, variando de gruesas a finas, en la curva granulométrica esto se puede observar a simple vista cuando la curva se tiende de derecha a izquierda en aproximadamente todos los rangos de tamaños. En los suelos uniformes todas las partículas son aproximadamente del mismo tamaño, observable en la curva con lineas semiverticales. Los suelos de granulometría discontinua son mezclas de partículas de tamaño grueso uniforme y de partículas finas también de tamaño uniforme, faltando partículas de tamaño intermedio entre las gruesas y las finas. Todos los suelos que no están bien graduados, se denominan genéricamente mal graduados. En la figura 1.2 se pueden observar curvas granulométricas típicas. Más adelante se analizará con más detalle las curvas granulométricas. La forma de las partículas gruesas de un suelo influye en la compacidad y estabilidad de los depósitos del mismo. Los términos usuales con que se describe la forma de los granos son: redondeadas, angulares, subredondeadas y subangulares.

11

Figura 1.2: Curvas granulométricas típicas

Cuando se examinan las partículas más gruesas del suelo a simple vista o con una lupa pequeña, se debe tratar de estimar el grado de meteorización para lo cual ayuda la observación de la coloración de los materiales (colores rojizos y naranjas implican un mayor grado de meteorización y presencia de oxidos de hierro producto de la meteorización). La presencia de materiales débiles, como lutitas y mica, deberá también tenerse en cuenta, ya que estos materiales pueden influir en la durabilidad o compresibilidad del depósito. Materiales de grano fino. Están formados por limos y arcillas.

• Limos: con partículas comprendidas entre 0.060 y 0.002 mm (algunas normativas indican que este valor debe ser de 0.005mm, pero no hay consecuencias prácticas importantes entre esta distinción). Retienen el agua mejor que los tamaños superiores. Los Limos inorgánicos, que constituyen la porción gruesa de la fracción microscópica de los suelos, tienen poca o ninguna plasticidad o cohesión. Las variedades menos plásticas que consisten principalmente de granos de cuarzo muy finos y redondeados se llaman polvo de roca. Las variedades más plásticas que contienen una cantidad apreciable de partículas en forma de laminillas se llaman limo plástico.

• Arcilla: formadas por partículas con tamaños inferiores a los limos

(0.002 mm). Se trata ya de partículas tamaño gel y se necesita que haya habido transformaciones químicas para llegar a estos

12

tamaños. Están formadas primordialmente por minerales silicatados, constituidos por cadenas de elementos tetraédricos, unidas por enlaces covalentes débiles, pudiendo entrar las moléculas de agua entre las cadenas produciendo en algunas ocasiones aumentos de volumen (recuperables si el agua se evapora). En estos materiales la capacidad de retención del agua es muy grande (pequeños vacíos con una gran superficie de absorción en las partículas y una estructura que permite retener el agua). Por estas características son en general los materiales más problemáticos para el diseño y construcción de obras. La arcilla está formada por unos agregados en que predominan los minerales de tamaño microscópico o submicroscòpico en forma de laminillas cristalinas. Se caracteriza por tener las propiedades típicas de los coloides, como son la plasticidad, la cohesión y la facultad de adsorber iones. Estas propiedades aparecen en un amplio intervalo de contenidos de agua.

• Pruebas Usadas para distinguir un limo de una arcilla en

campo: Como la distinción entre limo y arcilla no puede basarse en el tamaño de las partículas, porque las propiedades físicas importantes de los dos materiales están relacionadas sólo indirectamente con dicho tamaño, además de ser ambas microscópicas, deberán usarse como criterio de identificación en el campo, otras propiedades físicas que no sean el tamaño de las partículas.

1. La resistencia en estado seco proporciona una base para distinguirlos. Se moldea un pequeño prisma de suelo que se deja secar al aire. Luego se rompe y tomando un fragmento de aproximadamente 3 mm se aprieta entre el pulgar y el índice. El esfuerzo necesario para romper el fragmento proporciona una base para describir su resistencia como muy baja, baja, media, y alta, o muy alta. Un fragmento de arcilla puede romperse solamente con gran esfuerzo, mientras que uno de limo se rompe fácilmente.

2. Dilatancia o prueba de agitado: En esta prueba, si se forma una pasta agua-limo y se coloca sobre la mano, al golpear con la mano se ve como el agua sale con facilidad. Usualmente, cuanto mayor sea la proporción de arcilla en la muestra, más lenta será la reacción a la prueba. La reacción se califica como rápida, lenta o ninguna.

3. La plasticidad es una propiedad característica de las arcillas y puede usarse también como base para hacer pruebas sencillas en el campo. Si puede manipularse una

13

muestra de suelo húmeda entre las palmas de la mano y formar con ella cilindros largos y delgados de aproximadamente 3 mm, indudablemente contiene una cantidad apreciable de arcilla. Al perder humedad con una manipulación prolongada, el suelo se aproxima al estado en que deja de ser plástico y se vuelve desmoronable. El registro que se haga de una prueba sencilla de plasticidad debe indicar no solamente si pueden formarse los cilindros plásticos, sino también la tenacidad del cilindro al acercarse al estado desmoronable. Esta condición se califica como débil y quebradiza, media, o tenaz.

4. Prueba de dispersión: Se dispersa una pequeña cantidad de suelo en agua en una probeta o tuvo de ensayo y se deja reposar. Las partículas más grandes caen primero, y las finas permanecen en suspensión un tiempo mayor. Ordinariamente, las arenas se asientan en un tiempo de 30 a 60 segundos. Los limos emplean en asentarse de 15 a 60 minutos, mientras que las arcillas permanecen en suspensión cuando menos varias horas y, usualmente, durante varios días, a menos que se combinen formando grumos o flòculos:

•••• Materia orgánica del suelo. Cantidades muy pequeñas de

materia orgánica pueden tener influencia importante en las propiedades físicas de los suelos. La mayor parte de los suelos orgánicos son más débiles y compresibles que los suelos que posean la misma composición mineral, pero que carezcan de materia orgánica. La presencia de una cantidad apreciable de materia orgánica puede reconocerse usualmente por el color que de gris oscuro a negro tiene el suelo y por el olor de vegetación podrida. Existen limos y arcillas orgánicos. Los depósitos de suelos eminentemente orgánicos como la turba, pueden distinguirse por un color que va del pardo oscuro al negro, por la presencia de partículas fibrosas de materia vegetal en estado variable de descomposición, y por el olor característico a materia orgánica.

En la tabla 1.2 se da un resumen de las reacciones de los suelos inorgánicos de grano fino y de los suelos parcialmente orgánicos en las pruebas sencillas de identificación de campo.

14

Tabla 1. 2. Identificación de suelos finos con pruebas manuales

Nombre típico

Resistencia en estado

seco

Dilatancia

Tenacidad

Tiempo de Sedimentación en la Prueba de Dispersión

Limo arenoso Limo Limo arcilloso Arcilla arenosa Arcilla limosa Arcilla Limo orgánico Arcilla orgánica

De ninguna a muy baja De muy baja a baja De baja a media De baja a alta De media a alta De alta a muy alta De baja a media De media a muy alta

Rápida Rápida De rápida a lenta De lenta a ninguna De lenta a ninguna Ninguna Lenta Ninguna

De débil a baja De débil a baja Media Media Media Alta De débil a baja Alta

De 30 a 60 min. De 15 a 60 min. De 15 min. a varias horas De 30 seg. a varias horas De 15 min. a varias horas De varias horas a días De 15 min. a varias horas De varias horas a días

1.4. Propiedades que controlan el comportamiento de los

Materiales

La geotecnia se vale de diversos métodos para evaluar las propiedades de los materiales; los mejores sin duda alguna son los métodos directos de campo, pues al evaluar las propiedades directamente en el sitio no se modifican las condiciones de frontera del material y por lo tanto los valores obtenidos pueden acercarse más a la realidad; sin embargo en general estos métodos son muy costosos, los desarrollados hasta el momento no miden todos los parámetros necesarios para caracterizar en forma adecuada un suelo, tienen variables que no pueden ser controladas por los equipos desarrollados, etc., por lo tanto se requiere de una evaluación en laboratorio que permita evaluar con más detalle las propiedades de los materiales. Para el caso concreto de comportamiento de materiales geológicos (suelos y rocas), los factores fundamentales que controlan dicho comportamiento se pueden representar en curvas de comportamiento de los materiales; los cuales son:

1. Origen del material

2. Fábrica y estructura

3. Condiciones de Fase del material: se refiere básicamente a las propiedades que indican como se relacionan las fases líquida, sólida y gaseosa de los materiales naturales.

4. Propiedades básicas de los materiales: se refiere a las diferentes relaciones que se pueden establecer y que definen las características de los materiales , derivadas de las condiciones de fase.

5. Condiciones de drenaje Interno: se refiere a las características referidas a la circulación de agua en el material, tales como permeabilidad, nivel freático, modelos de flujo, etc.

6. Estado e historia de esfuerzos.

15

Enseguida se presentará una breve descripción de cada uno de ellos. 11..44..11 OOrriiggeenn Constituye uno de los parámetros cuya determinación y definición es fundamental para el área de la geotecnia De acuerdo al tipo de material, se presentará una diferenciación en composición, cambios en propiedades índice y por lo tanto en propiedades esfuerzo – deformación. Es decir, las propiedades de las rocas y los suelos, así como la presencia y flujo de agua, se derivan de su origen e interacción, en particular de la manera como han intervenido a través del tiempo un conjunto de procesos como la cristalización, la gradación, la diagéneis, el metamorfismo, la meteorización en el caso de las rocas; o la gradación y la consolidación en el caso de los suelos, imprimiendo su carácter, tanto en su litología, estructura y posición en la secuencia estratigráfica, como en la condición física, mecánica y en el estado actual de esfuerzos. Todas estas características geológicas relacionadas con el tipo, génesis, condición de los materiales naturales, se reflejan de alguna manera en el comportamiento físico-químico y mecánico de los materiales geológicos en las diversas obras desarrolladas por el hombre. Algunas variables temáticas permiten definir el origen y génesis de los materiales, lo cual determina el tipo de material presente, de tal forma que no en todos los casos se requiera de un análisis de laboratorio para definir el tipo de material presente. Estas variables básicamente son: la geomorfología, la geología algunas condiciones hidrogeológicas, de igual forma los análisis geotécnicos propiamente dichos reafirman lo obtenido a partir de datos geológicos y geomorfológicos y permitirán generalizar un perfil en profundidad. En la Figura 1.3 se observa un esquema de la formación de suelos.

16

Figura 1.3: Formación de suelos 11.. 44..22 FFáábbrriiccaa yy eessttrruuccttuurraa Según Mitchelli el término “fábrica” se refiere al arreglo de partículas, grupos de partículas y espacios vacíos en un suelo. El término “estructura” es utilizado por algunos como sinónimo de fábrica, sin embargo, la estructura tiene un significado más amplio, que integra los efectos combinados de la fábrica, composición y fuerzas entre partículas. La fábrica, estudiada a nivel de microscopía óptica se conoce como “microfábrica”, mientras que los rasgos que pueden ser identificados a simple vista o con ayuda de una lupa, tales como estratificación, fisuramiento, vacíos y no homogeneidad, se identifican como la “macrofábrica”. La fábrica tiene gran influencia en el comportamiento de los suelos, en especial en lo referente a la anisotropía que genera debido a la orientación de las partículas, la cual así mismo gobierna anisotropía en las propiedades geomecánicas. Aunque la fábrica está relacionada con otras propiedades de los materiales, ella se puede inferir a partir de diferentes métodos directos

17

o indirectos como, microscopía óptica y electrónica, difracción de rayos x, distribución de vacíos, velocidad acústica, dispersión dieléctrica – conductividad eléctrica, conductividad térmica, susceptibilidad magnética. El conocimiento de las características de la fábrica de los suelos permite su correlación con propiedades esfuerzo-deformación, propiedades hidráulicas o comportamientos contracto – expansivos. Sin embargo, dada la dificultad de establecer directamente las características de la fábrica, este parámetro estará incluido implícitamente en las propiedades físico-mecánicas mediante pruebas de campo, ensayos de laboratorio efectuadas en diversas direcciones respecto a la orientación predominante de las partículas (en suelos finos definida por la dirección de sedimentación principalmente) o estimadas a partir de correlaciones empíricas con propiedades índice u otros parámetros geomecánicos. La fábrica y estructura de un material puede ser conocida a través de algunos métodos como los que se presentan en la Tabla 1.3. La distribución espacial de las partículas que constituyen la fracción gruesa de los suelos depende de la forma, tamaño y grado de empaquetamiento de las partículas, en las fracciones finas la microfábrica depende de las propiedades físico – químicas sobre todo del grado de interacción entre los cristales de arcilla. Esta interacción tiene lugar mediante las fuerzas de atracción y de repulsión. Las de atracción se deben a las fuerzas de enlace de Van der Waals y las de repulsión a las cargas negativas presentes en la superficie de las arcillas y en la capa doble difusa. La carga eléctrica en la supeficie de las arcillas varía en función de los distintos parámetros del sistema ( ph, grado de sustitución isomórfica, concentración de sales disueltas, temperatura, etc.) por lo que en determinadas condiciones los bordes de las partículas pueden adquirir tanto cargas negativas como positivas con un grado de interacción variable. En función de las condiciones de suspensión, los minerales de arcilla pueden adoptar las siguientes formas de asociaciones elementales. “ cara – cara”, “ cara – borde” (cara con carga negativa y borde con carga positiva ) y “borde – borde” en caso que existan bordes con carga positiva y negativa ( figura 1.4).

18

Figura 4.1 Cargas eléctricas en las arcillas y sus asociaciones elementales ( Gonzáles Vallejo 2002)

19

En suspensiones con altas concentraciones de electrones, donde Ph es relativamente alto o mayor de 8 predominan las interacciones borde – cara ya que se mantiene la carga positiva de los bordes y la carga negativa en la superficie de las arcillas; en estas condiciones, las fuerzas eléctricas netas entre las partículas adyacentes son predominantemente de atracción y se produce el fenómeno de floculación. Esta es una estructura abierta y voluminosa con grandes poros, típica de suelos marinos y lagos salobres ( Figura 1.5)

Figura 1.5 Estructura floculada en arcilla. En A formas de floculación y en B estructura floculada en medio acuoso

Cuando la concentración de electrolitos es baja, los minerales de arcilla tienden a cargarse negativamente, tanto en superficie como en los bordes. En este caso aumenta la doble capa difusa y predominan las fuerzas eléctricas de repulsión entre las partículas adyacentes, produciéndose el fenómeno de dispersión ( Figura 1.6) . El resultado es una estructura densa y alargada, en donde las capas de arcilla no están en contacto debido al predominio de las fuerzas de repulsión. Esta estructura es característica de los sedimentos o depósitos lacustres de agua dulce y los depósitos fluviales.

20

Figura 1.6 Estructura dispersa en arcillas. En A formas de dispersión y en B estructura dispersa en medio acuoso

Entre estos dos tipos de estructuras existen múltiples formas de organización espacial de las partículas, debido a la interacción intervienen diversos factores condicionantes, como la composición mineralógica y química, el tamaño de las partículas, la concentración de sólidos y sales disueltas, la turbulencia desagua, la actividad biológica, la temperatura, la velocidad de sedimentación, etc. Por ello no solo existen dos estructuras elementales (dispersas y floculadas), sino una variedad más amplia y compleja de ordenamientos y asociaciones que dan lugar a los distintos tipos de microfábrica presentes en los suelos naturales. En función del tipo de asociación elemental de partículas y de los distintos factores ambientales que intervienen en el depósito, los suelos arcillosos presentan múltiples tipologías de microfábrica, siendo las más características las siguientes (en las fotografías 1.1 a 1.5 se observan diferentes tipos de fábrica tomados al microscópio). :

• Turbostrática o regular: matriz arcillosa continua y compacta, estructura muy densa, sin orientación preferente, característica de sedimentos marinos sobreconsolidados.

• Laminar u orientada: matriz homogénea formada por láminas de arcillas orientadas según una dirección preferente, estructuras compactas y anisotrópicas.

• Panal de abeja: estructuras abiertas formadas por flóculos de partículas de arcilla unidas entre sí por fuerzas de adherencia.

21

Presenta gran cantidad de poros intercomunicados y es característica de medios salinos y suelos susceptibles.

• Esqueletal: organización metaestable de fragmentos y agregados de arcilla unidos mediante conectores de larga distancia; abundan los poros y conectores; característica de suelos meteorizados y colapsables.

• Oolítica o nodular: constituída por nódulos o agregados esféricos, que pueden formar un empaquetamiento denso; característicos de medios continentales ricos en óxidos de hierro.

Además de las partículas sólidas, también están presentes en la microfábrica otros elementos como los poros, discontinuidades, microfisuras, superficies de despegue, conectores y agentes cementantes.

Tabla 1.3: Técnicas para el estudio de la fabrica de suelos

METODO BASE RASGO IDENTIFICABLE / ESCALA DE OBSERVACIONES

Microscopía optica Observación directa de fracturas o secciones delgadas

Partículas tamaño limo o mayor, grupos de partículas de arcilla, orientación preferencial de partículas de arcilla, homogeneidad a pequeña escala, grandes vacíos, zonas de falla. Usualmente amplificación de hasta 300 x

Microscopía electrónica Observación directa de partículas y fracturas (Microscopía electrónica

scan MES, Microscopía electrónica de transmisión MET)

Resolución hasta 100Å, observación directa de partículas, grupos de partículas y vacíos; detalles de microfábrica.

Difracción de rayos X Grupos de partículas planas de arcilla paralelas generan difracción mas

pronunciada que placas orientadas aleatoriamente

Orientación en zonas de varios milímetros cuadrados de área y varios micrómetros de espesor; adecuado para minerales simples de arcilla.

Distribución de tamaño de poros

(1) Incorporación de fluido (usualmente mercurio)

(2) Condensación capilar

(1) Vacíos de aprox. 0.01 a 10 µm de diámetro

(2) Máximo 0.1 µm de diámetro Velocidad acústica La velocidad es influenciada por el

arreglo de las partículas Anisotropía; medición de la microfábrica promediada sobre un volumen igual al tamaño de la muestra

Dispersión dieléctrica y Conductividad eléctrica

Variación de la constante dieléctrica y conductividad con la frecuencia

Evaluación de anisotropía; floculación y defloculación;

22

medición de micro fábrica promediada sobre un volumen igual al tamaño de la muestra

Conductividad térmica La conductividad térmica es influenciada por la orientación de

partículas

Evaluación de anisotropía; floculación y defloculación; medición de micro fábrica promediada sobre un volumen igual al tamaño de la muestra

Susceptibilidad magnética

La variación en la orientación de la muestra respecto al campo magnético,

influencia la susceptibilidad magnética

Evaluación de anisotropía; floculación y defloculación; medición de micro fábrica promediada sobre un volumen igual al tamaño de la muestra

Propiedades mecánicas Resistencia Módulos Permeabilidad Compresibilidad Expansión y contración

Las propiedades mecánicas reflejan la influencia de la fábrica

Micro fábrica promediada sobre un volumen igual al tamaño de la muestra; anisotropía; en algunos casos, rasgos de macro fábrica

Fotografía 1.1. Microfábrica turbostrática. Margas azules del Gualdalquivir ( M. Tsige)

23

Fotografía 1.2. Microfábrica en panal de abeja ( M. Tsige)

Fotografía 1.3. Microfábrica laminar. Margas azules del Guadalquivir ( M. Tsige)

24

Fotografía 1.4 Microfábrica esqueletal. (M. Tsige)

Fotografía 1.5 Microfábrica oolítica. Arcillas volcánicas de la laguna Tenerife ( Gonzáles Vallejo 2002)

25

11..44..33 CCoonnddiicciioonneess ddee ffaassee oo pprrooppiieeddaaddeess íínnddiiccee yy pprrooppiieeddaaddeess bbáássiiccaass ddee llooss mmaatteerriiaalleess Las propiedades índice se refieren a como se relacionan las fases líquida, sólida y gaseosa que forman parte de todos los materiales y como es su distribución en los mismos (Figura 1.7) ; la relación entre las mismas se puede conocer a través de las propiedades índice de los materiales.

Figura 1.7: distribución de las fases en los materiales Ejecutando las pruebas convenientes de clasificación y determinando las propiedades índice correspondientes, el ingeniero adquiere medios para describir con precisión un suelo dado sin usar descripciones verbales que están sujetas a mal interpretaciones debido a la vaguedad de la terminología.

Las propiedades índice pueden dividirse en dos tipos generales, en propiedades de los granos de los suelos y propiedades del agregado o conjunto.

• Las propiedades de los granos: son las correspondientes a las partículas individuales de que está compuesto el suelo, sin hacer referencia a la manera en que estas partículas están dispuestas en un depósito de suelo. Así, es posible determinar las propiedades de los granos de cualquier muestra de suelo, esté alterada o no.

• Las propiedades del suelo en conjunto: dependen de la estructura y disposición de las partículas en la masa del suelo. Aunque comúnmente se usan las propiedades de los granos para fines de identificación, el ingeniero debe saber que las propiedades

26

del suelo en conjunto tienen una mayor influencia en el comportamiento desde el punto de vista técnico de un suelo.

1.4.3.1 Propiedades de las partículas sólidas o de los granos 1. Tamaño de los granos. La propiedad más importante de los granos en los suelos de grano grueso es su distribución granulométrica o por tamaños, que se determina por medio de un análisis mecánico. Los tamaños de los elementos en granos gruesos pueden determinarse usando un juego de mallas o cribas. La malla que se usa más comúnmente en el campo o laboratorio es la No. 200 U.S estándar, en la que la anchura de las mallas es de 0.075 mm. Por esta razón se ha aceptado como la frontera estándar entre los materiales de grano grueso y los de grano fino. Para determinar la distribución granulométrica de las partículas de cualquier suelo que contenga material de grano fino, deberá usarse el método de análisis mecánico en húmedo. Los métodos de análisis en húmedo se basan en la ley de Stokes, que dice que la velocidad a la que cae una partícula esférica a través de un medio líquido es función del diámetro y del peso específico de la partícula. Se hace una suspensión del suelo, que se agita y luego se deja en reposo. Después que ha transcurrido un tiempo dado, todas las partículas mayores que las de un tamaño determinado se han asentado debajo de un plano situado a una profundidad arbitraria en la suspensión. Este tamaño puede calcularse por medio de la ley de Stokes. La densidad correspondiente de la suspensión a la profundidad arbitraria es la medida de la cantidad de suelo menor que el tamaño calculado. De esta manera, midiendo la densidad en tiempos diferentes, puede determinarse la distribución de los tamaños de las partículas. En ingeniería, la densidad se mide usualmente con un hidrómetro. En el método D-422 de la ASTM se establecen los detalles del procedimiento. Se dispersa en un litro de agua destilada una muestra de aproximadamente 50 g de suelo y se vierte en una probeta para sedimentación. Se agita la suspensión aproximadamente durante un minuto y se coloca la probeta en posición vertical sobre una superficie plana horizontal. Se introduce un hidrómetro especial de forma aerodinámica en la suspensión, y se toman lecturas de la densidad en varios intervalos de tiempo. Se acostumbra tomar lecturas a los 2, 4, 8, 15 minutos, y así sucesivamente. Los cálculos que se basan en estas lecturas permiten obtener la distribución granulométrica de las partículas, con la hipótesis de que todas las partículas son esféricas. En realidad, las partículas de suelo más finas no son esféricas, sino que

27

tienen forma de laminillas o de agujas. Por lo tanto, el tamaño de partículas que se determina es el diámetro de una esfera que se asentaría en la suspensión con la misma velocidad que la partícula de suelo. Una de las fuentes de error más comunes que intervienen en el análisis mecánico en húmedo es la inadecuada dispersión de las partículas de suelo de grano fino. El laboratorista puede creer que está determinando los tamaños de las partículas separadas, mientras que en realidad puede estar midiendo los tamaños de los flòculos compuestos de varias partículas. Para evitar la floculación, se añade a la suspensión una pequeña cantidad de un electrólito que se conoce con el nombre de agente dispersor. No haya manera de determinar por los medios ordinarios de laboratorio cuando se ha obtenido la dispersión máxima. Por tanto, algunas veces es necesario recurrir a diferentes métodos de dispersión, si hay razones para dudar de la validez de los datos obtenidos. Se ha encontrado que los compuestos poli fosfatados son generalmente los agentes de dispersión más efectivos. El más usado comúnmente es el hexametafosfato de sodio, pero en algunas ocasiones el fosfato trisòdico puede producir una dispersión más completa. El uso del microscopio electrónico permite a los investigadores determinar la forma y tamaño real de las partículas de suelo de grano fino, pero este refinamiento no resulta práctico ni económico en la clasificación de rutina de los suelos. Los resultados de los análisis mecánicos se presentan usualmente por medio de una curva de distribución granulométrica. El porcentaje P de material más fino que el de un tamaño determinado se dibuja en el eje de ordenadas, a escala natural, y el diámetro correspondiente de la partícula, Dp, en milímetros, se dibuja en el eje de abscisas, a escala logarítmica. Una gráfica de ese tipo tiene la ventaja que los materiales de igual uniformidad se representan por curvas de forma idéntica, sea el suelo de grano grueso o de grano fino. Además, la forma de la curva es una indicación de la granulometría. Los suelos uniformes están representados por líneas casi verticales, y los suelos bien graduados por curvas de forma de S que se extiende a través de varios ciclos de escala logarítmica. La Fig. 1.2 muestra curvas de los tamaños de las partículas para suelos de varios tipos. Las características granulométricas de los suelos pueden compararse más cómodamente, estudiando ciertos valores numéricos importantes deducidos de las curvas de distribución. Los dos más comúnmente

28

usados por los ingenieros se designan como D10, el diámetro efectivo, y Cu = D60/D10, el coeficiente de uniformidad.

• El diámetro efectivo es el diámetro de la partícula correspondiente a P = 10 por ciento en la curva granulométrica. Por lo tanto, el 10 por ciento de las partículas son menores que el diámetro efectivo y el 90 por ciento, son mayores (vea la Fig. 2).

• El Coeficiente de Uniformidad: Cu es la relación entre el diámetro correspondiente al tamiz por el que pasa un 60% del material y el diámetro correspondiente al tamiz por el que pasa el 10%. Si Cu es menor de 5 el suelo tiene una granulomería uniforme; si Cu varía entre 5 y 20 es poco uniforme y si Cu es mayor de 20 es un suelo bien graduado. A mayor uniformidad del suelo, menor densidad y mayor facilidad a la erosión.

• El coeficiente de curvatura, Cz = (D30)2/(D10 X D60), es un valor que puede usarse para identificar suelos con Cu similares pero mal graduados. En las gravas bien graduadas Cu es mayor que 4 y Cz queda entre 1 y 3. En las arenas bien graduadas, Cu es mayor que 6 y Cz está entre 1 y 3. (Consulte el título D-2487 de la ASTM, Clasificación de suelos para la ingeniería).

2. Composición mineralógica. La propiedad más importante de los granos de los materiales de grano fino de los suelos es la composición mineralógica. Si las partículas del suelo son más pequeñas que 0.002 mm, la influencia de la fuerza de la gravedad en cada partícula es insignificante comparada con las fuerzas eléctricas que actúan en la superficie de la partícula. Un material en el que predomina la influencia de las cargas superficiales se dice que está en estado coloidal. Las partículas coloidales del suelo consisten principalmente en minerales de arcilla, que se originaron de los minerales de las rocas por meteorización, pero que tienen estructuras cristalinas que difieren de los minerales originales. Los tres grupos más importantes de los minerales de arcilla son la esmectita, la illita, y la caolinita. Todos ellos son silicatos de aluminio hidratados. Los resultados de los estudios en que se ha utilizado el microscopio electrónico y las técnicas de difracción de los rayos X, demuestran que los minerales de arcilla tienen una estructura reticular, en la que los átomos están dispuestos en varias capas, semejantes a las páginas de un libro. La disposición y la composición química de estas capas determinan el tipo de mineral de arcilla. Las unidades estructurales básicas de los minerales de arcilla son el tetraedro silícico y el octaedro alumínico. Estas unidades se combinan

29

formando capas de tetraedros y de octaedros para producir los diferentes tipos de arcillas. Las diferencias en la configuración estructural de las retículas de la arcilla, en combinación con las variaciones causadas por la sustitución de otros átomos por el silicio y el aluminio, producen diferencias de intensidad en las cargas eléctricas que existen en las superficies de las diferentes clases de arcillas. Estas a su vez producen diferencias en las propiedades químicas de las mismas. La capacidad de intercambio catiónico de los materiales arcillosos les imprime características especiales. En la Tabla 1.4 se dan los intervalos típicos de capacidades de intercambio catiónico de varios minerales arcillosos. Tabla 1.4. Capacidad de Intercambio Catiónico de los minerales de arcilla

Mineral de arcilla Capacidad de intercambio catiónico en Miliequivalentes

por 100 g Caolinita 3-15 Illita 10-40 Montmorillonita 70-100 Las montmorillonitas son casi 10 veces más activas para absorber cationes que las caolinitas, es decir absorbe 10 veces más cantidad de agua que una caolinita, lo que la hace un material de mayor riesgo en los proyectos de cimentaciones. 1.4.3.2 Propiedades del Suelo en Conjunto Las propiedades índice del suelo en conjunto se pueden resumir como sigue:

� Humedad

� Porosidad

� Relación de vacíos

� Saturación

� Peso Unitario

� Peso Específico

� Granulometría

� Límites : LL, LP, Ip

� Densidad relativa

30

Las propiedades índice se relacionan directamente con las relaciones volumétricas y gravimétricas de los suelos como se verá enseguida.

1.4.4 Relaciones volumétricas y gravimètricas de los suelos

Definiciones. Lo suelto o lo compacto de una muestra de suelo puede determinarse cuantitativamente en el laboratorio. Los términos porosidad, relación de vacíos, y el peso específico relativo de los sólidos se usan comúnmente para definir la densidad de la muestra. El volumen de sólidos se designa por el símbolo Vs, el volumen de agua por Vw, y el volumen de gas por Vg. Como la relación entre Vg y Vw cambia usualmente con las condiciones del agua en el subsuelo, así como bajo el efecto de las cargas aplicadas, es conveniente designar todo el volumen que no está ocupado por material sólido como volumen de vacíos, Vv. Si se designa el volumen total de la muestra por V, entonces la porosidad se define con la ecuación:

Porosidad, n = Vv/V 1.1 Usualmente, este valor se expresa como porcentaje. Cuando un suelo se comprime, cambian los valores de la ecuación anterior tanto del numerador como del denominador, por lo que es conveniente en muchos de los cálculos que es necesario efectuar para determinar los asentamientos, referir el espacio vacío a un denominador invariable. Por esta razón se usa la cantidad conocida como relación de vacíos. Se define como:

Relación de vacíos, e = Vv/Vs 1.2 Una de las propiedades índice más importantes de los suelos finos es el contenido de agua o humedad, w. Se define como:

Humedad, w(%) = 100Ww/Ws 1.3 En esta ecuación, Ww es el peso del agua y Ws es el peso de la materia sólida secada en el horno. El peso del agua se refiere a la cantidad invariable Ws en vez de al peso total de la muestra. Al aumentar la temperatura de una mezcla de suelo y agua que se està secando, la mezcla continúa perdiendo humedad, hasta que a una temperatura relativamente elevada, los minerales que constituyen el suelo se descomponen y pierden el agua de constitución. Por esta razón, las comparaciones de humedades no tienen significado, a menos que la

31

temperatura a la que se seca el suelo se estandarice. La temperatura estándar del horno es de 105º a 115ºC. El grado de saturación se define como la relación entre el peso del agua que contiene la muestra y el que contendría si estuviera saturada, es decir todos sus poros llenos de agua; varía de 0 a 100%.

Grado de saturación,

Sr(%) = 100Vw/Vv

1.4 Por lo tanto, cuando el grado de saturación es de 100 por ciento todo el espacio vacío está lleno de agua. El peso por unidad de volumen o peso volumétrico r es una de las propiedades físicas más importantes de un suelo. Por ejemplo, deberá conocerse para poder calcular la presión de tierra o la producida por sobrecargas. Por definición:

Peso volumétrico, r = W/V 1.5 en la que W es el peso total del suelo incluyendo el agua y V es el volumen total. Es conveniente indicar los valores especiales del peso volumétrico por medio de subíndices. Si el suelo está completamente saturado, es decir, si Vv = 0, su peso volumétrico se designa por rsat. Si el suelo está secado en el horno, su peso se indica con rd, llamándose peso volumétrico seco, y se define.

Peso volumétrico seco, r = Ws/V 1.6 Si se conoce la humedad, puede calcularse el peso volumétrico seco de la siguiente manera:

rd = ___100W___=___100r___ (100 + w)V 100 + w

1.6a En estudios de compactación de suelos en ocasiones es útil calcular el peso volumétrico seco que se hubiera obtenido, si se hubiera disminuido

32

el volumen de una muestra húmeda, expulsando el aire hasta que el grado de saturación de la muestra llegara al 100 por ciento. A este estado se le designa exento de huecos con aire. Este peso volumétrico puede calcularse con la expresión: El peso volumétrico del suelo seco exento de huecos con aire,

rz = ___Ws___ Vw + Vs

1.7 En la práctica, con frecuencia es inconveniente determinar directamente el valor de ∫, midiendo el peso total y el volumen total. Es más común determinarlo indirectamente basándose en el conocimiento del peso volumétrico de los componentes sólidos rs. Esta cantidad se define como: Peso unitario de los componentes sólidos,

rs = Ws/Vs 1.8 Frecuentemente, es preferible utilizar el peso específico relativo de los sólidos G, definidos como: Peso específico relativo de los sólidos,

G = rs/rw 1.9 donde rw es el peso volumétrico del agua, tomado como 1 g/cm3. El valor de rs o G puede determinarse por pruebas en el laboratorio, pero puede estimarse usualmente con suficiente precisión. Para los cálculos de rutina, puede tomarse como 2.65 el valor de G para las arenas. Las pruebas efectuadas en gran número de suelos de arcilla han indicado que el valor de G usualmente está comprendido en el intervalo de 2.5 a 2.9 con un valor promedio de aproximadamente 2.7. En la tabla 1.5 se da una lista de los valores típicos de la porosidad, relación de vacíos, y de pesos volumétricos de varios suelos.

33

TABLA 1.5 Porosidad, Relación de vacíos, y Peso volumétrico de Suelos Típicos en Estado Natural.

Relación Peso volumétrico Descripción Porosidad De Humedad g/cm3 lb/pie3 (n) Vacíos (w)ª rdb rsatc rd rsat (e)

1. Arena uniforme, suelta 0.46 0.85 32 1.43 1.89 90 118 2. Arena uniforme, compacta 0.34 0.51 19 1.75 2.09 109 130 3. Mezclas de arena, sueltas 0.40 0.67 25 1.59 1.99 99 124

4. Mezclas de arena, compactas 0.30 0.43 16 1.86 2.16 116 135 5. Limo eólico (loes) 0.50 0.99 21 1.36 1.86 85 116 6. Morrena, granos muy mezclados 0.20 0.25 9 2.12 2.32 132 145 7. Arcilla glacial blanda 0.55 1.2 45 1.22 1.77 76 110 8. Arcilla glacial dura 0.37 0.6 22 1.70 2.07 106 129 9. Arcilla blanda con poca Mat. orgánica 0.66 1.9 70 0.93 1.58 58 98 10. Arcilla blanda con mucha Mat. Orgánica 0.75 3.0 110 0.68 1.43 43 89 11. Arcilla blanda montmorillonìtica 0.84 5.2 194 0.43 1.27 27 80 (bentonita càlcica)

ªw = humedad para suelos saturados del peso del material seco brd = peso volumétrico seco crsat = peso volumétrico saturado

Plasticidad

La consistencia de un suelo se puede obtener en función del contenido de agua a través de la determinación de la humedad. A este respecto Atterberg definió tres límites: el de retracción o consistencia que separa el estado de sólido seco y el semisólido, el límite plástico , Wp, que separa el estado semisólido del plástico y el límite líquido , Wl, que separa el estado plástico del semi-líquido; estos dos últimos límites se determinan con la fracción de suelo que para por el tamiz No 40 A.S.T.M ( 0.1mm). En realidad, al pasar la mezcla de suelo y agua de un estado a otro, no se produce un cambio brusco en las propiedades físicas, por lo tanto las pruebas de los límites son pruebas empíricas, que se han adoptado para definir los valores de los mismos. Arriba del Wl el sistema de suelo y agua es una suspensión. Abajo del límite líquido y arriba del límite plástico Wp el sistema de suelo y se dice que está en estado plástico; en este estado el suelo puede deformarse o remoldearse sin la formación de grietas y sin que cambie de volumen. La amplitud de variación de la humedad en la cual el sistema se comporta como material plástico se llama intervalo plástico, y a la diferencia numérica entre el Wl y el Wp se le llama Indice de Plasticidad Ip:

Ip= Wl-Wp

34

Algo abajo del Wp el sistema de agua y suelo llega al Wc (límite de contracción). La reducción de la humedad del suelo por secado abajo del Wc no se acompaña de reducción del volumen, sino que el aire entra en los vacíos del sistema y éste se convierte en no saturado. Los límites de Atterberg varían con la proporción de arcilla en el suelo, con el tipo de mineral arcilloso, y con la naturaleza de los iones absorbidos en la superficie de la arcilla. Aunque LA facultad de absorber agua en la superficie de un mineral arcilloso varía en el mismo orden que su capacidad de intercambio, también la afecta el tipo de cationes presentes. Por lo tanto hay ciertas correlaciones entre las propiedades del sistema suelo-agua, tales como los límites de Atterberg, el tipo de mineral arcilloso y la naturaleza de iones absorbidos. Los suelos que poseen Wl e Ip de grandes valores se dice que son muy plásticos. A los que tienen bajos valores se les llama ligeramente plásticos. La interpretación de las pruebas de los límites líquido y plástico se facilita usando la Carta de Plasticidad desarrollada por A. Casagrande (Figura 1.8). En esta carta las ordenadas representan valores del índice de plasticidad y las abscisas, valores del límite líquido. La carta se divide en seis regiones por la línea inclinada A que tiene por ecuación:

Ip= 0.73 ( Wl-20)

Y las dos líneas verticales Wl= 30 y Wl= 50. Todos los suelos representados por puntos arriba de la línea A son arcillas inorgánicas; la plasticidad varía de baja ( Wl menor de 30) a alta ( Wl mayor de 50) con valores crecientes del Wl. Los suelos representados por puntos que quedan debajo de la línea A pueden ser limos inorgánicos, limos orgánicos, o arcillas orgánicas. Si son inorgánicos, se dice que son de compresibilidad baja, media o elevada lo que depende de que su Wl sea inferior a 30, esté comprendidos entre 30 y 50 o sepa superior a 50. Si son limos orgánicos están representados por puntos situados en la región correspondiente a un límite líquido entre 30 y 50, y si son arcillas orgánicas a un Wl superior a 50.

35

Figura 1.8: carta de Plasticidad de Casagrande

El índice de Liquidez que relaciona la humedad natural con el Wl y el Wp es un índice muy importante y se define como:

Il= W - Wp = W - Wp Wl- Wp Ip

El Il es negativo en los suelos con humedades menores que el Wp.

Densidad del agregado del suelo. En el comportamiento del suelo influye mucho lo suelto o lo compacto de su estructura. Sin embargo, es necesario señalar una diferencia a este respecto entre los suelos de grano grueso sin cohesión y los materiales cohesivos. En una masa de suelo de grano grueso, la mayor parte de los granos tocan a otros, produciendo contactos de punto a punto, y los esfuerzos que se hagan para compactar la masa pueden reducir la relación de vacíos solamente por el reacomodo de las partículas o por su ruptura. Por otra parte, la densificación de los suelos finos, especialmente de la arcilla, depende de otros factores como la cohesión y la presencia de películas de agua sobre las superficies de las partículas.

36

La relación de vacíos o la porosidad de cualquier suelo usualmente no proporcionan de por sí una indicación directa de su comportamiento cuando se carga o cuando se excava. De dos suelos gruesos que tengan la misma relación de vacíos, uno puede estar muy compacto mientras que el otro puede estar suelto. Por lo tanto, la compacidad relativa de un material grueso es más importante que la sola relación de vacíos. La compacidad puede expresarse numéricamente por la Compacidad Relativa Id, que se define como:

Compacidad Relativa, Id = emàx – e __ emàx - emìn

1.10

en la que emàx es la relación de vacíos del suelo en su estado más suelto; e es la relación de vacíos real; y emìn es la relación de vacíos en el estado más compacto posible. Por tanto, Id = 1.0 para los suelos muy compactos, y 0 para los suelos muy sueltos. En la práctica, la Compacidad Relativa de los suelos granulares usualmente se juzga de manera indirecta mediante pruebas de penetración o de carga porque la medida directa de la relación de vacíos en el campo no resulta práctica. Sin embargo, si se conoce e, pueden determinarse los valores de emàx y emìn en el laboratorio. El estado más suelto generalmente puede obtenerse permitiendo que el material pulverizado y seco caiga en un recipiente desde un embudo sostenido de manera que la caída libre sea aproximadamente de 1.3 cm. Si el material es limoso, puede lograrse que quede más suelto permitiéndole que se asiente en agua. El estado más denso generalmente puede obtenerse apretando el suelo dentro de un recipiente por medio de una combinación de presión estática y vibración o, en algunas ocasiones, “haciendo llover” la arena desde una altura que permita que el impacto de los granos al caer compacte la capa superficial. Los procedimientos estándar de la ASTM describen varios medios de producir el emìn. Ya que distintos procedimientos conducen a diferentes relaciones de vacíos en los diversos materiales, los valores numéricos de emàx y de emìn, no siempre pueden determinarse definitivamente. En consecuencia, el valor de Id queda algo indeterminado y debe acompañarse de descripciones de la manera que se empleó, para determinar emàx y emìn. En los suelos que contienen cantidades apreciables de limo o arcilla, la Compacidad Relativa pierde su significado, porque los valores de emàx y de emìn no tienen sentido definido. En muchas operaciones de

37

construcción intervienen estos materiales. Además, los efectos benéficos que resultan al compactar estos suelos han sido demostrados por una larga experiencia. La necesidad de un método para definir el grado de compactación condujo, a principios de la década de los treintas, a la elaboración en California de un método de prueba para la compactación en el laboratorio (Proctor, 1933). Esta prueba ha sido perfeccionada y estandarizada por la ASTM y la AASHO como prueba para determinar las relaciones entre el contenido de agua y el peso volumétrico seco (ASTM título D-698 o método AASHO T-99). El aparato comúnmente usado se ilustra en la Fig. 1.5. Consta de un cilindro metálico que tiene un volumen de 944 cm y un diámetro interior de 10.2 cm, en combinación con un pisòn metálico con un peso de 2.495 Kg. y una cara circular de 5.1 cm de diámetro. El suelo se coloca en el cilindro en tres capas aproximadamente iguales. Cada capa se compacta con 25 golpes de pisòn dejándolo caer libremente desde una altura de 30.5 cm. (En una alternativa del procedimiento se permite el uso de un molde que tiene un diámetro de 15.2 cm con un volumen de 2124 cm3; se aplican 56 golpes del martillo estándar a cada una de las tres capas.) Después de la compactación, el suelo se enrasa respecto a la parte superior del cilindro y se determina el peso del suelo contenido en el recipiente. Luego se extrae una muestra de en medio del cilindro compactado de suelo para determinar la humedad. Con el peso y el volumen del suelo del recipiente, se calcula el peso volumétrico r del suelo. Sin embargo, la medida de la compactación, es el peso volumétrico seco rd, es decir, el peso por metro cúbico de los componentes sólidos del suelo que están en el recipiente. Loa valores de rd se determinan para una serie de muestras de suelo, cada una de las cuales tiene una humedad inicial diferente. Ordinariamente, las primeras determinaciones se hacen con el suelo bastante seco; las determinaciones sucesivas se hacen con suelos progresivamente más húmedos, hasta que el peso del suelo húmedo que puede introducirse en el molde alcanza un máximo y comienza a decrecer. El procedimiento que se acaba de describir se conoce en muchos lugares con el nombre de Prueba Proctor Estándar, fue ideado para duplicar en el laboratorio, con la mayor aproximación posible, los resultados que podrían obtenerse con el equipo usado comúnmente en la década de los treintas para la compactación de suelos en el campo. Desde entonces, el equipo de compactación en el campo se ha perfeccionado al punto que es posible obtener pesos volumétricos secos mayores que por el procedimiento Proctor Estándar. Las mayores compactaciones se requieren frecuentemente en la construcción de aeropistas y presas altas. Por esta razón, se han usado otras normas de compactación, en

38

conexión con esfuerzos de compactación mayores. Al más común de estos, se le llama a veces prueba AASHO Modificada, pero más correctamente se le designa como método ASTM D-1557 o método AASHO T-180 Los resultados se representan con curvas de compactación en las que la ∫D para cada determinación, se dibuja contra el valor correspondiente de la humedad de moldeo w. La ordenada del máximo de la curva se designa como peso volumétrico máximo seco r màx, o 100 por ciento de compactación, y la abscisa se llama humedad óptima wopt. La Fig. 6 muestra las curvas de compactación obtenidas en una morrena glacial, empleando los dos métodos de compactación. También aparece la relación entre el peso volumétrico seco ∫z sin huecos llenos de aire y la humedad de compactación w. Como la línea que representa esta relación corresponde a una saturación de 100 por ciento, debe quedar a la derecha de todos los puntos de cualquier curva de compactación. Los dos procedimientos de la ASTM para ejecutar las pruebas de compactación conducen, a dos diferentes relaciones de humedad-peso volumétrico seco para el mismo suelo. De manera similar, se obtendrían en el campo curvas diferentes, dependiendo del tipo, peso, y número de pasadas del equipo de compactación o de los espesores de las capas que se compactan. Por lo tanto, términos como humedad óptima, o compactación de 100 por ciento, no representan propiedades únicas de un suelo especial, sino que dependen también del procedimiento de compactación. Por esta razón, debe definirse siempre el procedimiento cuando se dan valores de wopt o de ∫màx. Como uno de los objetivos principales de las pruebas de compactación es controlar la compactación del suelo en el campo, siempre deben efectuarse pruebas del suelo compactado en el campo, para comprobar si se ha alcanzado el peso volumétrico deseado. Las especificaciones para construir terraplenes compactados varían según el tipo de cargas a las que va a estar sujeto el suelo. Comúnmente, las especificaciones requieren que los pesos volumétricos secos que se obtengan, posean cuando menos el 95 por ciento del peso volumétrico seco determinado, tomando como base el método D-698 de la ASTM. Mismo que pudiera llamarse 95 por ciento de la compactación Estándar AASHO. Las subrasantes de las aeropistas que soportan grandes cargas, usualmente tienen que compactarse a un 98 por ciento de la prueba modificada AASHO (ASTM –D1557). Rara vez pueden satisfacerse estas especificaciones tan rígidas, a menos que la humedad del suelo se aproxime a la óptima correspondiente. Estudiando la Fig. 1.9 se puede

39

observar que ningún esfuerzo de compactación aplicado a un suelo puede producir, a una humedad dada, un peso volumétrico seco mayor que el indicado por la línea de ∫z.

Figura 1.9: Curva de Compactación Relaciones entre las propiedades. Las diferentes propiedades de los suelos estudiadas están interrelacionadas y cada una de ellas puede calcularse en función de otras valiéndose de expresiones algebraicas.

1.5 Sistemas de clasificación de los suelos

No existe un sistema único de clasificación de los suelos debido a la Naturaleza misma de ellos; en general todos los sistemas de clasificación se basan en sus propiedades índice. En general ningún sistema describe en forma apropiada ningún suelo para todos los objetos que persigue la ingeniería. Enseguida se describen en forma rápida los sistemas más usados de clasificación, indicando en que área se encuentra su mayor aplicación y en que se basan. 1.5.1 Sistemas basados en la textura

40

Los primeros sistemas de clasificación se basan únicamente en la granulometría. En la Tabla 1.6 se muestran algunos de los sistemas basados en la textura; el sistema ASSHO por ejemplo es muy usado por los ingenieros de vías, el sistema MIT por los ingenieros de cimentaciones y el unificado por ingenieros especialistas en presas y aeropuertos. Tabla 1.6: Sistemas de clasificación basados en la textura ( Peck,

Hanson, Thornburn, 1991)

El sistema de la AASHO divide al suelo en ocho grupos designados por los símbolos A-1 a A-8, siendo el de mejor comportamiento en vías el A-1. El sistema AASHO se puede observar en la Tabla 1.7; en este sistema cualquier suelo que contenga material fino se identifica por su índice de grupos; cuando mayor es el índice de grupo, peor es el suelo. El indice de grupo se calcula en la siguiente forma:

Indice de Grupo= ( F-35)*(( 0.2+0.005(Wl-40))+0.01(F-15)(Ip-10) F= porcentaje que pasa por el tamiz 200 como número entero

41

Tabla 1.7: Sistema de Clasificación de Suelos AASHO. ( highway

Oficial Título AASHO M-145, PECK, HANSON, THORNBURN, 1991)

El sistema unificado de clasificación ha sido ampliamente usado por ingenieros de cimentaciones en los Estados Unidos, elaborado por Casagrande y hecho con el objeto de ayudar en el proyecto de construcción de aeropistas en la segunda Guerra Mundial. El sistema de clasificación se basa en la granulometría y los límites. Los materiales gruesos se dividen en grava y suelos gravosos, arena y suelos arenosos, las cuales a su vez se subdividen de acuerdo a su gradación. Los suelos finos se dividen en suelos limosos inorgánicos y suelos arenosos muy finos, arcillas inorgánicas y limos y arcillas orgánicos y cada uno de ellos se subdivide de acuerdo a sus límites. En la Figura 1.10 se observa el sistema de clasificación Unificado USCS.

42

Figura 1.10: Sistema de Clasificación Unificado USCS (Lambe y Whitman, 1981)

43

EEVVAALLUUAACCIIÓÓNN DDEE LLAA SSEESSIIÓÓNN 11

Se deberán resolver con claridad y paso a paso los siguientes problemas con el fin de ejercitar el manejo de los diferentes conceptos matemáticos vistos: 1. Una muestra de arena situada arriba del nivel del agua freática tenía una humedad natural de 15% y un peso volumétrico de 1922 Kg/m3. Los ensayos de laboratorio efectuados en una muestra seca dieron los siguientes resultados: emin= 0.50 y para emax=0.85 cuando estaba más suelta y más compacta respectivamente. Calcular el grado de saturación y la compacidad relativa. Suponer un valor de Gs de 2,65. 2. Una muestra de suelo residual originado por arensiaca esquistosa

tiene una distribución granulométrica de las siguientes características:

Tamaño en mm Porcentaje que pasa 2.0 ( No 10) 100 0.075 ( No 200) 45 0.050 39 0.005 20 0.002 16 El Wl es 27% y el Ip es de 6%. Clasifique el suelo de acuerdo al sistema AASHO y USCS. 3. Una muestra de suelo compactada de acuerdo con la prueba de

Proctor Estándar tiene un peso volumétrico de 2100 Kg/m3 a 100% de compactación y una W óptima de 14%.

a. ¿Cuál es el peso volumétrico seco del suelo? b. ¿Cuál es el peso volumétrico cuando el aire en los poros es cero? c. Si los poros se llena de agua ¿cuál sería el peso volumétrico del

suelo saturado?. Supóngase que la materia sólida tiene un peso específico de 2.67

4. Los siguientes datos se obtuvieron de pruebas sencillas para la identificación en dos suelos diferentes. ¿Qué nombre típico se darçía a cada uno de ellos?

44

a. Resistencia en estado seco, media; sin reacción visible por Dilatancia; Tenacidad , media; cuando se dispersa en agua, más del 50% de la muestra se asienta en menos de un minuto.

b. Resistencia en estado seco, media; dilatancia, rápida; tenacidad, baja; cuando se dispersa en agua, la mayor parte de la muestra se asienta de 30 a 45 minutos.

5. Se encontró que una muestra compactada en el campo limo arenoso orgánico tenía cuando estaba húmeda un peso volumétrico de 2179 Kg/m3 con una w del 10%. EL peso volumétrico seco máximo obtenido en una prueba Proctor Estándar fue de 2002 Kg/m3. Suponer G= 2,65, y calcular el peso específico seco, peso específico total, el grado de saturación , la porosidad y el grado de compactación de la muestra de campo.

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA Jiménez Salas, J.A., Jsto Aplanes, J.L. ( 1975) Geotecnia y cimientos. Ed. Rueda Madrid. Peck, R.B., Hanson, W.E., Thornburn, T.H., (1991). Ingeniería de cimentaciones. Ed. Limusa. México. Mitchell, J.K. ( 1976). Fundamental of soil behaviour. John Wiley and Sons N.Y. Gonzáles de Vallejo, Ferrer, M., Ortuño, L., Oteo, C., (2002) Ingeniería Geoológica. Prentice Hall. Madrid.

45

SESION 2 PROPIEDADES HIDRAULICAS DE LOS

SUELOS

IINNTTRROODDUUCCCCIIOONN

Las propiedades de suelos y rocas, como se aclaró en la sesión 1 depende de diferentes factores que afectan el comportamiento físico y mecánico de los materiales sobre los cuales se soportan todas las obras de ingeniería. El agua, siendo el mayor componente del planeta, es un medio no solo necesario para la vida, sino que afecta en forma directa e indirecta a todo tipo de materiales, incluyendo en este caso también los materiales térreos. Es necesario, por lo tanto, conocer características propias de los materiales como el flujo de agua a través de medios porosos, para lo cual se requiere tener información al respecto de las propiedades hidráulicas y las características del drenaje de los materiales geológicos. La compresibilidad y resistencia de los materiales está asociada a las características hidráulicas de los mismos, y por lo tanto es importante el entendimiento claro de cómo se asocian las propiedades básicas de los materiales no solo al contenido mismo del agua en ellos sino a sus características de drenaje, factor éste que se requiere simular en forma adecuada en el laboratorio. Es necesario conocer las propiedades hidráulicas básicas de los materiales en condiciones estáticas, para que posteriormente el ingeniero sea capaz de entender el cambio en el comportamiento de estos dos medios bajo cargas dinámicas, y esto especialmente cuando se trate de diseño de infraestructura sometida a cargas dinámicas como aeropuertos, zonas de carga, etc. Por ello, este módulo, se dirige a dar conceptos básicos en hidráulica asociados a características geotécnicas de los suelos, fenómeno estudiado intensamente por Terzaghi, y cuyos conceptos fundamentales a pesar del paso de los años se conservan como principios fundamentales de la mecánica de suelos.

46

OOBBJJEETTIIVVOOSS El objetivo básico del módulo es identificar las propiedades hidráulicas y las características de drenaje de los materiales geológicos y específicamente los suelos en condiciones de carga estática con el fin de relacionar estas características posteriormente con propiedades esfuerzo – deformación de los suelos, en un orden tal que permita al estudiante entender con claridad cuales son las propiedades hidráulicas y conceptos básicos que debe manejar con fluídez y su aplicación en el caso apropiado. El módulo se centra en la explicación de conceptos básicos con el fin de concentrar luego al estudiante en la resolución posterior de algunos problemas prácticos y desarrollo de redes de flujo para diferentes medios considerando que el suelo no es un medio isótropo.

47

AACCTTIIVVIIDDAADDEESS PPRREELLIIMMIINNAARREESS

Como se pudo entender en la primera sesión, los materiales geológicos son un medio no homogéneo, anisótropo en el cual se presentan las tres fases sólida, líquida y gaseosa, todas ellas gobernadas por Leyes que aún hoy, luego de los grandes desarrollos científicos hechos por el hombre no se conocen con claridad, así como su interrelación. Aunque en los últimos años se han logrado grandes avances en la ingeniería geotécnica, solo hasta hoy se tiene la clara conciencia de la necesidad de involucrar nuevos conocimientos que aportan ciencias como la hidrogeología y la hidráulica para tener un conocimiento más completo del comportamiento de suelos y rocas. Como se puede observar en la actualidad los estudios geotécnicos involucran una gran cantidad de conocimientos de ciencias diferentes que son indispensables para obtener una visión integral del medio en el cual se desarrollan las obras humanas. Teniendo en cuenta estos conceptos básicos, desarrolle alguna de las siguientes actividades:

1. Que diferencia existe entre nivel piezométrico y nivel freático.

2. Por qué algunos suelos compuestos por materiales finos presentan altos contenidos de agua intersticial en zonas que pueden ser muy secas.

3. Que relación tiene la porosidad con el comportamiento hidráulico de los suelos.

4. Se puede medir humedad en rocas. 5. Cuál es la Ley fundamental de Flujo en medios porosos.

Finalmente el estudiante deberá efectuar una autoevaluación que le permita saber si entiende los conceptos básicos hidráulicos de la Ley de flujo en medios porosos, lo cual le permitirá aplicar estos conceptos para los estudios geotécnicos.

48

2. PROPIEDADES HIDRÁULICAS DE LOS SUELOS

2.1. Permeabilidad del suelo

Un material es permeable, cuando contiene huecos o intersticios continuos. Todos los suelos y todas las rocas satisfacen esta condición, sin embargo, hay grandes diferencias en el grado de permeabilidad de los diferentes materiales térreos. La cantidad de agua que pasa a través de una roca densa puede ser tan pequeña que puede pasar inadvertida, porque la evaporación evita que se acumule en la cara expuesta; sin embargo, el paso del agua a través de este material puede producir presiones de infiltración entre los granos minerales, que pueden ser tan grandes como las que ejercen en materiales mas permeables, que estén bajo el efecto de una carga hidráulica.

Para entender cuáles son las fuerzas que regulan el paso del agua a través de los materiales geológicos, es necesario conocer el significado de ciertos términos que se usan en hidráulica. En la fig. 2.1, los puntos a y b representan los extremos de la trayectoria a lo largo de la cual pasa el agua a través de una muestra de suelo. En cada extremo se ha instalado un tubo vertical, conocido con el nombre de tubo piezométrico, que permite la observación del nivel a que sube el agua en estos puntos. El nivel del agua en el tubo b se conoce como nivel piezométrico en b, y la distancia vertical desde ese nivel al punto b, es la carga piezométrica en b. La distancia vertical entre a y b representa la carga de posición, ∆∆∆∆H, en b con respecto a a. Si el nivel piezométrico en a, es igual al nivel piezométrico en b, el sistema esta en reposo, y cualquiera que sea la magnitud de ∆∆∆∆H, no habrá ninguna corriente de a hacia b. El agua correrá solamente si existe una diferencia en los niveles piezométricos de a y b. A esta diferencia se le llama carga hidráulica h, o diferencia de nivel piezométrico entre a y b. En la figura 1, los dos puntos a1, y b1, están a la misma elevación.

49

Figura 2.1 Diagrama explicativo: carga hidráulica, carga piezométrica, carga de posición.

En estas condiciones, la presión en a1, excede la de b1, en un valor que es igual al peso específico del agua, multiplicado por la diferencia de nivel piezométrico. Esta cantidad, γ*h, se denomina presión en exceso de la hidrostática en b con respecto a a y se designa con el símbolo υ ( presión de poros). Esta presión es la que hace mover el agua de a hacia b. La relación

¡p = γw (h/l) = υ/l 1

se conoce como gradientes de presión de a a b, y la relación

¡= ip/γw = h/l 2 se define como el gradiente hidráulico entre a y b. El flujo del agua a través de las sustancias permeables está gobernado por la siguiente relación:

ν = ki 3 enunciada por primera vez por H. Darcy en 1856. En la cual, ν es la velocidad de descarga, definida como la cantidad de agua que se filtra en la unidad de tiempo, a través del área unitaria de una sección

50

transversal recta respecto a la dirección de la corriente; ¡ es el gradiente hidráulico; y k es un coeficiente que se conoce con el nombre de coeficiente de permeabilidad. La permeabilidad, tiene las unidades de una velocidad, y depende principalmente de las características del material permeable pero también es función del peso volumétrico y de la viscosidad del líquido; en general los cambios de la viscosidad del agua con la temperatura son muy pequeños y no se tienen en cuenta en los cálculos. Por ello el coeficiente de permeabilidad se toma como una una propiedad constante del suelo o de la roca. Existen pocas relaciones empíricas que relacionan la permeabilidad y el tamaño de los granos, por ejemplo para suelos muy gruesos con granos bastantes redondeados, se tiene:

K = CD10 2 4

El coeficiente de permeabilidad de los suelos gruesos varía aproximadamente con el cuadrado de la relación de vacíos. 2.1.1 Algunas Pruebas para determinar la permeabilidad. Es necesario ejecutar pruebas de permeabilidad, tanto en campo como en el laboratorio. Las pruebas de permeabilidad en las muestras del suelo se hacen usualmente con un permeámetro de carga variable o con uno de carga constante. El de carga constante da resultados seguros en materiales muy permeables como las arenas y gravas limpias. El valor de k se calcula por medio de la ecuación

K = QL/hAt 5 En la que Q es el volumen de agua de descarga; L la longitud de la muestra en la dirección del flujo; A el área de la sección transversal de la muestra; h la carga hidráulica y t el tiempo. Midiéndose estas cantidades al hacer la prueba. El permeámetro de carga variable es más adecuado para probar materiales de baja permeabilidad. El valor de k puede calcularse con las cantidades medidas durante la prueba, por medio de la ecuación K = 2.3 aL log10 h0 6 At h1 En la cual, a es el área de la sección transversal del tubo de descarga, L es la longitud de la muestra, A es el área de sección transversal de la

51

muestra, t es el tiempo, y h0 y h1 son las cargas hidráulicas original y final, respectivamente. Es necesario verificar que la muestra se encuentra totalmente saturada y que no salen burbujas de agua en el desarrollo de la prueba. En general cuando se estima la permeabilidad de un depósito de suelo grueso, basada en la granulometría da resultados muy similares a los obtenidos en las pruebas de laboratorio, sin embargo la permeabilidad de las muestras de arcilla se pueden determinar mejor de manera indirecta, utilizando los datos obtenidos al ejecutar pruebas de consolidación. 2.1.2. Permeabilidad de los depósitos estratificados. Muchos depósitos que presentan diferentes estratos de materiales que difieren e granulometría y permeabilidad presentan diferente permeabilidad horizontal y vertical. En dirección horizontal, el promedio de la permeabilidad puede ser casi tan grande como la permeabilidad de la capa o lente más permeable; mientras que en la dirección vertical, el promedio puede ser casi tan pequeño como la permeabilidad de la capa o lente menos permeable. La relación del promedio de los coeficientes de permeabilidad en las direcciones horizontal y vertical varía, en la mayor parte de los depósitos naturales, desde 1 o 2 hasta aproximadamente 10. 2.1.3 Prueba de bombeo de campo. Para obtener un valor confiable del coeficiente de permeabilidad de un depósito de material grueso situado abajo del nivel freático, se puede hacer una prueba de bombeo de campo. Estas pruebas tienen su mayor aplicación en relación con las cimentaciones para presas, se usan también en los trabajos de cimentación de puentes o edificios grandes, en los que puede hacerse descender el nivel de agua freática. Se hace una prueba perforando un pozo del cual se bombea y varios otros en los cuales se observe la posición del nivel del agua. Los pozos de observación se perforan a varias distancias del pozo de bombeo, siguiendo dos líneas rectas, una orientada aproximadamente en la dirección de la corriente natural de a agua subterránea si existe y la otra en ángulo recto a la primera. Una vez que se ha establecido el flujo, y los niveles del agua en todos los pozos es casi estacionario, puede calcularse el coeficiente de permeabilidad. En la Tabla 1 se puede observar el coeficiente de permeabilidad para diferentes tipos de suelos:

52

(cm/sec) Drenaje Tipo de suelo

10 2

10 1

1.0 10-1 10-2 10-3 10-4

Bueno Bueno Bueno Bueno Bueno Bueno Bueno

Gravas limpias Gravas limpias Arenas limpias Arenas limpias y mezclas de gravas

10-5 10-6

Malo Malo

Arenas muy finas Limos orgánicos e inorgánicos, mezclas de arena limo y arcilla, morrena glacial, depósitos de arcilla estratificada.

10-7 10-8 10-9

Prácticamente impermeable

Suelos impermeables, por ejemplo, arcillas homogéneas debajo de la zona meteorizada.

Fuente: Casagrande y Fadum ( 1940)

Tabla 2.1 Coeficiente de permeabilidad de los diferentes suelos En la tabla 2.1 se han reunido valores aproximados del coeficiente de permeabilidad para diferentes tipos de suelo, y el método recomendado para determinar estos valores. Como se indica en la tabla, es difícil obtener valores seguros para los coeficientes de permeabilidad de los suelos que contengan cantidades apreciables de limo o de arena muy fina. No existe un método indirecto para calcular la permeabilidad de esos materiales, y las pruebas de laboratorio es probable que sean extremadamente inseguras. 2.2 Presión efectiva y presión de poro El esfuerzo total que obra en cualquier punto de una sección de suelo saturado, puede dividirse en dos partes. Una de ellas, llamada presión intersticial, presión de poro o esfuerzo neutro υw actúa en el agua y en el sólido con igual intensidad y en todas direcciones. La otra parte, conocida como esfuerzo efectivo σ1 representa el exceso sobre el

Pruebas de bombeo. Realizables si se hacen correctamente

El permeámetro de carga constante es seguro.

Seguro

Inestable.

Relativamente seguro

Determinación de k

Permeámetro De carga variable

Cálculo empleando el tamaño del grano.

Cálculo empleando los datos de consolidación (sólidos)

53

esfuerzo neutro, y actúa exclusivamente entre los puntos de contacto de los componentes sólidos, tal como se observa en la siguiente expresión,

σ = σ1 + υw 6

En la cual σ es el esfuerzo total, σ1 es el exceso sobre el esfuerzo neutro o también llamado esfuerzo efectivo y υw es el esfuerzo neutro o presión de poros.

Solamente los esfuerzos efectivos pueden inducir cambios en el volumen de la masa de un suelo y solamente los esfuerzos efectivos pueden producir resistencia por fricción en los suelos y rocas, es decir la resistencia de un suelo no esta dada por los esfuerzos totales, sino por los esfuerzos efectivos. Por otra parte, los esfuerzos neutros o presiones de poro no pueden por si mismos producir cambios de volumen o bien resistencia por fricción. A este enunciado se le conoce como Principio de los esfuerzos efectivos ( Terzaghi, 1925, 1936; Skempton, 1960) y es la base de la Mecánica de los suelos. En forma indirecta, los cambios en los esfuerzos de presión de poros pueden producir cambios en el volumen del suelo o influir en su resistencia a la fricción, pero solo bajo circunstancias especiales en las que los cambios en esfuerzo neutral produzcan a su vez cambios en los esfuerzos efectivos. La distinción entre los esfuerzos efectivos y los neutrales puede ilustrarse por medio de la fig. 2.2, que muestra un recipiente parcialmente lleno de material granular y completamente lleno de agua. El fondo del recipiente esta conectado a un depósito, por medio de un tubo flexible. E n la parte a de la figura, el nivel de agua en el depósito es el mismo que en el recipiente, de manera que no hay ningún flujo. En el plano ab, a la profundidad (H1 + z) la presión vertical es:

σ = H1 γw + zγsat 7

donde γw es el peso volumétrico del agua y γsat el del suelo saturado. Puesto que σ depende del peso del suelo y el agua existentes en la masa se le llama presión total. Incluye al esfuerzo efectivo σ1

y a la presión del poro υw.

El agua sobre el plano ab tiene continuidad en los vacíos del suelo dentro de la altura z y es una masa continúa en la profundidad H1. Por

54

lo tanto, según las leyes de la Hidráulica, la presión de poro υw en ab será:

υw = (H1 + z) γw 8

La presión efectiva σ1 es entonces

σ1 = σ - υw = H1γw + zγsat – (H1 + z) γw

Es decir σ1= z (γsat - γw) 9 La cantidad γsat - γw se conoce como peso volumétrico del suelo sumergido, denominado γ’ , entonces

σ1 = zγ’ 10

Esto demuestra que la presión efectiva es independiente de la profundidad o altura H1 del agua arriba del suelo o roca sumergidos. Como ese observa en la figura 2ª no hay flujo del agua a través de los vacíos. En el diagrama de presiones que está a la derecha de la figura, el cambio de anchura del área sin sombrear representa la variación de la presión en el agua con la profundidad, y el área sombreada representa la distribución de la presión efectiva. Si el nivel del agua en el depósito es diferente del que tiene en el recipiente, entonces se producirá un flujo, y las condiciones son semejantes a las ilustradas en la fig. 2.2b, o 2.2c. Por lo tanto la ec. 8 ya no es válida, y las ec. 9 y 10 ya no pueden aplicarse, pues existe flujo del agua en el suelo. 2.2.1 Presiones de filtración y gradiente hidráulico crítico. Si el nivel libre de agua se conserva en el borde del recipiente y se modifica el nivel del depósito, se genera un flujo establecido; de acuerdo con las condiciones ilustradas en la figura 2b. Como el depósito y el tubo flexible se comunican con el fondo del recipiente, la presión intersticial en el fondo del recipiente puede expresarse como:

υw = (H1+ H- h) γw 11

Esta fórmula representa una disminución de hγw en la presión del agua de los poros, en comparación la condición mostrada en la fig. 2ª, este cambio no se debe a la velocidad de circulación del agua, ya que en este caso es mínima y casi despreciable para velocidades comparables a las que se encuentran en los depósitos de suelos naturales. Por lo tanto, la presión total en el fondo del recipiente se determina únicamente por el

55

peso del suelo y del agua que estan arriba del mismo. Como resultado, la presión efectiva debe aumentarse en hγw respecto al valor indicado en la figura 2ª. Por lo tanto, en el plano de ab, el aumento proporcional en la presión efectiva es igual a hγw (z/H). El aumento en presión efectiva debido al flujo de agua se conoce con el nombre de presión de filtración. Es el resultado del empuje por fricción del agua corriente sobre los granos del suelo.

Figura 2.2: Presión efectiva y presión de poros

La perdida de carga entre la parte superior del material granular y la profundidad z es hz/H. El gradiente hidráulico correspondiente ¡ es h/H. Por lo tanto, la presión de filtración puede expresarse como ¡zγw, y la presión efectiva a la profundidad z es:

σ1 = zγ’ + ¡zγw 12

56

Si se eleva el depósito arriba del recipiente, de manera que se tenga un flujo ascendente a través del material granular (fig. 2c), la presión intersticial en el fondo del recipiente se aumenta en la cantidad hγw. Por lo tanto, la presión efectiva en el plano ab se reduce a:

σ1 = zγ’ - ¡zγw 13

Si se aumenta el gradiente hidráulico ascendente se puede incrementar la presión de filtración a zγ’, con lo que la presión efectiva σ1 se hace cero. Esto ocurre cuando:

zγ’ - ¡czγw = 0 14 y

¡c = γ’ / γw 15

El gradiente hidráulico para el cual la presión efectiva se hace cero se denomina gradiente hidráulico crítico ¡c. En estas condiciones, un suelo sin cohesión no puede soportar ningún peso sobre su superficie. Además, al aproximarse el gradiente hidráulico al valor crítico, el suelo se hace mucho mas suelto, y aumenta el coeficiente de permeabilidad. Por tanto, si se hace una excavación en un suelo sin cohesión, bajo el nivel freático, a una profundidad tal que la presión efectiva se reduzca a cero, se observa una agitación visible de los granos del suelo. Este fenómeno se conoce como condición de arena movedizao licuación de suelos . La mayor parte de las arenas movedizas son el resultado de esta condición hidráulica especial. 2.3 Humedad del suelo, drenaje y efecto del congelamiento 2.3.1 Agua freática o Nivel freático El nivel que toma el agua en las excavaciones, pozos de observación hechos en los depósitos de suelo, etc., se conoce con el nombre de superficie libre de agua, o nivel freático. Esta definición es válida independientemente del coeficiente de permeabilidad del depósito, aunque la determinación del nivel de agua freática en los suelos de grano muy fino, utilizando este sistema no es muy precisa. En general el nivel de agua freática debajo de la superficie del terreno de una zona, no es horizontal, sino que forma una superficie suavemente ondulada. El agua que proviene de la lluvia, o de cualquier

57

fuente, circula continuamente a través del suelo, yendo de las zonas más altas a las más bajas, bajo la influencia de la gravedad. La intersección del nivel del agua freática y una superficie vertical orientada en la dirección del talud más inclinado del agua freática se denomina frecuentemente línea de filtración (fig.2.3). La carga piezométrica en cualquier punto P en la línea de filtración es cero; es decir, en un tubo piezométrico situado en P, el nivel del agua coincidiría con el nivel de la superficie libre. De igual forma, la carga piezométrica en Q es cero. La carga hidráulica h en P con respecto a Q, que es la diferencia de niveles piezométricos entre P y Q, es por lo tanto idéntica a la diferencia de elevación real entre los puntos P y Q. Esta relación es una propiedad inherente del nivel de agua freática y de la línea de filtración. Por lo tanto el gradiente hidráulico que impulsa una partícula de agua a lo largo de la línea de filtración, de P a Q es h/l.

Figura 2.3: modelo explicativo de la línea de infiltración Puede definirse el nivel freático como aquel en el que la presión intersticial es igual a la atmósférica; es decir, υw = 0. 2.3.2 Capilaridad Por encima del nivel freático los suelos no se mantienen secos sino que mantienen agua en sus poros, esto se debe a la fuerza de tensión superficial del agua, debida a la atracción entre sus moléculas en una interfase de agua y aire. La tensión superficial combinada con la atracción entre el agua y la mayor parte de las sustancias sólidas, es una fuerza que tiende a extraer o retener humedad arriba del nivel freático, denominada capilaridad.

58

Un ensayo sencillo que muestra el efecto de la capilaridad es sumergiendo el extremo inferior de un tubo de vidrio de diámetro pequeño en una vasija que contenga agua. El agua sube en el tubo a una altura que está regida principalmente por el diámetro del tubo y por la limpieza de su superficie interior. A esta altura se le conoce con el nombre de altura de ascensión capilar. Se obtiene en centímetros en la siguiente forma:

hc = 2T8 cos α En la que hc es la altura de ascensión capilar, T8 es la tensión rγw

superficial del agua en gramos por centímetros; y α el ángulo de contacto entre la superficie del agua y la pared del tubo. Arriba del nivel freático, la presión en el agua es negativa con respecto a la presión atmosférica. Así, a la elevación de z arriba del nivel freático,

υw = - zγw 16 Una relación que se puede usar para evaluar la altura máxima hc (cm) a la que la capilaridad puede elevar el agua en un suelo dado, se puede usar la siguiente relación:

hc = C/eD10 17 En la que e es la relación de vacíos; D10 es el diámetro efectivo de Hazen, en centímetros; y C es un coeficiente empírico, que depende de la forma de los granos y de la impurezas de la superficie. En general, C tiene un valor comprendido entre 0.1 y 0.5 cm2. La altura capilar es mayor para los suelos finos, pero la velocidad de ascenso en esos materiales es pequeña, debido a su baja permeabilidad. Así, la elevación capilar que ocurre en un lapso de tiempo determinado, como de 24 hr, es máxima para los materiales en los que el tamaño de los granos es intermedio, como en los limos y en las arena muy finas. La tensión superficial en las películas de agua tiende a juntar los granos del suelo y origina la cohesión aparente en las arenas y limos (cuando nos referimos a microfábrica). A esta cohesión se le llama aparente, ya que por inmersión las películas de agua se destruyen y, también la tendencia de los granos a permanecer juntos. La cohesión aparente entre los granos de una arena suelta húmeda, inhibe la facultad de ,los granos de deslizarse entre sí y tomar una configuración más compacta. Como una consecuencia pueden encontrarse terraplenes de material sin

59

compactar en estados notables sueltos. Si se les sumerge, la estructura muy suelta sufre un colapso y los granos cambian a un estado aún suelto pero estable. 2.3.3. Drenaje y diseño de filtros

Cuando se requiere efectuar construcciones o excavaciones por debajo del nivel freático , bajando este nivel se pueden evitar las dificultades asociadas a esta característica del medio y se puede aumentar las estabilidad del mismo. Esto se puede hacer en materiales gruesos drenando el agua a zanajs o por medio de bombeo, cuando es la gravedad la fuerza que genera la circulación del agua el proceso se denomina drenaje por gravedad, sin embargo este proceso viene acompañado de un lavado de los materiales finos debido a las presiones de filtración que mueven los granos de material en el sentido de la corriente; este lavado es muchas veces la causa de colapso o hundimientos locales y la formación de túneles o cavernas que ante la acción de un detonante como lluvia o sismo genera pérdida de resistencia del material, por lo cual es necesario controlar este efecto del drenaje. Este proceso puede ser controlado con el uso de filtros de material granular o filtros del tipo geotextil, etc. Si se usa material granular como filtro, este debe satisfacer ciertas condiciones mínimas de tamaño y características. Es necesario por lo tanto efectuar adecuados diseños de filtros que permitan la salida del agua pero no la salida de materiales finos.

2.3.4. Efecto de congelamiento Si la temperatura de la superficie del suelo es inferior a la de congelación y si el agua freática no esta suficientemente profunda con respecto a la altura del ascenso capilar; el agua, moviéndose hacia arriba continuamente por el efecto capilar y por evaporación y condensación, se acumula y congela, formando lentes de hielo en la parte superior del terreno. Este fenómeno conocido como efecto de congelamiento, es mas frecuente en las arenas muy finas y los limos, porque estos suelos son capaces de elevar por capilaridad la mayor cantidad de agua en el tiempo más corto. Por otra parte, no ocurre en arenas limpias o gravas o suelos de granos mezclados, en los que menos del 3 por ciento de las partículas son más pequeñas que 0.02 mm. Estos materiales se puede decir que son inmunes a la congelación. A los suelos arcillosos también les afecta la congelación, pero su baja

60

permeabilidad con frecuencia actúa para impedir la formación de lentes de hielo. Sin embargo, si la arcilla tiene un índice de plasticidad menor que 10 o 12, es muy susceptible al efecto de congelamiento y puede comportarse como un limo. Es muy importante notar que pocos suelos que se encuentran en la naturaleza se pueden definir como limos o arcillas puras, en general son una mezcla de arcillas y limos o limos y arcillas y por lo tanto su comportamiento es producto de una combinación de las características de ambos materiales. 2.4 Flujo estacionario en medio isótropo El coeficiente de permeabilidad puede depender de la dirección de flujo. Se puede considerar como un tensor en un espacio de tres dimensiones, de forma que la ley de Darcy generalizada puede expresarse: υx = -kx ∂h ; υy = -ky ∂h ; υz = -kz ∂h 18 ∂ x ∂y ∂z Donde

• υx, υy, υ son los componentes de la velocidad de flujo según los ejes x, y, y z.

• Kx, ky, kz las direcciones principales de permeabilidad. • - ( ∂h/γx), -( ∂h/γy), -( ∂h/γz), los gradientes hidráulicos según

los tres ejes seleccionados, antecedidos por un signo negativo debido a que es necesario en la formulación matemática ya que la velocidad de flujo tiene sentido contrario al aumento de h.

Si se asume que:

• El agua es incomprensible. • υ y u son funciones exclusivas de la posición (x, y, z). • El suelo tiene densidad constante y está saturado.

Entonces se puede establecer de forma matemática la ecuación de la continuidad (Conservación de la masa), que expresa que en un régimen de flujo estacionario, el agua que entra en un elemento de suelo por unidad de tiempo es igual a la que sale ( siempre que no existan fuentes en el interior de dicho elemento). La expresión resultante es:

∂υx + ∂υy + ∂υz = 0 19 ∂x ∂y ∂z

61

Si se generaliza la ley de Darcy generalizada en tres dimensiones se tiene: ∂υx = -kx ∂2h; ∂υy=-ky ∂2h; ∂υz = -kz ∂2h = 0 20 ∂x ∂x2 ∂y ∂y2 ∂y ∂z2 Efectuando las sustituciones correspondientes se tiene que si el medio es isótropo (kx = ky = kz):

∂2h + ∂2h + ∂2h = 0; ∇2h = 0 21

∂x2 ∂y2 ∂z2

• Ecuación de Laplace, aplicada en muchos problemas de flujo, para diferentes medios (transmisión de calor, de electricidad o, agua a través de un medio poroso). Esta ecuación, de difícil resolución analítica en muchos casos, tiene la particularidad de que puede ser resuelta gráficamente dibujando dos familias de curvas ortogonales entre sí que cumplan una serie de condiciones. Una de las familias representa a la líneas equipotenciales, a lo largo de las cuales la altura piezométrica es constante. La otra familia representa las líneas de flujo o líneas de corriente, las cuales son perpendiculares a las líneas equipotenciales y tangentes al vector de velocidad de flujo en cada punto, por lo tanto no existe flujo a través de ellas , tal como se observa en la Figura 2.4.

.

Figura 2.4: Solución gráfica de la ecuación de Laplace ( Gonzáles Vallejo. 1991)

zA

υx/γ

62

Se puede entender mejor a través de un ejemplo tal como se muestra en la figura 2.5: Se tiene una pantalla impermeable que penetra hasta la mitad de una capa de material aluvial (material grueso formado normalmente por gravas gruesas y arenas) permeable. Por debajo se encuentra un sustrato de permeabilidad 10 veces menor que el de la aluvial (se puede tener una capa de limo o arcilla o un material limo arcilloso o limo arenoso). La pantalla sobresale de la superficie del terreno y se emplea para embalsar una altura determinada de agua, de forma que la diferencia de cota en la lámina de agua a un lado y otro de la pantalla es ∆∆∆∆h. El problema se puede resolver gráficamente en la siguiente forma:

Dibujar la geometría del problema a escala. Dibujar las líneas de flujo y equipotenciales conocidas del

contorno: • La línea CD es una equipotencial, y todos sus puntos

tienen la misma altura piezométrica que el punto A, ya que no existen pérdidas de carga a través de la lámina de agua.

• La línea FG es una equipotencial, con la altura piezométrica de B.

• La línea HI es una frontera impermeable; al no existir flujo a través, la velocidad es tangente a ella y constituye una línea de corriente.

• La línea DEF es una frontera impermeable, de forma que constituye una línea de corriente.

3. Trazar varias líneas de corriente, perpendiculares a las equipotenciales conocidas del contorno. 4. Dibujar las líneas equipotenciales necesarias para conseguir ¨cuadrados curvilíneos¨, de forma tal que ambas familias de curvas sean perpendiculares entre sí. 5. Analizar el resultado conseguido y corregirlo si es necesario, para conseguir mejores ¨cuadrados¨ y una mejor ortogonalidad; como ayuda, se puede comprobar que los diagonales de los cuadrados curvilíneos también son ortogonales, o que se puede inscribir un círculo en ellos.

63

Figura 2.5: construcción de una red de flujo Luego de construída la ¨red de filtración¨ razonable, esta resuelta la ecuación de Laplace. Esta red tiene las siguientes características principales:

• La perdida de carga total se distribuye de manera uniforme entre las equipotenciales.

• Todos los canales de flujo transportan el mismo caudal • Un canal de flujo es el comprendido entre dos líneas de

corriente. En la figura 2.6 se muestra la red obtenida, junto con algunos aspectos relacionados con su explotación. Si se llama Nf, al número de canales de flujo dibujados, en el caso en estudio resulta Nf = 3. Por otra parte, la pérdida de carga total, ∆∆∆∆h, se distribuye en Nd = 6 caídas sucesivas de potencial. Como la pérdida de carga entre equipotenciales contiguas es siempre la misma, en cada ¨salto¨ entre equipotenciales se perderá dh = ∆∆∆∆h/Nd.

64

Figura 2.6: ejemplo de resolución de una red de flujo Al seleccionar un elemento cualquiera de la malla (elemento x en la figura 6), el caudal total que fluye a su través resultará:

qx = k dh bx = k ∆h/Nd bx 22 ax ax

Como la red dibujada es cuadrada (bx = ax):

qx = k ∆h 23 Nd

Como todos los canales transportan el mismo flujo, el caudal total será:

Q =k∆h Nf 24 Nd

Para calcular la presión intersticial en un punto P, se requiere conocer en qué equipotencial se sitúa para determinar su altura piezométrica y, restando la altura geométrica, determinar su presión. El punto P de la figura se sitúa en la tercera equipotencial, de forma que hasta él se han producido 2 caídas o saltos de carga:

65

hp = hA – 2 ∆h= zp + υp 25

Nd γw Por lo tanto

υp = γw ( hA – 2 ∆h - zp) 26 Nd

En caso de que el punto P no coincida con una de las equipotenciales dibujadas, se debe rellenar localmente la malla en el elemento en donde se encuentra P hasta conseguir una equipotencial que pase por él. 2.5 Flujo estacionario en medio anisótropo Cuando el terreno es anisótropo la ecuación de continuidad es función de las permeabilidades de los diferentes medios. En el caso bidimensional resulta:

Kx = ∂2h + kz ∂2h = 0 27 ∂X2 ∂z2

Que es la ecuación de Laplace y también se puede resolverse gráficamente. Se puede cambiar la escala del dibujo en el primer paso. Sobre el nuevo dibujo se resuelve la red de flujo como si el medio fuera isótropo y, finalmente, se deshace el cambio para observar la red real. Se puede obtener por la ecuación:

Q = k∆h Nf = (√ kxkz)∆h Nf 28 Nd Nd

2.6 Permeabilidad y flujo en suelos estratificados. Frecuentemente, los depósitos de suelo consisten en una sucesión o alternancia de estratos de diferente naturaleza. Un caso habitual sería el de los sedimentos aluviales, en los que es muy común encontrar alternancias dispuestas subhorizontalmente de materiales de muy distinta granulometría, y por lo tanto de diferente permeabilidad; de igual forma los suelos residuales que se originan por la meteorización de rocas sedimentarias de diferentes permeabilidades. En estos casos puede resultar interesante definir una ¨permeabilidad equivalente¨, que represente el flujo a través del conjunto de estratos.

66

2.7 Ejemplos cálculo de permeabilidad en suelos 2.7.1 Cálculo de presiones intersticiales La columna estratigráfica bajo la superficie horizontal de un amplio valle está formada por 3 m de gravas gruesas situadas sobre un depósito de 12 m de arcilla. Bajo la arcilla se encuentra un estrato de areniscas fisuradas de alta permeabilidad. El nivel freático en la capa de gravas se sitúa a 0.6 m najo la superficie del terreno. De otro lado, en el sustrato de areniscas el agua se encuentra en condiciones artesianas, con una altura piezométrica de 6 m por encima de la superficie del terreno ( figura 2.7). Suponiendo que en la capa de gravas, por su elevada permeabilidad, las condiciones son hidrostáticas, determinar en la capa de arcillas:

A. La ley de presiones intersticiales. B. El gradiente hidráulico. C. La presión intersticial en un punto intermedio P, Situado a 6 m

de profundidad bajo la superficie (siendo γw = 9.81 kN/m3). Solución: A. Las presiones de agua en la base de las capa de arcilla coincidirán

con las del techo de las areniscas. Para su cálculo se toman los puntos de referencia C y O de la figura 7. El punto O se sitúa a la altura que alcanzaría el agua en un piezómetro de tubo abierto situado en C. Para mayor facilidad se supone además que el plano de comparación (z = 0) se sitúa al nivel de C.

El régimen en el tubo piezométrico una vez conseguido el equilibrio será hidrostático y en consecuencia:

h0 = hC

h0= z0 + υ0/γw= z0= 21m⇒ hC= 21m

υ0= γw(z0 – zC)= 9.81 * 21= 206.01 kPa Para obtener la presión de agua en le techo de la capa de arcilla, se toman los puntos A y B. De nuevo, al ser las condiciones hidrostáticas en las gravas se tiene:

hA = hB hA = zA + υA/γw = zA =14.4 m ⇒ hB =14.4 m

67

luego υB =γw(zA – zB)= 9.81 * 2.4= 23.54 kPa

Como puede apreciarse, hc > hB, de manera que existirá un flujo ascendente.

B.

¡ = ∆h/L = (hC – hB)/LCB= (21 – 14.4)/12 = 0.55

C. El punto P se sitúa a 9 m por encima de C. Teniendo en cuenta que se produce una pérdida de carga de 0.55 m por cada metro de recorrido.

HP = hC – 0.55 * 9 =16.05 m

Y

hP=16.05 = zP + υp/γw = 9 + υp/γw⇒ υp = 69.16 kPa

Figura 2.7: ejemplo de cálculo de presiones instersticiales

68

2.7.2 Ejemplo de red de flujo en medio anisótropo

La figura 2.8 muestra el ejemplo de la figura 2.7, en el caso de que la permeabilidad horizontal resulte 9 veces superior a la vertical. Los pasos a seguir son:

1. Dibujar la geometría del problema a escala real, señalando los puntos de interés (P, por ejemplo, para el cálculo de presiones intersticiales.

2. Seleccionar el cambio de variable y dibujar la geometría en el espacio transformado. En el caso en estudio, el cambio de variable más sencillo es aquél en el que el eje vertical no varía, dado que de esta forma se mantiene el espesor del medio permeable, las alturas de agua, pantalla, etc. (de hecho, salvo en puntos particulares como P, el dibujo inicial es el mismo).

3. Dibujar la red siguiendo las construcciones gráficas dadas en los capítulos anteriores para obtener como resultado la figura 8.

4. Deshacer el cambio de variable para obtener la red de flujo en el espacio real (que ya no cumplirá las condiciones de la ecuación de Laplace en cuanto a la ortogonalidad entre equipotenciales y líneas de flujo, etc).

2.7.3 Cálculo de la permeabilidad Determinar las permeabilidades equivalentes vertical y horizontal de un terreno estratificado compuesto por dos capas de arena limosa de espesor L1 y permeabilidad k1 entre las que se intercala un nivel de grava de espesor L2 y permeabilidad k2 (figura 2.9A). Por aplicación directa de la ecuación obtenida, resulta:

kυ = L1 + L2 + L1 L1 + L2 + L1

k1 k2 k1

kh = 1 [ k1L1 + k2L2 + k1L1] L1 + L2 + L1

69

Figura 2.8: ejemplo de dibujo de red de flujo en medio anisótropos

En la figura 2.9.B se representa el perfil geológico supuesto para la ubicación de una presa de materiales sueltos, consistente en 20 m de un aluvial areno-limoso, bajo el que se encuentra un sustrato impermeable. Una vez construida la presa se detecta un gran caudal de filtración a través del aluvial. Nuevas investigaciones revelan la presencia de un delgado y continuo nivel de gravas, de 0.10m de espesor y gran permeabilidad, que no se detectó en las investigaciones iniciales. Determinar la permeabilidad horizontal equivale del depósito estratificado y compararla con la supuesta en el proyecto. Aplicando directamente la ecuación de kh con las condiciones de la figura resulta:

Kh = 1 [ 9.9*10-5+0.1*0.01+10*10-5] ≈ 6.10-5cm/s

70

Como puede apreciarse, la permeabilidad equivalente resulta 6 veces superior a la supuesta. Habida cuenta de que el caudal es proporcional a la permeabilidad, la filtración registrada será 6 veces superior a la esperada inicialmente.

Figura 2.9. A y B: ejemplo de cálculo de la permeabilidad 2.8 Problemas a resolver

1. En un depósito de limo se redujo el nivel del agua freática de una profundidad de 3 m a una profundidad de 6.10 m. El limo permaneció saturado, aún después de que se hizo descender el nivel del agua freática. Su humedad es del 26%. Estime el aumento en esfuerzo efectivo a una profanidad de 10.40 m por haber descendido el nivel freático.

R/ 3051.5 Kg/m2

2. Se efectuó una prueba de bombeo en gravas permeables y arenas que llegaban a una profundidad de 15 m, a partir de donde apareció un manto de arcilla. El nivel freático coincidió con

71

la superficie del terreno. Los pozos de observación se situaron a distancias de 3 y 7.50 m del pozo de bombeo. Cuando la descarga del pozo de bombeo llegó a ser de 181.5 Lt/min, se estabilizó el flujo, luego de 24 horas. EL abatimiento del nivel del agua superficial a 3 m fue de 1.68 m y a 7.50 m fue de 0.37 m. Calcule el coeficiente de permeabilidad.

R/ 2.4*10 -3 cm/seg

3. La superficie de un depósito de arcilla saturada está situada permanentemente debajo del nivel del agua. Las pruebas de laboratorio indican que el promedio de humedad natural de la arcilla es de 47%, y que el peso específico relativo Gs es de 2.74. Calcule el esfuerzo efectivo vertical a una profundidad de 11.3 m.

R/ 8.564 Kg/m2.

BIBLIOBRAFÍA RECOMENDADA

H.R. Cedergren ( 1967). Seepage, Drainage and flow Nets. New York, Wiley. A. Casagrande y R.E. Fadum ( 1940) “Notes on Soil Testing for Engineering Purposes”. Harvard University. Grad. School of Engineering Publ. Jiménez Salas, J.A: y Justo Aplanes, J.L. ( 1975). Geotecnia y cimientos. I. Ed. Rueda Madrid. Casagrande, A. ( 1932). The structure of clay ad its importante in foundation engineering. Jopurnal of Boston Society of Civil Engineers. Gonzáles de Vallejo ( 2002). Ingeniería Geológica. Prentice Hall. Madrid Thornburn T.H., Hanson Walter E., Peck Ralph B., Ingeniería de cimentaciones. Editorial Limusa. México, 1991.

72

SESION 3 CARACTERÍSTICAS DE LA

CONSOLIDACIÓN EN LOS SUELOS

IINNTTRROODDUUCCCCIIOONN

Las propiedades esfuerzo – deformación de un suelo determinan el asentamiento que una estructura puede tener. En general estas propiedades son buenos indicadores de muchas de las dificultades que se presentan desde el mismo proceso de excavación y construcción de una estructura.. El entendimiento claro de los procesos de consolidación en los suelos, tanto desde su base conceptual hasta los fundamentos teórico – matemáticos, permiten predecir en una forma más o menos adecuada el comportamiento en deformaciones de un suelo ante cualquier tipo de solicitación. En muchos casos los materiales presenta una buena respuesta ante los esfuerzos ( resistencia), pero si la deformación diferencial que presentan ante la carga es muy alta se puede decir que presentan una falla por deformación. La compresibilidad de los materiales está asociada a su orígen, fábrica, estructura y propiedades hidráulicas revisadas en los capítulos anteriores y por lo tanto en este momento ya se tienen las bases conceptuales suficientes para adentrarse en el estudio del comportamiento en deformación de los mismos. Por ello, este módulo, se dirige a dar conceptos básicos respecto de el comportamiento esfuerzo – deformación de los suelos asociados a sus características básicas.

73

OOBBJJEETTIIVVOOSS El objetivo básico del módulo es evaluar el comportamiento esfuerzo – deformación en condiciones unidimensionales, adentrándose en la teoría de la consolidación de los suelos, sometidos a diferentes solicitaciones de carga y su evolución en el tiempo a través de la identificación de su historia de esfuerzos, así como la evaluación práctica de las deformaciones en el laboratorio a través de ensayos de consolidación unidimensional. El módulo se centra en la explicación de conceptos teórico – matemáticos fundamentales con el fin de concentrar luego al estudiante en la resolución posterior de algunos problemas prácticos de cálculo de asentamientos y evaluación de resultados de laboratorio.

74

AACCTTIIVVIIDDAADDEESS PPRREELLIIMMIINNAARREESS

Como se ha podido evaluar a través de los módulos estudiados, los suelos como materiales geológicos son un medio no homogéneo, anisótropo en el cual se presentan las tres fases sólida, líquida y gaseosa, todas ellas gobernadas por Leyes que aún hoy, luego de los grandes desarrollos científicos hechos por el hombre no se conocen con claridad, así como su interrelación. Si bien, aún no se conocen en forma total las fuerzas que interactuan en el interior de los suelos, más difícil aún es plasmar a través de formulación matemática su comportamiento en deformación ante solicitaciones externas. Es importante por lo tanto que el estudiante revise la evolución histórica que han tenido los estudios desarrolaldos al respecto de la evaluación de las deformaciones asociadas a los materiales geológicos y el desarrollo de la teoría de la consolidación. Es importante adentrarse aunque fuese en forma somera al desarrollo mamtemático desde Terzaghi hasta el momento actual, con el fin de entender que las fórmulas que hoy usamos con tanta facilidad han tenido un desarrollo bastante complejo para llegar a las mismas. Teniendo en cuenta estos conceptos básicos, desarrolle alguna de las siguientes actividades:

6. Cómo se relaciona la formulación de Darcy con la teoría de la consolidación.

7. Por qué en la actualidad en Bogotá, por ejemplo, las estructuras de pequeñas viviendas se agrietan y finalmente fallan, aunque los cálculos efectuados de capacidad hayan sido los adecuados.

8. Qué diferencia práctica puede existir entre evaluaciones de deformación para zonas residenciales, zonas industriales y desarrollos de infraestructura vial.

Finalmente el estudiante deberá efectuar una autoevaluación que le permita saber si entiende los conceptos básicos de la teoría de consolidación.

75

CARACTERÍSTICAS DE LA CONSOLIDACIÓN DE SUELOS.

3.1 Significado de las características esfuerzo-deformación de suelos. Las características esfuerzo-deformación de un suelo, determinan el asentamiento que una estructura dada puede experimentar. El entendimiento de los procesos asociados a la deformación de los suelos es relativamente reciente; los asentamientos de las estructuras construidas sobre mantos de arcilla blanda, que algunas veces están enterrados profundamente, debajo de materiales más resistentes y menos comprensibles, se pueden producir lentamente y alcanzar grandes magnitudes. Debido a la demora en la aparición de las grietas, en el pasado el origen de estos asentamientos no era claro. Los primeros intentos exitosos para explicar el fenómeno sobre una base científica fueron realizados por Terzaghi en 1919, estos estudios hacen referencia a la magnitud y velocidad del asentamiento originado en un manto de arcilla al que se le impedía moverse lateralmente y con posibilidad de expulsar el agua hacia arriba o hacia abajo cuando las partículas tendían a juntarse. 3.2 El Concepto de la consolidación El proceso de disipación de excesos de presión intersticial generados por una aplicación de carga en el terreno se denomina consolidación. Este proceso tiene lugar a través de las siguientes fases: 1. La aplicación de una carga origina de forma inmediata un incremento de tensión total (∆σ) en una zona del terreno, cerca al punto de aplicación de la carga. 2. De acuerdo al postulado de Terzaghi, ∆σ se divide instantáneamente en una combinación inicial de incremento de tensiones efectivas ∆σ′inicial e incremento de tensión intersticial ∆uinicial.

La ecuación fundamental del postulado debe cumplirse, de tal forma que:

76

- Antes de la carga :

σσσσo = σσσσ′′′′o + uo

- Después de la carga:

σσσσo + ∆∆∆∆σσσσ= (σσσσ′′′′o + ∆∆∆∆σσσσ′′′′ ) + ( uo + ∆∆∆∆u) - Entonces

∆∆∆∆σσσσ = ∆∆∆∆σσσσ′′′′ + ∆∆∆∆u El efecto de una carga no infinitamente extensa está limitado a una cierta zona de influencia en sus proximidades, tal como se observa en la figura 3.1 , por lo tanto solamente esa zona del suelo sufrirá los cambios de presión, así como la sobrepresión intersticial generada por la carga.

3. La generación de este exceso de presión de poros ∆uinicial. Produce una diferencia de altura piezométrica en el suelo y por lo tanto flujo de agua, por lo tanto inmediatamente aplicada la carga:

∆∆∆∆σσσσ = ∆∆∆∆σσσσ′′′′inicial + ∆∆∆∆uinicial Con la generación de flujo se disminuye la sobrepesión intersticial o

exceso de presión de poros en el interior de la zona de influencia y la tensión o esfuerzo efectivo aumenta. Transcurrido un tiempo t:

∆∆∆∆σσσσ = ∆∆∆∆σσσσ′′′′t + ∆∆∆∆ut

siendo ∆∆∆∆ut ⟨⟨⟨⟨ ∆∆∆∆uinicial

y por lo tanto ∆∆∆∆σσσσ′′′′t ⟩⟩⟩⟩ ∆∆∆∆σσσσ′′′′inicial Cuando desaparece la sobrepresión intersticial (∆u= 0), todo el

incremento de tensión total aplicado se habrá transformado en tensión efectiva. Finalmente al alcanzar el equilibrio:

∆∆∆∆σσσσ = ∆∆∆∆σσσσ′′′′final + ∆∆∆∆ufinal

∆∆∆∆ufinal = 0

77

∆∆∆∆σσσσ = ∆∆∆∆σσσσ′′′′final

En general la facilidad para que se produzca el flujo y por lo tanto la disipación del exceso de presión intersticial depende de la permeabilidad del terreno. En los suelos granulares de alta permeabilidad, el flujo es muy rápido y la disipación es simultánea con la aplicación de cargas ( consolidación rápida), por el contrario en suelos muy finos y de muy baja permeabilidad como las arcillas el flujo es lento y la disipación de puede dilatar a lo largo de períodos de tiempo considerables.

Figura 3.1 Presión de poros inducida por la aplicación de una carga en el terreno 3.2 Procesos de consolidación La estructura y comportamiento esfuerzo – deformación de un suelo dependen básicamente de su historia geológica. Si se trata de entender un ejemplo sencillo ( Figura 3.2), en el cual se tiene una superficie de terreno horizontal y muy extensa ( se puede tomar como infinitamente extensa) cualquier sección vertical que la atraviese se puede tomar como un plano de simetría, por lo tanto los esfuerzos tangenciales en planos verticales y por lo tanto horizontales, son nulos, y las direcciones vertical y horizontal son principales. Ante cualquier carga de nuevos sedimentos o depositaciones, la deformación del terreno será vertical, en estas condiciones se tiene una “ deformación lateral nula o unidimensional”.

78

Si en un punto A de la figura 3.2, a una profundidad z1 en un momento de su historia geológica, se conocen su peso específico, condiciones de agua freática, el esfuerzo efectivo vertical se puede calcular en la siguiente forma:

σσσσ1v(A) = γγγγw .hw + γγγγsat .z1

u (A) = γγγγw (.hw + .z1 ) σσσσ′′′′1v(A) = σσσσ1

v(A) - u (A) = (γγγγsat - γγγγw ) . z1ç

En la figura 3.3 se presenta el esquema del proceso de consolidación y la gráfica de la relación de vacíos vs. Los esfuerzos efectivos en el terreno. La relación de vacios de un elemento del suelo en el punto A será e1 ; en la gráfica relación de vacíos ( e) vs esfuerzo vertical efectivo ( σ′v) este momento se representa por el punto 1; si el proceso de depositación y sedimentación continúa, con el tiempo se habrá depositado un nuevo espesor de suelo y la superficie del terreno se habrá elevado a la posición 2 ( Figura 3.3.a), lo que dará lugar a un incremento en los esfuerzos verticales y horizontales en el elemento A. Una vez consolidado el depósito y luego de disipados los excesos de presión de poros producidos, el esfuerzo efectivo vertical en A será:

σσσσ′′′′2v(A) = (γγγγsat - γγγγw ) . z2

Figura 3.2 . Ejemplo para caso de consolidación de terreno

79

Figura 3.3 . Procesos de consolidación El incremento en el esfuerzo efectivo dará lugar a una compresión del suelo, y a una reducción de su relación de vacíos, representado el estado por el punto 2 de la figura. Al continuar el proceso de sedimentación aumentará el esfuerzo efectivo vertical, reduciéndose cada vez más la relación de vacíos. Cuando se unen los puntos que representan cada momento de sedimentación se obtiene la curva (1,2,3,4) de la figura 3.3b. Esta curva representa la historia tensional del elemento de suelo en estudio durante el proceso de depositación o sedimentación ( carga) y se denomina “curva o rama de compresión noval o vírgen”, del mismo modo representa a todos los elementos del suelo para el instante del proceso de sedimentación representado. Tal

80

como se observa en la figura 3.3 a y b los puntos 1,2,3 y 4 representan el estado ( σ′v , e) de una sucesión de elementos (A,B,C,D) situados a una profundidad creciente en un momento determinado de la historia del depósito de suelo en estudio. En la figura 3.4 se presenta el aumento de rigidez del terreno con el nivel de esfuerzos. Es decir, el suelo es más rígido ( menos deformable) cuanto mayor es su nivel de esfuerzos inicial.. En la figura se observa que la relación de vacíos de B era menor que el de A, lo que indica que su estructura era más densa.

Figura 3.4 Aumento de la rigidez del terreno con el nivel de esfuerzos

81

3.3 Procesos de Descarga Si para el mismo caso de la Figura 3.2 se supone que una vez alcanzado el estado 4 se detienen los procesos de depositación y sedimentación, debido a cambios en las condiciones geológico ambientales y se inicia el proceso contrario, es decir una erosión o pérdida de materiales por arrastre. El retiro de capas de material implica una descarga y por lo tanto un hinchamiento o expansión del terreno y por lo tanto un aumento en la relación de vacíos. En la Figura 3.3 se puede observar que cuando se produce una descarga los puntos de la curva ( σ′v , e ), se esperaría que regresaran por la curva de compresión vírgen o noval, sin embargo, esto no ocurre y sino que ellos siguen una nueva trayectoria definida por la curva 4-3′-2′) denominada “Curva de descarga”. Es decir, el suelo conserva en esencia, una memoria de su historia pasada, y que su estado no es el mismo si proviene de un proceso continuo de carga ( rama de compresión vírgen) o si por el contrario ha sufrido esfuerzos mayores que los que soporta en la actualidad . Es decir, debe esperarse que para un mismo estado de esfuerzos, por ejemplo σ′v3 , la presión de poros e3 durante el proceso de carga inicial es mayor que la relación de vacíos e3 durante la descarga. Es decir, a igualdad de esfuerzos efectivos verticales, el suelo muestra en descarga una estructura más densa, es decir más resistente y menos deformable.

3.4 Suelo normalmente consolidados y sobreconsolidados Con base en los conceptos anteriores se puede introducir los siguientes conceptos:

• Cuando el proceso de sedimentación o depositación se encuentra en 1, el esfuerzo efectivo vertical en el elemento es σσσσ1

v , que es el máximo esfuerzo efectivo vertical soportado hasta ese momento. Se puede decir lo mismo de los estados 2,3 y 4. Para todos ellos el suelo no ha tenido tensiones efectivas verticales mayores que las que soporta en el momento de la observación. En estas condiciones se dice que está normalmente consolidado. Por ello, la rama de compresión vírgen representa la historia de esfuerzos del suelo normalmente consolidado.

82

• En los puntos 3′ y 2′ el esfuerzo efectivo vertical del elemento en cualquiera de esos instantes es inferior al máximo sufrido a lo largo de su historia. Es decir en el momento representado en la figura por el punto 3′, el esfuerzo efectivo es de σ′v3 , pero el máximo esfuerzo que ha soportado el elemento fue de σ′v4 . En los casos en los cuales el suelo ha sufrido esfuerzos efectivos verticales superiores a los que soporta en la actualidad, se dice que ha sido sobreconsolidado.

Para definir cuantitativamente el concepto de sobreconsolidación se emplean dos parámetros fundamentales: 1. La relación de sobreconsolidación RSC (over consolidation ratio OCR): es la relación que existe entre el esfuerzo efectivo vertical máximo histórico del material y el esfuerzo efectivo vertical en el instante de estudio.

RSC = σσσσ′′′′V MÁXIMO / σσσσ′′′′V MACTUAL

2. La presión de sobreconsolidación ( σσσσ′′′′p ) o presión de preconsolidación: es el esfuerzo efectivo vertical máximo del elemento de suelo a lo largo de su historia de esfuerzos. De acuerdo a lo que se muestra en la figura 3.3., se tendría:

Instante ( 1) : RSC (1 ) = (σσσσ′′′′V1)/ (σσσσ′′′′V1) = 1

Instante ( 2) : RSC (2 ) = (σσσσ′′′′V2/ (σσσσ′′′′V2) = 1

Instante ( 3) : RSC (3 ) = (σσσσ′′′′V3)/ (σσσσ′′′′V3) = 1

Instante ( 4) : RSC (4 ) = (σσσσ′′′′V4)/ (σσσσ′′′′V4) = 1

Instante ( 3′) : RSC (3′ ) = (σσσσ′′′′V4)/ (σσσσ′′′′V3) ⟩⟩⟩⟩ 1 ; σσσσ′′′′p = σσσσ′′′′V4

Instante ( 2′) : RSC (2′ ) = (σσσσ′′′′V4)/ (σσσσ′′′′V2) ⟩⟩⟩⟩ RSC (3′ ) ⟩⟩⟩⟩ 1 ; σσσσ′′′′p = σσσσ′′′′V4

En general la RSC es 1 para suelos normalmente consolidados y mayor que 1 para suelos sobreconsolidados.

83

3.4 Procesos de Recarga En la Figura 3.5 se muestra los estados de un suelo normalmente consolidado y de un suelo sobreconsolidado, adicionando un cambio en la historia geológica. Cuando se ha alcanzado el estado 2′ finaliza el proceso erosivo o de descarga y comienza otra vez un proceso de depositación y sedimentación o recarga. Como ocurrió en el caso anterior, la curva no se devuelve por el camino anterior de la rama de descarga ( 2′ -3′ -4′ ), sino uno nuevo muy cercano al de descarga ( 2” – 3” – 4 “ ). Si los cambios en la carga y la descarga no fueron muy grandes las dos curvas pueden ser prácticamente coincidentes. Sin embargo, una vez que la recarga alcanza la máxima tensión histórica σσσσ′′′′V4 ( presión de preconsolidación), los estados siguientes se van acercando a la prolongación de la rama de compresión vírgen, terminando por situarse por encima de ella ( 5 y 6). Al parecer, el proceso de recarga va haciendo perder en forma progresiva la memoria del suelo, como si el suelo volviera a un estado normalmente consolidado.

Figura 3.5 curva de recarga 3.5 Deformabilidad de suelos normalmente consolidados y

sobreconsolidados

84

En general para condiciones idénticas, la deformabilidad de un suelo sobreconsolidado es considerablemente menor que la de un suelo normalmente consolidado, tal como se observa en la figura 3.6. De ella se puede deducir también que las deformaciones que se producen en una rama de descarga – recarga son recuperables ( rango elástico). Saliendo del punto 2′, se puede realizar un ciclo completo de carga - descarga ( 2′ – 4 - 2′ ) y volver a la misma relación de vacios, es decir no habrá deformaciones remanentes o irrecuperables (plásticas). Al recorrer la rama de compresión vírgen (suelos NC o normalmente consolidados), se originan deformaciones plásticas o irrecuperables. Si se parte del punto 2 y se aplica el mismo ciclo de carga (σσσσ′′′′V2 incrementando el esfuerzo hasta σσσσ′′′′V4 y se vuelve a descargar hasta σσσσ′′′′V2 ) el recorrido de los estados del elemento de suelo se representa por la serie de puntos ( 2 -4-2′). En este caso aunque se tiene un ciclo cerrado no se vuelve a la misma relación de vacíos (volumen), debido a las deformaciones plásticas. Se concluye entonces que los suelos sobreconsolidados se comportarán de una manera aproximadamente elástica, mientras que los suelos normalmente consolidados presentarán siempre deformaciones plásticas y elásticas.

Figura 3.6 . Diferencia de respuesta entre estados sobreconsolidados y normalmente consolidados

85

3.6 Representación de la Historia de Esfuerzos en escala

semilogarítmica EL uso de escala logarítmica en la representación del comportamiento esfuerzo deformación de un suelo ( σ′v vs. e) permite que las curvas se transformen en líneas rectas, tal como lo muestra la figura 3.7. Definiendo el Indice de compresión Cc como la pendiente de la rama de compresión vírgen o noval y el índice de recompresión Cs, como la prendiente de la rama de descarga – recarga, se puede calcular con facilidad las variaciones de la relación de vacíos y por lo tanto la deformación o asiento vertical esperado de un suelo para cualquier incremento del esfuerzo efectivo vertical. Para conocer la variación de la relación de vacío del momento 2 al momento 3 en la rama de compresión vírgen se tiene:

e2 - e3 = Cc log (σσσσ′′′′v3 / σσσσ′′′′v2 )

Si el recorrido a analizar es el de una recarga entre 2′ y 3′ se tendrá:

e2′′′′ - e3′′′′ = Cs log (σσσσ′′′′v3 / σσσσ′′′′v2 )

Para encontrar, por lo tanto, la relación de vacíos final partiendo de un estado conocido de esfuerzo y relación de vacíos (σσσσ′′′′v0 , e 0 ) y aplicando un incremento en la carga o esfuerzo efectivo vertical ∆∆∆∆σσσσ′′′′v se tendrá para suelos normalmente consolidados:

e0 - e = Cc log (σσσσ′′′′v0 + ∆∆∆∆σσσσ′′′′ v )/ σσσσ′′′′v0 ) y para suelos sobreconsolidados:

e0 - e = Cs log (σσσσ′′′′v0 + ∆∆∆∆σσσσ′′′′ v )/ σσσσ′′′′v0 ) Existen ensayos de laboratorio para determinar estos índices de compresión y recompresión, sin embargo, también se tienen algunas relaciones empíricas que permiten estimar un orden de magnitud ,

86

especialmente del índice de compresión. El índice de recompresión es menos crítico en general y se sitúa entre 1/5 y 1/10 del valor del índice de compresión.

Figura 3.7. Representación de procesos de carga unidimensional en escala semilogarítmica

La hipótesis de la linealidad en escala semilogarítmica se ha comprobado con ensayos sobre muestras de campo, de lo cual se puede generalizar lo siguiente:

• En general las muestras ensayadas se ajustan bien a una línea recta, sin embargo se presenta alguna dispersión a las muestras más superficiales, lo cual se puede explicar debido a errores en la determinación de la relación de vacíos en el laboratorio.

• En general la pendiente de la rama de compresión vírgen ( Cc)ta a medida que aumenta el límite líquido ( LL) del suelo. Debido a que a mayor pendiente más compresible es el material y mayor variación se presenta en la relación de vacíos. Existe una relación entre el límite líquido y Cc. Cc ==== 0.009(ωωωωL – 10) en la que ωL se expresa como porcentaje. Esta ecuación permite calcular el asentamiento aproximado de una estructura construida sobre un depósito de arcilla sedimentaria poco sensible normalmente consolidada, si

87

solamente se conoce el límite líquido, aun cuando no se hayan efectuado pruebas de consolidación.

• A igualdad de condiciones, a mayor plasticidad del suelo es mayor su compresibilidad.

3.7 Cálculo del asentamiento En la figura 3.8a, se muestra una sección transversal de un manto de arcilla de espesor H, quedando la mitad de su espesor situado a la profundidad D, debajo de la superficie original del terreno. La presión efectiva original en el punto A es igual a σ0, y el aumento de presión es ∆σ. La relación de vacíos inicial de la arcilla, es e0. La figura 3.8b, muestra un elemento prismático que contiene al punto A. Puede suponerse que el elemento consiste de materia sólida, que tiene una altura igual a la unidad y un volumen de vacíos con una altura adicional equivalente a e0. La altura total del elemento es, por lo tanto, 1 + e0. Si la relación de vacíos disminuye una cantidad ∆e debido a la consolidación, la deformación unitaria del elemento es ∆e/(1 + e0). Suponiendo que esta deformación unitaria es constante en todo el espesor del estrato de arcilla, la disminución de espesor del manto, o el asentamiento S arriba del punto A, lo de la ecuación: S ==== H ∆∆∆∆e 1 + e0 Esta ecuación es general y puede usarse para calcular el asentamiento, siempre que se conozca la relación de vacíos inicial y su cambio. Si la arcilla está normalmente consolidada.

∆∆∆∆e ==== e0 – e1 ====Cclog10 σσσσ1/ σσσσ0 = Cclog10 (σσσσ0 + ∆∆∆∆σσσσ)/ σσσσo

Obteniendo la siguiente expresión para el asentamiento de la superficie del terreno arriba del punto A, debido a la consolidación de un manto normalmente consolidado de espesor H. S ==== Cc Hlog10 ( σσσσ0 + ∆∆∆∆σσσσ)

88

( 1 + e0) σσσσ0

Figura 3.8. sección a través de un manto de arcilla compresible 3.8. Características de consolidación de los depósitos preconsolidados El diagrama e-log p ( e – logσ ) para una arcilla típica preconsolidada se muestra en la fig. 3.9. Se supone que la muestran ser ha tomado con la alteración mínima; además, que en una etapa avanzada de la prueba, la muestra ha sido descargada y vuelta a cargar (recarga). El punto a representa la relación de vacíos inicial de la muestra y la presión efectiva que actuaba en ella antes de extraerla del terreno. Cuando se coloca la muestra en el consolidómetro ya saturada, es probable, que bajo las pequeñas presiones aplicadas inicialmente, tienda a expandirse. Se acostumbra evitar esta expansión aumentando rapidamente la carga. Así, la primera parte de la curva e-log σ′v usualmente es casi plana; es probable que pase ligeramente abajo del punto a, mientras que la curva de campo debe pasar por él. El punto a’ corresponde a la relación de vacíos e y a la presión σ0’ de la arcilla en el campo, cuando el estrato estaba bajo su carga máxima. Por algún proceso, como la erosión, la presión se redujo, y la relación de vacíos aumentó ligeramente por expansión hasta llegar al presente estado, representado por a. La curva de campo debe pasar cerca de a’, porque antes de la erosión, la relación de campo tendría que haber sido representada por a’f. No se puede construir esta curva por precisión,

89

porque la presión σ0’ correspondiente al punto a’ ya no se conoce; la presión actual de la sobrecarga es solamente σ0. Por analogía con el comportamiento del material remoldeado sujeto a descarga y recompresión, se puede concluir que en el primer segmento de Kυ (fig. 3.9), a una presión mayor que σ0, es una curva de recompresión, mientras que el segundo tiene la pendieonte de la curva virgen. El quiebre entre los dos segmentos debería, por lo tanto, corresponder a la presión de preconsolidación σ0’ y podría estimarse por el procedimiento descrito en parágrafos anteriores (A. Casagrande). Además, la pendiente del tramo de recompresión de la curva debe ser similar a la del tramo de compresión n’g.

Figura 3.9 gráfica de consolidación para una muestra inalterada de una arcilla preconsolidada y reconstrucción de la curva de

campo ( Terzaghi – Peck, 1991) El procedimiento para obtener de manera aproximada, la curva e-log σ que corresponde a las condiciones de campo para un material preconsolidado es aumentar la presión suficientemente como para definir la rama virgen de la curva e-log σ, y se efectúa un ciclo de descarga y recompresión. La presión de preconsolidación puede obtenerse por el procedimiento descrito. Luego se hace un bosquejo de la curva de campo de la cual pueden estimarse los asentamientos, empezando en el punto a, y continuando en una dirección paralela a la curva de recompresión n’g hasta un punto situado aproximadamente a la mitad de la abscisa de σ0’. Luego se dirige la curva hacia el punto f, de manera que siga la forma de Kυ. El asentamiento correspondiente a

90

la presión comprendida entre la de sobrecarga actual y la de preconsolidación puede calcularse por medio de la ecuación dada de cálculo de asentamientos, pero el valor de ∆e debe determinarse de la curva de campo K previamente dibujada. Si no se identifica que la arcilla ha sido preconsolidada y se basa el cálculo de un asentamiento en af, el asentamiento calculado será muy grande. El cambio ∆∆∆∆en en la relación de vacíos calculado para un aumento de presión ∆∆∆∆σσσσ es probable que sea de 4 a 10 veces mayor que el cambio real ∆∆∆∆ep, siempre que ∆∆∆∆σσσσ no sea mayor de aproximadamente la mitad de σσσσ0’ – σσσσ0. Al aproximarse ∆∆∆∆σσσσ a σσσσ0, el error se hace menor. En los problemas prácticos, el aspecto más importante es poder reconocer si una arcilla ha sido o no preconsolidada. Casi seguramente lo será si la humedad natural se aproxima más al limite plástico que al limite líquido. Las arcillas preconsolidadas abundan. Muchos depósitos estuvieron en alguna época sujetos al peso de capas de suelo sobreyacentes que subsecuentemente fueron eliminadas por la erosión. En algunos casos el hielo glacial cubrió y consolidó las capas de suelo inferiores; cuando el hielo se fundió, los depósitos quedaron sobreconsolidados con respecto a la presión que siguió actuando. La superficie de muchos depósitos, ha sufrido evaporación y desecación. Los esfuerzos de contracción deben haber sido grandes comparados con las presiones efectivas de sobrecarga actuales y es probable que esos depósitos contengan capas o lentes de arcillas preconsolidadas. El descenso durante largo tiempo de los niveles freáticos producido por bombeo o por las actividades de construcción, puede haber inducido consolidación y precargado la arcilla, con respecto a las condiciones que existieron después del restablecimiento de los niveles freáticos. Para determinar la posibilidad o el grado de preconsolidación en un lugar, las consideraciones históricas y geológicas son muy valiosas . 3.9 Características de consolidación de las arcillas sensibles Los resultados de una prueba de consolidación en una muestra cuidadosamente extraída de una arcilla de alta sensibilidad se parece a la curva Kυ (curva de recompresión) . La rama plana inicial de la curva e-log σ ( figura 3.10) se convierte en forma relativa brusca en un tramo inclinado que parece representar un colapso estructural de la arcilla, de manera que un ligero aumento de la presión o el esfuerzo conduce a

91

una gran disminución en la relación de vacíos. La curva pasa luego por un punto de inflexión y su pendiente disminuye.

Figura 3.10. curva de consolidación para muestra inalterada y remoldeada de arcilla de alta sensibilidad ( Terzaghi – Peck, 1991)

En la mayor parte de las arcillas muy sensibles el punto b queda cuando menos literalmente a la derecha del punto a, que representa la presión de sobrecarga efectiva σ0. El incremento de presión b-a puede representar el grado en que ha sido precargado el suelo, o puede representar una resistencia de adherencia que tiene origen en proceso fisicoquímicos subsecuentes a la depositación. En cualquier caso, el incremento representa la presión máxima que puede añadirse al suelo sin excitar los grandes, y a menudo, espectaculares asentamientos asociados a la rama inclinada de la curva. Las alteraciones producidas durante el muestreo y el manejo de las muestras, pueden enmascarar completamente las características importantes del suelo; las curvas e-log σ para arcillas completamente remoldeadas de elevada sensibilidad no son en ningún aspecto diferentes de las arcillas de sensibilidad normal. Aún las arcillas completamente remoldeadas no son tan comprensibles como el suelo inalterado a presiones algo superiores a, la presión de colapso. Por lo tanto, a diferencia de las estimaciones de los asentamientos en arcillas

92

de sensibilidad normal, las que se hacen en arcillas muy sensibles quedan, si se basan en resultados de pruebas sobre muestras remoldeados, del lado de la inseguridad. 3.10 Características de consolidación de los suelos residuales Los suelos residuales cohesivos, aunque son productos de procesos geológicos muy diferentes, con frecuencia se caracterizan por tener curvas e-log σ semejantes a las de las arcillas transportadas de moderada a alta sensibilidad. Puede parecer que han sido preconsolidados pero la presión de preconsolidación aparente es consecuencia de los nexos de cohesión heredados entre las partículas, en vez de ser presiones efectivas producidas por una sobrecarga interior o por desecación. Algunas veces se encuentran zonas de materiales blandos y muy comprensibles, con contenidos de agua cercanos al límite líquido, en las partes bajas de masas de suelo residual, sobre todo si la roca poco meteorizada que los subyace es lo suficientemente poco permeable como para que el agua subterránea tenga que fluir por arriba de ellas. En consecuencia, el suelo puede tener las características de compresibilidad de una arcilla normalmente consolidada, algunas veces de alta sensibilidad. 3.11 Características de consolidación de los suelos susceptibles a colapso Los suelos parcialmente saturados pueden poseer cementantes que les proporcionen cohesión y considerable rigidez. Si éstos son solubles, como los precipitados químicos que se acumulan que se acumulan en los climas semiáridos, pueden destruirse por una inmersión prolongada. Si los cementantes son minerales arcillosos o sustancias amorfas parecidas a las arcillas, pueden absorber agua y debilitarse cuando se sumergen; el verdadero loes pertenece a esta categoría, como también algunas arenas sueltas ligeramente arcillosas. Los terraplenes compactados con humedad inferior a la óptima es probable que queden con una cohesión aparente debida a capilaridad que les da una rigidez que puede destruirse fácilmente por inundación. Las curvas e-log σ de estos materiales probados sin permitir que el agua tenga acceso a las muestra a través de las piedras porosas, no presentan aspectos extraordinarios, pero si se deja penetrar el agua en

93

cualquier etapa de la prueba, puede ocurrir una espectacular disminución de la relación de vacíos bajo presión vertical externa constante. Los suelos que presentan este comportamiento se denominan colapsables. La magnitud del asentamiento de un depósito de suelo colapsable puede estimarse sometiendo las muestras, con su humedad de campo, a los esfuerzos verticales previstos en el terreno y observando el cambio en la relación de vacíos, manteniendo al suelo en condición sumergida bajo esfuerzo vertical constante. 3.12. Características de consolidación de las arenas Las curvas e-log σ para una arena confinada lateralmente se parecen a las de las arcillas preconsolidadas. Las curvas e-σ correspondientes son cóncavas hacia arriba; las curvas de descarga y de recompresión son muy planas. La compresibilidad de una arena dada depende en gran parte de su compacidad relativa. Las arenas sueltas son mucho más comprensibles que las compactas; además, aun con las presiones más grandes la relación de vacíos de una arena suelta no puede llegar al valor de la misma arena cuando está muy compacta. Bajo grandes presiones los granos pueden romperse. Por otra parte, la relación de vacíos de la misma arena suelta puede disminuirse fácilmente a la de una arena compacta, valiéndose solamente de vibración. Las arenas bien graduadas son menos comprensibles que las uniformes o las de granulometría discontinua, a la misma forma de granos e iguales compacidades relativas. Las arenas de partículas redondeadas son usualmente menos comprensibles que las de partículas angulares comparables en todos sus demás aspectos. La adición de pequeños porcentajes de partículas de forma laminar, como la mica, pueden aumentar mucho su compresibilidad. 3.13 Arcillas expansivas y lutitas laminares duras Si se interrumpe la carga en una prueba de consolidación en una arcilla y se inicia un proceso de descarga, la muestra se expande. Por supuesto, para expandirse la arcilla requiere de presencia de agua bastante como para permitir el aumento de la relación de vacíos. En algunas arcillas y lutitas laminares, el aumento de volumen debido a la reducción del esfuerzo, es tan grande, que rompe carreteras y estructuras. Además, si la humedad de esos materiales se mantiene normalmente baja debido, por ejemplo, a la aridez del lugar, la

94

reducción en la rapidez de evaporación, causada posiblemente por al presencia de la losa de un edificio, puede conducir a la acumulación de humedad y a una intensa expansión. Si la construcción impide esta expansión, puede desarrollarse fuerzas extremadamente grandes. Se dice que los suelos que se comportan de esta manera son expansivos. 3.14 Determinación de la compresibilidad en la práctica con base en la consolidación Si se sabe que un depósito de arcillas está normalmente consolidado ( de acuerdo a un estudio y observaciones geológicas y geomorfológicas previas), y que ésta no es de alta sensibilidad puede valuarse con precisión razonable usando cualquiera de tres procedimientos que se indicarán en forma rápida enseguida.

• Las muestras inalteradas pueden sujetarse a pruebas de consolidación, y la curva de campo K (compresión vírgen) determinarse con los procedimientos descritos.

• Las muestra remoldeadas o alteradas pueden sujetarse a pruebas de consolidación y determinarse la curva K de campo.

• Sin ejecutar pruebas de consolidación, puede valuarse el índice de compresión tomando como base el límite líquido.

Si la arcilla es muy sensible, es probable que la compresibilidad real exceda mucho la determinada por cualquiera de los procedimientos anteriores, a menos que se hagan pruebas de consolidación con muestras inalteradas muy buenas. Si la arcilla está preconsolidada, la compresibilidad a presiones menores que la presión de preconsolidación σ0 va a ser probablemente mucho menor que la de las arcillas normalmente consolidadas cuyas demás características sean semejantes. Aun con las mejores muestras inalteradas, es probable que los asentamientos estimados con base en pruebas de consolidación sean muy grandes. Cuando se hace una prueba de consolidación con una muestra de arcilla en le laboratorio, por razones prácticas se la sujeta a cambios en los esfuerzos aplicados mucho más rápidamente que en el depósito real durante, por ejemplo, la excavación y construcción de un edificio. Además, en las pruebas de laboratorio, el tiempo durante el cual la arcilla sostiene un solo incremento de carga es de unos pocos días, mientras que la vida de una estructura localizada encima del depósito de

95

arcilla puede ser de varios años. Debido a estas y otras diferencias, los asentamientos previstos y reales pueden diferir apreciablemente, pero la experiencia a demostrado que las previsiones sobre el asentamiento final, especialmente sobre depósitos blandos, son pasos esenciales del proyecto y, cuando se hacen con un buen criterio, puede confiarse en ellas. Sin embargo, el asentamiento final de un depósito de arcilla sujeto aun cambio de carga, no ocurre inmediatamente; con frecuencia se desarrolla gradualmente, durante muchos meses o años. Por lo tanto, en la práctica es necesario hacer una estimación de la rapidez con la que se produce el asentamiento. El retraso del asentamiento con respecto al aumento de carga es principalmente una consecuencia de la resistencia a la remoción del agua de los poros de la arcilla. 3.14.1 Ensayo edométrico o ensayo de consolidación Para evaluar los asentamientos producto del desarrollo de cualquier tipo de obra de ingeniería sobre un depósito de suelo, se utiliza este ensayo; aunque las condiciones de carga de una cimentación cualquiera no inducen en general un estado de deformación lateral nula o unidimensional, se usa este modelo con algunas modificaciones, especialmente sobre suelos finos ( limos y arcillas) saturados. El ensayo edométrico se usa para evaluar las características de compresibilidad unidimensional del suelo en el laboratorio y se usa el edómetro. El edómetro consiste de un anillo rígido de acero en cuyo interior se coloca una muestra o probeta de suelo inalterada. En la figura 3.11 se presenta un esquema de una celda edométrica o celda de consolidación. En la parte inferior y superior de la muestra se colocan unas piedras porosas que permiten el drenaje del agua del suelo. EL conjunto se introduce en una celda que se llena de agua para mantener en todo momento saturada la muestra de suelo. Sobre la piedra superior porosa se coloca una placa rígida y en su centro se aplica una carga vertical. Esta carga se va aumentando en escalones, duplicándose cada carga y se mide lo que se comprime o asienta la muestra de suelo en cada incremento de carga.

96

Figura 3.11. Esquema de celda edométrica o celda de consolidación

La rigidez del anillo que contiene la muestra impide las deformaciones laterales e impone condiciones de límite o unidimensionales. En un suelo permeable los incrementos en la carga hacen que el incremento de esfuerzo vertical ∆σv se transmita instantáneamente al agua intersticial y por lo tanto los esfuerzos efectivos no cambian. Luego de que el exceso de presión de poros se va disipando al producirse el drenaje a través de las piedras porosas, los esfuerzos efectivos aumentan y el suelo se comprime o consolida. El tiempo durante el cual se mantiene cada carga debe ser tal que se asegure que el proceso de consolidación se ha completado, lo que en general se logra en intervalos de 24 horas. El edómetro asemeja un estrato de suelo situado entre dos capas permeables ( piedras porosas) al cual se le aplicara una carga muy extensa ( condiciones unidimensionales). Si tenemos un punto A de una muestra de suelo, llamando σ′vo y uo al esfuerzo vertical efectivo y la presión de poros existentes en ese punto antes del incrmento de carga, en unl instante (t) se tendrá:

• En el momento de la carga ( ∆σv ):

σσσσ′′′′V(i) = σσσσ′′′′Vo

ui = uo + ∆∆∆∆σσσσv

• En un instante cualquiera :

97

σσσσ′′′′V(t) = σσσσ′′′′Vo + ∆∆∆∆σσσσv(t)

u(t) = uo + ∆∆∆∆u(t)

• Cuando finalice la consolidación :

σσσσ′′′′V(final) = σσσσ′′′′Vo + ∆∆∆∆σσσσv

u(final) = uo

Cuando se realiza un ensayo de consolidación es habitual llevar a cabo una serie de cargas y descargas. Su representación se realiza llevando en ordenadas las deformaciones verticales unitarias ( ε %) o las relaciones de vacios sucesivos y en las abscisas las tensiones efectivas verticales para cada incremento o cambio de carga. Como lo que se está midiendo es la compresión vertical ∆H de una muestra de suelo de espesor inicial Ho, para determinar la relación de vacíos luego de cada cambio de carga se usan las relaciones dadas en la siguiente forma:

∆∆∆∆H/Ho = ( eo – e ) / (1 + eo )

Por lo tanto

∆∆∆∆H/Ho (1 + eo ) * eo = e

Donde e es la relación de vacíos inicial. 3.14.2 Estimación de los tiempos de consolidación En suelos de baja permeabilidad y saturados el incremento en el esfuerzo efectivo y la deformación asociada luego de la aplicación de la

98

carga no se produce instantáneamente , sino que puede demorar un tiempo. Esto se puede estudiar con el ensayo de consolidación. La velocidad de asentamiento de un suelo depende de coeficiente de consolidación Cv, definido por la siguiente expresión:

Cv= Kv. Em/γγγγw En donde: Kv es la permeabilidad del suelo vertical. Em es el módulo edométrico del suelo γw es el peso específico del agua El módulo edométrico se define a partir de la siguiente expresión:

Em= ∆∆∆∆σσσσ′′′′v / ∆∆∆∆εεεεv

Siendo un módulo de deformación y coincide con la inversa de la pendiente de la curva de compresión vírgen, es decir que al aumentar el nivel de esfuerzos la pendiente disminuye y Em aumenta, aumentando así la rigidez del suelo; el módulo de compresibilidad volumétrica mv es el inverso del módulo edométrico:

mv = ∆∆∆∆εεεεv / ∆∆∆∆σσσσ′′′′v

El módulo edométrico Em varía durante todo el proceso de consolidación al aumentar el esfuerzo efectivo vertical, y al contrario de él Kv disminuye al hacerse el suelo más impermeable al estar más comprimido. Luego de la aplicación inicial de la carga la presión sobre el agua es máxima y por lo tanto el flujo de agua es rápido y la velocidad de consolidación por lo tanto es rápida. A medida que aumenta el tiempo, la presión de agua disminuye, el flujo se hace lento y la velocidad de la consolidación también. En la curva tiempo – asentamiento se puede observar la disminución con el tiempo del asentamiento. En el ensayo de consolidación cada vez que se efectúa un incremento de carga se puede medir el tiempo dibujar la curva asentamiento – tiempo, utilizando una escala logarítmica de acuerdo al método de Casagrande.

99

Esta curva se denomina “Curva de consolidación” y de ella se obtiene el coeficiente de consolidación para el intervalo de carga dado. Grado de consolidación U: es la relación entre el asentamiento producido por un incremento de carga dado hasta el instante en que se mide sobare el asentamiento total que se producirá cuando se disipen completamente los excesos de presión de poros:

U = St / S∞∞∞∞

Se llama factor de tiempo , Tv a la relación:

Tv = Cv . t / H2 Siendo: t tiempo transcurrido desde la aplicación de la nueva carga. H: es el camino drenante o recorrido más largo que debe hacer una gota de agua para alcanzar una frontera permeable ( H/2 en el consolidómetro). Terzagui y Frohlich mostraron que el factor de tiempo y el grado de consolidación están relacionados entre sí, tal como se muestra en la tabla 3.1.

Tabla 3.1 Factor de tiempo y grado de consolidación Terzaghui y Frohlich

U (%) Tv U (%) Tv

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45

0 0.0017 0.0077 0.0177 0.0314 0.0491 0.0707 0.0962 0.126 0.159

50 55 60 65 70 75 80 85 90 95

0.196 0.238 0.286 0.342 0.403 0.477 0.567 0.684 0.848 1.129

100

3.15 Ejemplos de aplicación 3.15.1 Determinación del grado de consolidación En un depósito de arcilla normalmente consolidado el nivel freático se sitúa en la superficie. Debido a procesos erosivos la cota del terreno desciende 3 m. Si se supone que todo el tiempo el nivel del agua coincide con la superficie del terreno, determinar el grado de sobreconsolidación causado por la erosión. Datos: γγγγsat = 21 Kn / m3

, y para el agua γγγγsgus= 9.81 Kn/m3 Solución: como el nivel freático se sitúa siempre en la superficie, los esfuerzos totales, presiones de poros y esfuerzos efectivos vendrán dados por:

σσσσV = γγγγsat .z

u = γγγγagua..z

σσσσ‘V = ( γγγγsat - γγγγagua). .z

Siendo z la profundidad medida desde la superficie del terreno. En la tabla 3.2 se muestran los esfuerzos efectivos verticales resultantes antes y después de la erosión para una serie de profundidades genéricas, así como la RSC correspondiente. Se puede hacer una gráfica de la RSC versus la profundidad luego de la erosión.

101

Tabla 3.2. determinación del grado de consolidación

Prof. Inicial (m)

Prof. Final (m)

σσσσ‘Vinicial

(Kpa) σσσσ‘Vfinal

(Kpa) RSC

4 5 6 7 8 12 16 20 24 28 32

1 2 3 4 5 9 13 17 21 25 29

44.76 55.95 67.14 78.33 89.52 134.28 179.04 223.8 268.56 313.52 358.08

11.19 22.38 33.57 44.76 55.95 100.71 145.47 190.23 234.99 279.75 324.51

4.00 2.50 2.00 1.75 1.60 1.33 1.23 1.18 1.14 1.12 1.10

3.15.2 Ejemplo de cálculo de asentamientos Se desea construir un relleno muy extenso ( infinito) sobre un terreno consistente en 10 m de arcilla normalmente consolidada, bajo la que se sitúa un sustrato rocoso indeformable. EL nivel freático se encuentra en la superficie. Se extrae una muestra de arcilla de un punto intermedio del estrato, a 5 m de profundidad, y se determina en el laboratorio su peso específico saturado, γγγγsat = 20 KN/m3, su relación de vacíos inicial eo= 0.8 , y su índice de compresión Cc= 0.15. Determinar el asentamiento que sufrirá la capa de arcilla si el relleno a construir supone un incremento del esfuerzo vertical ∆∆∆∆σσσσ′′′′v = 80 Kpa. Solución: la hipótesis de carga permite asumir que se presentan condiciones unidimensionales y que el incremento del esfuerzo vertical en la superficie se transforma totalmente en toda la profundidad. En la figura 3.12 se presenta un esquema del problema y del incremento de presiones, suponiendo que el peso específico del agua es 10 Kn/m3. Considerando que el incremento de tensión efectiva es constante en todo el espesor de la capa de arcilla, se puede tomar el punto medio del estrato como representativo del conjunto:

• Relación de vacíos final:

102

e0 – e1 ====Cclog10 σσσσ1/ σσσσ0 = Cclog10 (σσσσ0 + ∆∆∆∆σσσσ)/ σσσσ, entonces

0.8 – e = 0.15. log ( 50+80)/50 =

e = 0.74

• Deformación vertical unitaria:

§εv = ∆H/Ho = ( e0 – e1) / ( 1+ e0) = ( 0.8 – 0.74 )/ ( 1 +0.8 ) = 0.033

• Asentamiento total para un espesor de arcilla de Ho = 1000cm

0.033 = ∆H/1000 = ∆H= 33 cm.

Figura 3.12. ejemplo para cálculo de asentamientos 3.16 Problemas aplicados

1. En una prueba de consolidación sobre una muestra de arcilla con espesor de 2.5 cm se alcanzó el 50% de consolidación en 8 minutos. La muestra se dreno por ambas caras. El manto de arcilla muestreado tiene un espesor de 7.90 m y está cubierto por un manto de arena por el que se filtra el agua y sobreyace un manto impermeable de lutita laminar dura intacta. Calcule el tiempo que tardará la capa de arcilla en alcanzar el 50% de consolidación.

R/ 5.9 años

103

2. Se ha estimado que el coeficiente de consolidación de una arcilla NC es de 0.56 * 10-5 m2/min tomando como base una prueba de consolidación. La humedad natural es de 40%, el peso específico relativo de sólidos es de 2.8 g/cm3, y el índice de compresión Cc es de 0.36. Si el depósito de arcilla tiene un espesor de 6.10 m y el agua puede salir por la superficie superior y la inferior ( 2H = 6.10 m) dibuje una curva asentamiento – tiempo en forma aproximada en escala logarítmica. El esfuerzo efectivo debido al pesopropio en el centro del estrato de arcilla es de 19.53 ton/m2 y el incremento de esfuerzo que producirá el asentamiento esperado es de 2.82 ton/m2.

3. El tiempo que tardó en adquirir una consolidación de 60% una

muestra de 1.27 cm es de 32.5 seg, cuando se probó en el laboratorio con drenaje doble. Calcule el tiempo que tardaría el estrato correspondiente en la naturaleza para llegar al mismo grado de consolidación si tiene un espesor de 4.6 m y se drena por una sola cara.

R/ 195 días

BIBLIOBRAFÍA RECOMENDADA

K. Terzagui ( 1943). Theoretical Soil Mechanics, New Cork. Wiley. J.H. Schmertmann ( 1955). “The indisturbed consolidation Behavior of Clay”. ASCE. Jiménez Salas, J.A: y Justo Aplanes, J.L. ( 1975). Geotecnia y cimientos. I. Ed. Rueda Madrid. Casagrande, A. ( 1932). The structure of clay ad its importante in foundation engineering. Jopurnal of Boston Society of Civil Engineers. Gonzáles de Vallejo ( 2002). Ingeniería Geológica. Prentice Hall. Madrid Thornburn T.H., Hanson Walter E., Peck Ralph B., Ingeniería de cimentaciones. Editorial Limusa. México, 1991.

104

SESION 4 PROPIEDADES ESFUERZO

DEFORMACIÓN DE LOS SUELOS

IINNTTRROODDUUCCCCIIOONN

La teoría básica de la consolidación ilustrada en la sesión anterior presenta los principios básicos de las propiedades esfuerzo – deformación de un suelo, sin embargo, los resultados son solamente aplicables a condiciones de frontera en las cuales no exista deformación lateral y el flujo de agua es vertical. En realidad en los problemas prácticos de ingeniería esta suposición se presenta en unos muy pocos casos. En la mayoría de los casos ocurren deformaciones verticales y laterales, al igual que flujo de agua en varias direcciones. Se requiere por lo tanto evaluar no solamente las relaciones esfuerzo – deformación sino también las condiciones bajo las cuales el material puede fallas asociadas con la resistencia del suelo. La relaciones esfuerzo – deformación en los materiales geológicos son demasiado complejas para representarlas por constantes únicas como el módulo de elasticidad y la relación de Poisson , tal como vienen definidas en otros materiales como el acero. Los materiales no presentan un comportamiento esfuerzo – deformación en el rango elástico solamente, sino en el rango elasto – plástico y aún comportamiento viscosos . En los suelos obras presiones laterales debidas a la sobrecarga y a otras cargas soportadas por el suelo, es importante considerar esta dependencia. En algunos casos el comportamiento esfuerzo – deformación depende del tiempo. Aunque en los problemas práctica no se pueden considerar todas las complejidades del comportamiento, bajo ciertas condiciones e hipótesis bien definidas es posible elaborar procedimientos prácticos para predecir con algún grado de exactitud este comportamiento.

105

OOBBJJEETTIIVVOOSS El objetivo básico del módulo es conocer los fundamentos teóricos en los que se basa la evaluación de esfuerzos a que está sometido un suelo o un elemento de suelo, para evaluar su resistencia en términos de esfuerzos totales, efectivos y predecir el mismo a partir de los postulados básicos de la mecánica de suelos, analizando la teoría de Mohr Coulomb y los postulados básicos de la teoría de esfuerzos de Terzaghi, así como conocer los ensayos de laboratorio existentes utilizados para evaluar la resistencia de los materiales para ser aplicados a diferentes obras de ingeniería y problemas prácticos.

106

AACCTTIIVVIIDDAADDEESS PPRREELLIIMMIINNAARREESS

Como se explico en los parágrafos anteriores es necesario conocer no solamente el comportamiento de los suelos en deformación unidimensional, sino también su respuesta en resistencia ante solicitaciones que generan deformaciones verticales, laterales y condiciones de flujo bidimensional. Debido a la complejidad en el tratamiento matemático de estos aspectos, la teoría de la resistencia de los materiales, se ha tratado de utilizar generalizando algunos de sus principios para ser utilizados en los postulados matemáticos aplicados a los suelos, y luego generalizando algunos procedimientos en laboratorio que tratan de simular las complejas condiciones de esfuerzos que se presentan en el campo ante solicitaciones de diversos tipos. Teniendo en cuenta estos conceptos básicos, desarrolle alguna de las siguientes actividades:

9. Investigue que es la teoría de Mohr Coulomb y sus aplicaciones iniciales.

2. Evalúe las limitaciones prácticas del uso directo de valores de resistencia de los materiales en diversas aplicaciones en ingeniería.

Finalmente el estudiante deberá efectuar una autoevaluación que le permita saber si entiende los conceptos básicos de la teoría de consolidación.

107

PROPIEDADES ESFUERZO-DEFORMACIÓN DE LOS SUELOS 4.1 El postulado de los esfuerzos efectivos El estudio del comportamiento del suelo desde el punto de vista ¨microscópico¨, teniendo en cuenta su estructura, sus cadenas de transmisión de carga, etc., es bastante complejo. Dicha complejidad se acentúa sin duda en el caso de suelos finos como las arcilla, en los que el pequeño tamaño de las partículas hace que las fuerzas de gravedad pierdan relevancia frente a las fisicoquímicas. Por ello, ese tipo de enfoque ¨microscópico¨ se encuentra limitado a tareas de investigación. Dadas las dificultades anteriores, la mecánica del suelo clásica ha tenido desde el principio al estudio del comportamiento del suelo desde un punto de vista ¨macroscópico¨, como si de un medio continuo se tratara. Esta simplificación, requiere tener en cuenta las distintas fases del suelo con el fin de analizar la interacción entre ellas y establecer un marco teórico de partida el cual fue postulado por Terzaghi para los suelos saturados. Enseguida se transcribe la traducción de las dos partes fundamentales de su enunciado: ¨ Los esfuerzos en cualquier punto de un plano que atraviesa una masa de suelo pueden ser calculadas a través de los esfuerzos principales totales σσσσ1, σσσσ2, σσσσ3 que actúan en ese punto. Si los poros del suelo se encuentran rellenos de agua bajo presión u, las tensiones principales totales se componen de dos partes. Una parte, u, llamada presión neutra o presión intersticial, actúa sobre el agua y sobre las partículas sólidas en todas direcciones y con igual intensidad. Las diferencias σσσσ’1 ==== σσσσ1 - u, σσσσ2´==== σσσσ2 - u, σσσσ’3 ==== σσσσ3 - u, representan un exceso de presión sobre la presión neutra u, y actúan exclusivamente en la fase sólida del suelo. Estas fracciones de los esfuerzos principales totales se denominan esfuerzos efectivos. Cualquier efecto medible debido a un cambio de esfuerzos, tal como la comprensión, la distorsión o la modificación de la resistencia al corte de un suelo, es debido exclusivamente a cambios en los esfuerzos efectivos¨. Si en un suelo saturado no se produce cambio de volumen ni distorsión, es porque sus esfuerzos efectivos no han variado. Así, se podrían

108

modificar las tensiones totales e intersticiales del suelo en la misma magnitud, y el esqueleto sólido del suelo no percibiría cambio alguno:

σσσσ′′′′inicial = σσσσinicial – u inicial si ∆σ = ∆u = K ( siendo K una constante)

σσσσ′′′′final = σσσσinicial + ∆∆∆∆σσσσ - ( u inicial + ∆∆∆∆u )

= σσσσinicial + K - u inicial – K = σσσσinicial – u inicial = σσσσ′′′′inicial

4.2 Los esfuerzos tangenciales y el postulado de Terzaghi El postulado solo se refiere a los esfuerzos normales principales, y por extensión a los esfuerzos normales sobre cualquier otra orientación de ejes. Es importante aclarar entonces que ocurre con los esfuerzos tangenciales. En la figura 4.1 se puede observar el estado de los esfuerzos de un elemento de suelo saturado (se supone deformación plana, con solo dos direcciones principales para mayor claridad). Sus esfuerzos totales σ1 y σ3 serán el resultado de los esfuerzos producidos durante su historia geológica más los añadidos por la carga del edificio construido en superficie. Conocidas dichas tensiones, se puede representar el círculo de Mohr correspondiente (en rojo en la figura), que definirá completamente el estado de esfuerzos totales en el elemento de suelo. El esfuerzo tangencial máximo vendrá dado por el radio del círculo, tal como se observa en la figura 4.2:

ττττmax ==== σσσσ1 - σσσσ3 2

La presión de poros o intersticial u que se encuentra en el postulado es la que marcaría un piezómetro situado a la profundidad del elemento. En la figura 4.1 las condiciones del agua vienen definidas por un nivel freático, y por tanto se trata de condiciones hidrostáticas: en consecuencia, la altura de la columna de agua en el interior del piezómetro (u/γw) alcanzará la superficie del nivel freático. Aplicando el postulado de Terzagui, los esfuerzos efectivos principales resultan:

σσσσ′′′′1 = σσσσ1 – u ; σσσσ′′′′3 = σσσσ3 – u

109

Figura 4.1 Representación del estado de esfuerzos en un punto

Con esto valores se puede trazar un nuevo círculo de Mohr ( en verde en la figura 4.2). Como puede apreciarse, es idéntico al de esfuezos totales, pero se encuentra desplazado en el eje de abscisas en la magnitud u de la presión intersticial. En definitiva, los esfuerzos tangenciales son los mismos en los esfuerzos totales y efectivos. El resultado anterior se puede demostrar también en forma analítica así:

ττττmax = σσσσ′′′′1 = ( σσσσ′′′′1 – σσσσ′′′′3 ) /2 =

=( ( σσσσ1 – u ) - ( σσσσ3 – u )) /2 = ( σσσσ1 – u -σσσσ3 + u ) /2

= ( σσσσ1 – σσσσ3 ) /2 = ττττmax El agua no puede soportar esfuerzos de corte, de manera que los que existan en el suelo saturado han de ser absorbidas completamente por el esqueleto sólido del mismo.

110

Figura 4.2 . Representación de los esfuerzos actuantes en el círculo de Mohr

4.3 Comportamiento de los suelos bajo estados de esfuerzos

complejos.

La prueba de consolidación unidimensional y la teoría de la consolidación de Terzaghi, involucra principios importantes. Sin embargo, los resultados específicos son aplicables solamente en aquellas condiciones en las cuales las deformaciones laterales de los suelos son despreciables y, si se va a predecir la rapidez del asentamiento, a casos en que la dirección del flujo de agua es vertical. Solamente a una cantidad limitada de los problemas que se presentan en la realidad se pueden aplicar estas hipótesis. En la mayor parte de los casos ocurren deformaciones tanto verticales como laterales y tiene lugar flujo de agua tanto vertical como lateral. Además, se requiere investigar el grado en una estructura grava la resistencia del material de cimentación. Por lo tanto, debe valuar no solamente las relaciones entre esfuerzo y deformación, sino también las condiciones bajo las que el suelo puede fallar.

Las relaciones esfuerzo-deformación en los suelos y en las rocas son usualmente demasiado complejas para representarlas por constantes como el módulo de elasticidad y la relación de Poisson, que son suficientes para definir el comportamiento del acero dentro de la amplitud de variación de los esfuerzos de trabajo. Las curvas esfuerzo-deformación, comúnmente no presentan un comportamiento lineal, y ni siquiera son independientes de la historia de los esfuerzos.

111

La configuración de las curvas y las resistencias máximas de los materiales dependen de la presión lateral y ya que en los suelos reales obran presiones laterales debidas a las sobrecarga y a otras cargas soportadas por el suelo, se hace necesario considerar esta dependencia. En algunos casos, las características esfuerzo-deformación de los suelos también depende del tiempo, a veces por el fenómeno de la consolidación, y otras, por tendencia al creep, deformación bajo esfuerzos constantes, etc.

Se trata entonces de establecer el comportamiento del suelo bajo ciertas condiciones definidas para establecer y elaborar procedimientos prácticos para predecir la respuesta de los materiales ante diferentes solicitaciones.

4.3.1 Conceptos de carga sin drenaje y con drenaje

De la visualización del comportamiento de los depósitos naturales y la acción del hombre y la misma naturaleza sobre ellos , derivan dos conceptos fundamentales: las condiciones de carga ¨sin drenaje¨( a veces llamada carga ¨a corto plazo¨), y las condiciones de carga ¨con drenaje¨(también denominada a ¨largo plazo¨).

Retomando los conceptos vistos en el aparte de la teoría de la consolidación, si unl estrato de suelo saturado esta compuesto por un terreno de baja permeabilidad, el flujo transitorio inducido por la presión intersticial podrá dilatarse mucho en el tiempo. Así cuanto menos permeable sea el suelo, mas lento será el flujo y mas tiempo tardaran en disiparse los excesos de presión de poros para alcanzar el equilibrio final definido por las condiciones de contorno hidrogeológicas.

De hecho, en los suelos poco permeables como las arcillas, es razonable suponer que, inmediatamente después de la aplicación de una carga instantánea, apenas se produce una circulación apreciable de agua hasta cuando se disipe el exceso presión intersticial producido por aquella. Estas condiciones se suelen denominar de ¨carga sin drenaje¨, ya que el agua con sobrepresión no ha tenido tiempo para salir de la zona con influencia ( no ha drenado). Como concepto complementario, si se recuerda que en un suelo saturado todo cambio de volumen esta necesariamente asociado a una variación del volumen de sus huecos a través de la

112

absorción o expulsión de agua, resulta inmediato comprender que en condiciones de carga sin drenaje el volumen del suelo no varia. El concepto de carga sin drenaje es un término relativo, ya que la mayor o menor facilidad para que se produzca el flujo (drenaje) tras la carga y la consecuente disipación de excesos de presión de poros dependerá de una serie de factores tales como:

• La permeabilidad del terreno. • La velocidad de aplicación de la carga. • La proximidad de zonas o capas de drenaje. En la figura 4.3 se puede observar las condiciones de drenaje natural durante la aplicación de una carga en función de la permeabilidad del terreno.

Figura 4.3 condiciones de drenaje durante la aplicación de una carga en función de la permeabilidad del terreno, la estratigrafía y la velocidad de construcción

113

Por ejemplo cuando se construye a ritmo normal un relleno sobre un estrato de arcillas saturadas de baja permeabilidad, se puede asumir condiciones de carga sin drenaje para el estudio de su estabilidad (hipótesis que suele ser la más desfavorable). Evidentemente no puede decirse que la carga sea instantánea¨, ya que el proceso de construcción de un relleno supone el extendido y compactación de un buen número de capas de tierra, lo que lleva bastante tiempo. Sin embargo, si el terreno es muy poco permeable, el proceso normal de construcción puede resultar lo suficientemente rápido como para que no se produzca un drenaje significativo de la zona de influencia del relleno, y por lo tanto sea razonable asumir condiciones sin drenaje. En otras palabras, la baja permeabilidad del suelo da lugar a que una velocidad de construcción normal pueda considerarse como ¨rápida¨ o ¨inmediata¨ en términos geotécnicos, aunque no lo sea en términos reales de tiempo. En contraste con el ejemplo anterior, si en el mismo suelo se levantara el mismo relleno tan lentamente como para dar tiempo a que se fueran disipando progresiva y completamente los excesos de presión de poros generados en cada momento, a pesar de la impermeabilidad del suelo el proceso de carga sería lo suficientemente lento como para poder considerar condiciones drenadas (mas favorables para la estabilidad). En realidad se trataría de un proceso en el que se aplicarían pequeños incrementos ¨instantáneos¨ de carga, dejando tiempo para la disipación (consolidación) entre ellos. De esta manera se limitarían las sobrepresiones intersticiales en la zona de influencia bajo el relleno, que como máximo serían las correspondientes a cada pequeño incremento de carga en lugar de las producidas por toda la altura del relleno. Siguiendo con el mismo ejemplo, si se construyera el relleno sobre un suelo muy permeable, por ejemplo una arena medio gruesa, la disipación de la sobrepresión de poros y la producción de flujo hasta alcanzar el equilibrio ocurrirían muy rápidamente, de forma casi simultanea con la aplicación de la carga. A efectos prácticos se podría considerar, por ,lo tanto, que los incrementos de presión total aplicados se transforman inmediatamente en incrementos de presión efectiva. En estas circunstancias, a pesar de que la carga se aplique ¨rápidamente¨, las condiciones serían ¨drenadas o con drenaje, ya que el agua con sobrepresión de la zona de influencia podría ¨salir¨(drenar) de forma casi inmediata.

114

Finalmente, la existencia de capas drenantes próximas a la zona con exceso de presión de poros aceleraría considerablemente el proceso de disipación, ya que en definitiva facilitaría el flujo de agua. Este podría ser el caso de un suelo estratificado en el que alternen capas arcillosas de baja permeabilidad junto con capas granulares de permeabilidad elevada. En esta situación las condiciones de carga podrían suponerse incluso drenadas, dependiendo de la proximidad de los horizontes permeables y de la velocidad de construcción. La realidad en un instante cualquiera será siempre intermedia entre las condiciones sin drenaje y con drenaje, que representan los puntos extremos del proceso transitorio de disipación de sobrepresiones intersticiales tras la carga. El suelo muestra resistencias al corte diferentes en función de las condiciones de drenaje. Está apreciación resulta inmediata a partir de la segunda parte del postulado de Terzaghi, que establece que ¨cualquier efecto medible debido a un cambio de esfuerzos, tal como la compresión, la distorsión o la modificación de la resistencia al corte de un suelo, es debido exclusivamente a cambios en los esfuerzos efectivos¨. Así, aunque los esfuerzos efectivos varían a lo largo del proceso transitorio de disipación, también variará la resistencia al corte del terreno. En consecuencia, en la práctica resultará importante poder discernir cuales son las condiciones aplicables a cada problema particular. 4.3.2 Esfuerzos inducidos en suelos saturados por procesos de

carga sin drenaje

A partir del postulado de Terzaghi resulta evidente el interés en conocer cómo se reparten ∆σ’ y ∆υ durante todo el proceso transitorio desde la aplicación de una carga, ya que en función de su evolución el suelo sufrirá efectos perceptibles (deformación, cambios de resistencia, etc). En el caso de suelos de baja permeabilidad, un instante de particular interés es el ¨inmediatamente¨ posterior a la aplicación del incremento de esfuerzo total, que puede asimilarse a condiciones sin drenaje.

La reproducción en laboratorio de estas condiciones es bastante sencilla, ya que basta con emplear ensayos en los que se impida que el agua entre o salga de la probeta del suelo. Alternativamente, también se puede acudir a realizar ensayos ¨rápidos¨, de manera que la velocidad de aplicación de la carga permita asegurar la práctica ausencia de drenaje. La dificultad principal está en que el reparto de los esfuerzos no es único, sino que depende de la forma de la solicitación.

115

En la figura 4.4 se presentan los sistemas de carga más habituales, y sus condiciones de contorno (en esfuerzos y deformaciones), en condiciones drenadas. En la tabla 4.1 se resumen los repartos iniciales del esfuerzo cuando se impide el drenaje.

Tabla 4.1 Reparto de esfuerzos en ausencia de drenaje para los sistemas de carga más habituales Tipo de carga Relación de tensiones Observaciones

complementarias Comprensión isótropa ∆∆∆∆u = ∆∆∆∆σσσσ; ∆∆∆∆σσσσ′′′′ = 0 En general ∆∆∆∆u= B. ∆∆∆∆σσσσ para

suelo saturado B= 1 Comprensión unidimensional ∆∆∆∆u = ∆∆∆∆σσσσ1; ∆∆∆∆σσσσ′′′′1 = 0 Comprensión uniaxial ∆∆∆∆u = A . ∆∆∆∆σσσσ1 A › 0.5 en suelos blandos

A< 0.5 en suelos rígidos Comprensión triaxial ∆∆∆∆u =∆∆∆∆σσσσ3+A.(∆∆∆∆σσσσ1 - ∆∆∆∆σσσσ3) En general ∆∆∆∆u= B. ∆∆∆∆σσσσ3

+A.(∆∆∆∆σσσσ1 - ∆∆∆∆σσσσ3) para suelo saturado B = 1

Al considerar el caso más sencillo de carga isótropa, en la que se somete al suelo a un incremento de esfuerzos totales iguales según tres direcciones principales. Si el suelo se encuentra saturado (B=1), en ausencia de drenaje todo el incremento de esfuerzo total se transmite al líquido intersticial, y por lo tanto los esfuerzos efectivos no varían:

∆∆∆∆σσσσ1 = ∆∆∆∆σσσσ2 = ∆∆∆∆σσσσ3 = ∆∆∆∆σσσσ = ∆∆∆∆u

∆∆∆∆σσσσ′′′′1 = ∆∆∆∆σσσσ - ∆∆∆∆u ∆∆∆∆σσσσ′′′′1 = 0 ∆∆∆∆σσσσ′′′′2 = ∆∆∆∆σσσσ - ∆∆∆∆u ∆∆∆∆σσσσ′′′′2 = 0 ∆∆∆∆σσσσ′′′′3 = ∆∆∆∆σσσσ - ∆∆∆∆u ∆∆∆∆σσσσ′′′′3 = 0

Por lo tanto, a pesar de la aplicación de las cargas, de acuerdo con el postulado de Terzaghi el suelo no percibirá cambio alguno, no se distorsionara y no modificara su resistencia al corte. Si a continuación se permitiera el drenaje (abriendo una válvula de aparato de ensayo), comenzaría el proceso de disipación de la sobrepresión intersticial ( presión de poros), es decir la consolidación, hasta alcanzar finalmente el equilibrio :

116

∆∆∆∆σσσσ′′′′1 = ∆∆∆∆σσσσ ∆∆∆∆σσσσ′′′′1 = ∆∆∆∆σσσσ ∆∆∆∆σσσσ′′′′1 = ∆∆∆∆σσσσ

∆∆∆∆u = 0

El mismo efecto se registra en el ensayo de comprensión de comprensión unidimensional o ¨edométrico¨ o ensayo de consolidación, caracterizado por impedir físicamente la deformación lateral de la probeta de suelo mientras se aplican esfuerzos verticales. Si no se permite el drenaje todo el incremento de esfuerzo vertical total (∆σ1) se transmite al agua intersticial, de manera que los esfuerzos efectivos no varían. De nuevo, si posteriormente se permite el drenaje, tendrá lugar el proceso de disipación y, al alcanzar el equilibrio, se tendrá:

∆∆∆∆u = 0

∆∆∆∆σσσσ′′′′1 = ∆∆∆∆σσσσ1

117

Figura 4.4 sistemas de carga más habituales en el laboratorio (suelo isótropo) ( Vallejo Gonzáles, 2002)

4.4 Esfuerzos Principales 4.4.1 Esfuerzos sobre un plano El estado de esfuerzos o tensiones en un punto queda definido por las fuerzas por unidad de área referidas a dos planos perpendiculares x, y, a través del punto. Si se asume un material continuo y homogéneo sometido a un campo de fuerzas uniforme y se considera un cuadrado de área infinitesimal en reposo (figura 4.5), los esfuerzos resultantes sobre las caras del cuadrado, es decir, las fuerzas por unidad de área ejercidas por el material circundante sobre las caras del cuadrado, deben estar en equilibrio.

118

Figura 4.5 componente del estado de esfuerzos en dos

dimensiones

En cada cara actúa unas componente normal y otra tangencial. SI se refiere el cuadrado a un sistema de ejes x, y , las componentes del esfuerzo sobre el plano x ( perpendicular al eje x) son σx, τx, y sobre el plano y ( perpendicular al eje x) son σy, τxy.

Para el equilibrio resultante de las fuerzas actuando en las direcciones x e y debe ser igual a cero. Además el equilibrio rotacional requeire que los momentos sean igual a cero:

ττττxy = ττττyx

Es decir , el estado de esfuerzos en dos dimensiones viene determinado por tres componentes: σx, σy, τxy. El estado de esfuerzos no depende de la orientación del sistema de ejes elegido, pero sus componentes sí. Una vez conocido el estado de esfuerzos en un punto mediante sus componentes : σx, σy, σxy se pueden calcular los esfuerzos sobre cualquier plano de orientación conocido que pase por el punto. Si el estado de esfuerzos del plano se determina con referencia aun sistema de ejes elegido arbitrariamente, los valores de las compoentes normal y tangencial dependerán de los ejes elegidos. La orientación de cualquier plano P dentro del cuadrado se puede especificar mediante los cosenos de los ángulos que forma la normal al plano con los ejes x e y; estos son los cosenos directores de la línea de longitud unitaria normal a P, l = cos α y m = cos β ( figura 4.6). Es

119

decir, los cosenos directores de cualquier línea que pase por el origen del sistema de ejes considerado son las coordenadas de un punto situado sobre la línea a una distancia unitaria del origen.

Figura 4.6 cosenos directores 4.4.2 Esfuerzos Principales En cualquier punto sometido a esfuerzos, se pueden encontrar tres planos ortogonales entre sí en los que los esfuerzos tangenciales son nulos; estos planos se denominan planos principales de esfuerzo, y los esfuerzos normales que actúan sobre ellos son los esfuerzos principales (figura 4.7). El mayor de los tres esfuerzos es σ1 , el intermedio es σ2, y el menor es σ3 ; σ1⟩ σ2, ⟩ σ3. Suponiendo que solamente existen esfuerzos debidos a las fuerzas de gravedad sobre un punto, el plano horizontal y todos los planos verticales que pasan por ese punto son planos principales de esfuerzo. Si σ1 = σ2,= σ3 el estado de esfuerzos se denomina isótropo o hidrostático, como el que presentan los fluidos. Todas las paredes de excavaciones superficiales y subterráneas que se autosoportan son planos principales de esfuerzos, sobre los que no actúan esfuerzos tangenciales. Por el contrario a lo que ocurre con los esfuerzos tangenciales, no existe ninguna orientación en el espacio para la que los esferazos normales sean nulos; es decir, la suma de los esfuerzos principales siempre tien el mismo valor: σ1 + σ2, + σ3 = constante.

120

Figura 4.7 Componentes de esfuerzos referidos a un sistema de ejes x,y y z y componentes de los esfuerzos principales

4.4.3 Círculo de MOHR La gráfica que representa el estado de esfuerzos en un punto recibe el nombre de Círculo de Mohr (figura 4.8). Las intersecciones del círculo con el eje σn son los esfuerzos principales : σ1 y σ3 . El radio del círculo representa el máximo valor del esfuerzo tangencial τ. Cualquier punto del círculo representa el estado de esfuerzos sobre un plano cuya normal forma un ángulo θ con la dirección del esfuerzo principal mayor σ1 . A partir del dibujo, dados los esfuerzos σ1 y σ3 se pueden calcular gráficamente los valores de σn y τ para cualquier plano; del mismo modo de σn y τ puede obtenerse la magnitud y dirección de los esfuerzos principales, tal como se observa en la figura 4.8. El agua ejerce un esfuerzo hidrostático, u, de igual magnitud en todas las direcciones. Si el agua está presente en los materiales, este esfuerzo contrarresta la componente normal del esfuerzo pero no tiene efecto sobre la componente tangencial. Así, el esfuerzo efectivo actuando perpendicularmente a un plano será el esfuerzo total menos el esfuerzo u:

σσσσ′′′′n = σσσσntotal - σσσσagua = σσσσn - u En el diagrama del círculo de Mohr se ve reflejado este e3fecto en un desplazamiento hacia la izquierda de los círculos de esferazo, en una longitud igual al valor del esfuerzo o presión de poros u.

121

Figura 4.8 Círculo de Mohr En la figura 4.9 se pueden observar los círculos de Mohr para diferentes condiciones de esfuerzos.

122

Figura 4.9 Círculos de Mohr para distintos estados de esfuerzos

4.5 Criterio de falla rotura.

Al modificar el estado de esfuerzos del suelo se producen deformaciones que pueden originar una rotura o falla. Aunque los suelos con cohesión rompen a veces por tracción, como puede ser el caso de las grietas verticales que a veces se observan en la coronación de un talud deslizado, la forma de rotura más habitual en los suelos es por esfuerzo cortante.( esfuerzo tangencial).

La resistencia al corte del suelo no puede determinarse como un parámetro único y constante, ya que depende de su origen y composición, estructura, enlace, nivel de deformación, etc., así como, muy especialmente, de su estado de esfuerzos o estado tensional y de la presión de fluido que rellena sus poros (agua o agua y aire).

El criterio de rotura en suelos más difundido deriva del presupuesto por Coulomb, que relaciona esfuerzos efectivos normales y esfuerzos tangenciales actuando en cualquier plano del suelo. Este criterio establece que, para un suelo saturado, la resistencia al corte viene dada por la expresión:

ττττ = c′′′′ + (σσσσn – u ) tan φφφφ’

τ= resistencia al corte del terreno a favor de un determinado plano. σn= tensión total normal actuando sobre el mismo plano. υ= presión intersticial. C’= cohesión efectiva. φ’= ángulo de rozamiento interno efectivo.

La ecuación anterior representa una recta en el espacio (σ’, τ) que a menudo se denomina línea de resistencia intrínseca o envolvente de rotura del suelo (figura 4.10). Esta línea proporciona, para cada valor del esfuerzo efectivo normal a un plano que atraviesa un elemento del suelo, el máximo esfuerzo tangencial movilizable a favor de dicho plano.

123

Figura 4.10 Criterio de falla en un suelo ( Gonzáles – Vallejo, 2002)

De la figura 4.10 se pueden deducir lo siguiente: • La cohesión efectiva es la ordenada en el origen de la

envolvente de rotura. Representa por lo tanto la máxima resistencia tangencial movible en un plano cualquiera donde el esfuerzo efectivo normal en dicho plano es nula.

• El máximo esfuerzo tangencial movilizable en un plano es mayor a medida que aumente el esfuerzo efectivo normal que actúa sobre dicho plano. Es decir, el suelo es más resistente cuanto mayor es su nivel de esfuerzos efectivos.

• La línea de resistencia definida actúa como una ¨envolvente o superficie de estado¨, separando estados posibles de imposibles. En la siguiente forma:

a. El punto (1) señalado en la figura 4.10 representa un estado de

rotura. b. El punto (2) representa una combinación (σ’, τ) que cuenta con un

cierto factor de seguridad ya que, para un determinado esfuerzo efectivo normal, el esfuerzo tangenical es inferior al máximo movilizable.

c. El punto (3) representa un estado imposible en cuanto se sitúa por encima de la envolvente de la rotura, lo que significa que se ha sobrepasado la combinación máxima (σ’, τ) del criterio de rotura, y por lo tanto no es compatible con la resistencia definida del suelo.

Si se recuerdan los conceptos básicos del tensor de tensiones y el círculo de Mohr, se pueden relacionar fácilmente las condiciones de rotura en

124

un plano dado por los esfuerzos actuantes a favor de otros planos. En la figura 4.11 se han representado tres círculos de Mohr en el espacio (σ’, τ), que en principio representarían tres estados tensionales de un elemento de del suelo.

Figura 4.11 Envolvente de falla y círculo de Mohr, estados posibles a y b , estados imposibles c

Si los parámetros de resistencia al corte del suelo (c’, φ’) dan lugar a la línea de resistencia intrínseca dibujada, se observa que: • El estado tensional representado por el círculo (A) cuenta con

un margen de seguridad, ya que no llega a alcanzar a la envolvente de rotura del suelo. Es por tanto un estado posible y seguro (el suelo no ha roto).

• El estado tensional representado por el círculo (B) indica una situación de rotura. Así, el punto (O) representa la combinación (σσσσ’f, ττττf) en un plano que atraviesa el elemento de

125

suelo en el que se alcanzan las condiciones del criterio de rotura definido.

• El estado tensional representado por el círculo © es imposible, ya que existirían orientaciones de planos atravesando el elemento de suelo en los que se excederían las condiciones (σσσσ’, ττττ) de rotura (todos los planos representados por puntos del círculo situados por encima de la línea de resistencia intrínseca).

Del análisis anterior se desprende que, cuando se alcanzan las condiciones de rotura en un elemento de suelo, el círculo de Mohr que representa su estado tensional será tangente a la línea de resistencia intrínseca y que, además, el plano a favor del cual se alcanzan dichas condiciones de rotura será el representado por el punto de tangencia. 4.5.1 El ensayo de corte directo

El aparato de ensayo se representa esquemáticamente en la figura 4.12. Se trata de una caja rígida de acero, usualmente de sección cuadrada, que se encuentra dividida en dos mitades y en cuyo interior se coloca la muestra de suelo. Encima de esta se dispone una placa de reparto rígida sobre la cual se puede aplicar una carga vertical (N). Todo el conjunto se introduce en un recipiente de acero de mayores dimensiones, que puede llenarse de agua para realizar el ensayo en condiciones de saturación (en este último caso se pueden disponer también piedras porosas encima y debajo de la muestra para facilitar el drenaje). La inducción de esfuerzos cortantes en el suelo se logra trasladando horizontalmente la parte inferior de la caja de corte mientras que se impide totalmente el movimiento de la zona superior.

Una prueba completa sobre un determinado suelo consiste en ensayar tres muestras idénticas del mismo material bajo tres cargas verticales distintas (N1, N2, N3) o, lo que es lo mismo, bajo tres tensiones diferentes (basta dividir cada carga (N) por la sección (S0) de la muestra para obtener la tensión normal actuante).

En cada uno de los ensayos individuales, a medida que se obliga a la parte inferior de la carga a desplazarse en horizontal a velocidad constante, se va midiendo:

• La fuerza (FH) necesaria para impedir el movimiento de la parte superior. Dividiendo dicha fuerza por la sección (S0) de la muestra se obtiene la tensión tangencial (ττττ) actuante en cada momento sobre el plano de corte.

• El desplazamiento vertical de la muestra. Teniendo en cuenta que las paredes de la caja de corte son rígidas, como en el

126

edómetro, la deformación vertical medida (δδδδεεεεv) proporciona directamente el cambio de volumen de la muestra (δδδδv), ya que:

δδδδev = ∆∆∆∆H/ H0 = ∆∆∆∆H. S0 / H0 S0 = ∆∆∆∆V/ V0 = δδδδv

Donde: H0 es la altura inicial de la muestra (4.2 cm en las cajas de corte habituales). S0 es la sección de la muestra (usualmente 36 cm2 para las cajas de L = 6 cm de lado). V0 = H0 *S0 es el volumen inicial del suelo. ∆H es el desplazamiento vertical (positivo si es un acortamiento). ∆V es la variación de volumen de suelo (positivo si es una compresión. Con respecto a las fases del ensayo, el proceso en general se puede describir en la siguiente forma:

a) Se aplica un esfuerzo total vertical N1. b) Si el ensayo se realiza con la muestra saturada y la célula

inundada, habitualmente se deja consolidar la muestra hasta que se disipen los excesos de presión intersticial generados. Esta fase es similar a un escalón del ensayo edómetrico, de manera que se puede dibujar la curva asiento tiempo y comprobar cuando finaliza la consolidación, momento en el que se puede suponer que la tensión total aplicada se ha transformado integramente en tensión efectiva.

c) Se imprime a la parte inferior de la caja de corte una velocidad horizontal constante y se mide a intervalos de tiempos determinados la reacción (FH1) necesaria para impedir el desplazamiento de la superior, de manera que la tensión tangencial en cada instante resulta ser:

ττττ =FH1/L 2

127

Figura 4.12 esquema del aparato de corte directo

En esta fase del ensayo, si la velocidad de corte es suficientemente pequeña como para impedir la disipación de los excesos de presión intersticial generados por las tensiones tangenciales aplicadas, el ensayo puede considerarse drenado. En estas condiciones los resultados vendrán expresados directamente en tensiones efectivas (σn = σ’n). Para ello, dado que en el aparato de corte directo no se puede controlar el drenaje ni medir la presión intersticial en cada instante, es importante seleccionar una velocidad lo suficientemente pequeña, algo que depende naturalmente del tipo y permeabilidad del suelo ensayado.

d) En los mismos intervalos de tiempo se mide el desplazamiento vertical de la muestra, lo que permite obtener los cambios de volumen del suelo en cada momento.

Este mismo proceso se vuelve a realizar con otras dos muestras idénticas de suelo, pero sometidas a esfuerzos normales crecientes, (σn2) y (σn3). Con relación a la movilización de resistencia al corte, en la figura 2.45 se muestra cualitativamente los resultados de un ensayo drenado completo como el descrito. En abscisas se representa el desplazamiento horizontal (∆x) de la parte inferior de la caja de corte y en ordenadas la tensión tangencial (τ) medida para cada valor de dicho desplazamiento. En la figura 2.45 se puede observar los siguientes aspectos de interés: • Sea cual sea la tensión efectiva normal aplicada, la tensión

tangencial movilizada aumenta progresivamente a medida que progresa el desplazamiento de la caja de corte hasta que se alcanza un máximo (ττττf).

• Cuanto mayor es la tensión efectiva normal inicial, mayor es la tensión tangencial máxima alcanzada.

• La pendiente inicial de la curva de tensión tangencial-desplazamiento horizontal es más pronunciada cuanto mayor es la tensión efectiva normal inicial, lo que indica uqe el suelo aumente la rigidez con el nivel de tensiones.

En la figura 4.13 se muestran los esfuerzos tangenciales máximos de las curvas anteriores junto con los esfuerzos efectivos normales iniciales. Como puede apreciarse, los puntos representativos (σ’n, τf) de los tres ensayos se puede unir de forma bastante aproximada con una recta, que sería la línea de resistencia intrínseca o envolvente de rotura de las que se pueden fácilmente obtener los parámetros (c’, φ’).

128

Figura 4.13 Obtención de la envolvente de falla y los parámetros de resistencia al corte a partir de un ensayo de corte directo drenado

• Ventajas e inconvenientes del ensayo de corte directo. Las principales ventajas son: • Es un ensayo rápido y barato. • Sus principios básicos son elementales. • La preparación de la muestra es sencilla. • Con cajas de corte grandes se puede ensayar materiales de

grano grueso. • Con algunas modificaciones se pueden emplear los mismos

principios para determinar la resistencia de discontinuidades en roca, contacto hormigón-suelo, etc.

• Se puede emplear para medir la resistencia residual en arcillas.

En cuanto a las limitaciones se tienen: • La superficie de rotura es obligada. • La distribución de tensiones en la superficie de corte no es

uniforme. • No se puede medir en general presiones intersticiales, de

manera que la única manera de controlar el drenaje es variando la velocidad de desplazamiento horizontal.

129

• El área de contacto del plano de corte disminuye a medida que se produce el desplazamiento horizontal relativo entre ambas mitades de la caja.

4.5.2 Comportamiento de los suelos sometidos a corte

A pesar de las limitaciones del ensayo de corte directo, su simplicidad facilita el establecimiento conceptual de ciertas pautas de comportamiento del suelo, que después pueden ampliarse al resto de formas de solicitación. Enseguida se describen los comportamientos típicos de diversos tipos de suelos sometidos a corte.

• Suelos granulares Si se ensayan tres muestras de la misma arena en tres condiciones distintas de densidad, en condiciones drenadas, de manera que los esfuerzos totales y efectivos coincidan en todo momento, se describe enseguida su comportamiento: La muestra 1 se encuentra en un estado muy suelto, con relación de vacíos (e1) alta. La muestra 2 constituida por la misma arena, es algo más densa que la anterior, de forma de que tiene menos volumen de vacíos y su relación de vacíos (e2) es menor que el de la muestra 1. La última muestra, 3, es muy densa, con menor volumen de vacíos que las dos anteriores y por tanto con la menor relación de vacíos (e3) de las tres. A las tres muestras se les practicará el ensayo de corte directo, aplicándoles el mismo esfuerzo efectivo normal:

σσσσ′′′′n2 = N1/L2

Finalmente, se las somete a corte de la forma ya descrita. Estos tres ensayos de corte podrían repetirse en muestras idénticas a las anteriores pero sometidas a tensiones esfuerzos normales mayores. La figura 4.14 representa esquemáticamente las tres envolventes de rotura resultantes, mostrando como el ángulo de rozamiento (de pico) depende directamente de la densidad inicial del suelo. La relación entre la densidad o compacidad inicial de un determinado suelo granular y su resistencia es muy cercana. Tanto es así que en la práctica habitual se dispone de correlaciones aproximadas entre dicha

130

compacidad, determinada a través de ensayos in situ como el SPT , y el ángulo de rozamiento interno, tal y como muestra la tabla 4.2 Tabla 4.2 Correlación entre el ASPA y el ángulo de fricción interno de suelos granulares ( Gonzáles Vallejo, 2002)

N(SPT) Compacidad ΦΦΦΦ (°°°°) 0-4 4-10 10-30 30-50 ⟩ 50

Muy suelta Suelta Medianamente densa Densa Muy densa

28 28-30 30-36 36-41 ⟩ 41

Figura 4.14 Envolventes de falla en función de la densidad inicial Aunque la compacidad es un factor muy importante, la mayor o menor resistencia de un suelo granular depende también de algunos otros factores, entre los que cabe destacar la forma de las partículas, la distribución granulométrica y el tamaño de los granos (fábrica ye structura). En los tres casos citados la influencia sobre la resistencia es sencilla y por lo tanto resulta evidente que será más sencillo hacer deslizar o rodar entre si partículas redondas que granos angulosos e irregulares, de manera que un suelo constituido por estos últimos mostrará mayor resistencia al corte. Con relación a la granulometría, en un suelo uniforme la mayoría de las partículas son de tamaño similar, de

131

forma que el tamaño del vacío máximo entre partículas depende directamente del tamaño de estas. Un suelo bien graduado, sin embargo, posee partículas de muchos tamaños diferentes, con lo que los granos medianos pueden ocupar los poros de las partículas más gruesas, las partículas más finas los huecos entre las medianas, y así de forma sucesiva. Lógicamente esta posibilidad de arreglo da lugar a que en un suelo bien graduado se pueda alcanzar una estructura más densa y más resistente que en un suelo uniforme. Finalmente, resultará más difícil hacer deslizar y rodar entre sí partículas de gran tamaño que partículas pequeñas. En la tabla 4.3 se muestra algunos órdenes de magnitud de los ángulos de rozamiento que cabe esperar en función de la compacidad y el tipo de suelo, en donde se pueden apreciar algunos de los aspectos descritos anteriormente. Tabla 4.3 Valores del ángulo de rozamiento interno en suelos granulares no plásticos en función de la granulometría y la compacidad ( Hough (1976) sugiere emplear los valores más bajos de cada rango para los suelos redondeados)

Tipo de suelo Angulo de rozamiento interno en función de la densidad inicial ( °°°° ) Suelto Medianamente

denso Denso

Limo no plástico Arena uniforme fina a media Arena bien graduada Mezclas de arena y grava

26 a 30 26 a 30 30 a 34 32 a 36

28 a 32 30 a 34 34 a 40 36 a 42

30 a 34 32 a 36 38 a 46 40 a 48

• Suelos arcillosos.

Se asume que los ensayos que se describen a continuación se realizan en condiciones drenadas, es decir, dejando disipar completamente cualquier exceso de presión de poros originado por los incrementos de esfuerzos tanto normales como tangenciales del ensayo. Esta hipótesis de trabajo permite idealizar el proceso de formación de un depósito arcilloso sin efectos complementarios de ganancia de resistencia debidos al envejecimiento, cementación etc.

132

1. Arcillas de baja plasticidad Se somete inicialmente la muestra a un proceso de consolidación unidimensional, finalizada la consolidación, se somete el suelo a ensayos de corte directo drenados. Finalmente, se determinan los cambios de volumen durante el corte. De los resultados obtenidos se puede deducir las siguientes pautas de comportamiento:

a. Muestras normalmente consolidadas : • El esfuerzo tangencial movilizado aumenta con el desplazamiento

horizontal (∆x) hasta alcanzar un valor máximo (τmax) de ¨pico¨. Dicho ¨pico¨ es muy pequeño, ya que τ desciende de forma muy rápida hasta un valor (τNC ≈ τmax) que se mantiene constante aunque el desplazamiento horizontal prosiga. Si se realiza un ciclo de descarga recarga se alcanzarían aproximadamente los mismos niveles de esfuerzo tangencial previos.

• La envolvente de falla queda definida por un ángulo de rozamiento interno φ’NC y una cohesión efectiva nula (c’ = 0)1.

• El suelo tiende a reducir su volumen (es contractante) durante el corte, si bien, como en el caso del esfuerzo tangencial, también se llega a una cierta magnitud del desplazamiento horizontal a partir del cual no se observan cambios apreciables de volumen. b. Muestras sobreconsolidadas:

• Las pendientes de las curvas (τ, ∆x) son mayores que en las muestras normalmente consolidadas, y movilizan su máximo esfuerzo tangencial con menores deformaciones que estas, es decir, son más rígidas.

• Los esfuerzos tangenciales máximos alcanzados son superiores a las del suelo normalmente consolidado ensayado bajo los mismos esfuerzos normales iniciales. De hecho, los recorridos de esfuerzos en el plano (σ’, τ) superan claramente las líneas de resistencia intrínseca de los estados normalmente consolidados y alcanzan una resistencia de ¨pico¨ por encima de la envolvente definida por c = 0, φ’NC.

• La envolvente de falla de los estados sobreconsolidados viene definida por una cohesión y un ángulo de rozamiento interno efectivo (c’, φ’NC).

• Una vez alcanzado el valor ¨pico¨, al proseguir las deformaciones disminuyen los esfuerzos tangenciales, tendiendo hacia las que

133

proporcionaría el suelo normalmente consolidado bajo el mismo nivel de esfuerzos.

• Las muestras con pequeño RSC pueden contraer algo, pero a medida que aumenta la sobreconsolidación resultan dilatantes.

• Con suficiente deformación, se alcanza un estado en el que pueden proseguir las deformaciones sin cambios en la tensión tangencial o en el volumen del suelo.

2. Arcillas de alta plasticidad Se supone que se aplica el mismo procedimiento del ensayo anterior , pero en esta ocasión aplicado a una arcilla de alta plasticidad (o de elevado contenido en mineral de arcilla). La diferencia principal entre ambos grupos de arcilla deriva de su comportamiento tras alcanzar el esfuerzo tangencial máximo. Así, en el caso de los suelos de alto contenido de arcilla, la resistencia movilizada puede disminuir de forma muy marcada a medida que se acumulan las deformaciones, llegando a desarrollar una envolvente de resistencia netamente por debajo de la proporcionada por c’ = 0, φ’NC. Esta resistencia se denomina residual, y viene definida por los parámetros de resistencia residual c’r = 0, φ’r < φ’NC. El mecanismo que explica la disminución de resistencia hasta condiciones residuales proviene de la forma laminada de las partículas que constituyen los minerales de la arcilla. Así, a medida que aumenta el nivel de deformación de corte, las partículas se reorientan progresivamente, terminando por disponerse en paralelo, disposición ésta mas débil que la original. La reorientación de partículas se concentra habitualmente en una banda de rotura de delgado espesor, en donde se desencadena la rotura (Lupini, Skinner y Vaughan, 1981). Evidentemente, la posibilidad de reducción de resistencia de los suelos de alta plasticidad puede conllevar implicaciones de gran relevancia en las obras, por ejemplo cuando éstas hayan de ejecutarse en laderas previamente deslizadas en las que el nivel de deformación ya sufrido por el material haya podido llevarlo a condiciones próximas a las residuales. Para estudiar en laboratorio la resistencia residual se puede emplear el aparato de corte directo. Para alcanzar el nivel de deformaciones requerido el procedimiento consiste en efectuar varios recorridos completos de la caja, llevándola hacia atrás una vez se llegue al l máximo desplazamiento horizontal permitido por el sistema y repitiendo el ensayo las veces requeridas.

134

Como resumen, se puede señalar las siguientes pautas de comportamiento en suelos arcillosos sometidos a corte en condiciones drenadas: Arcillas de bajo índice de plasticidad

a. Las arcillas normalmente consolidadas de baja plasticidad alcanzan su resistencia de ¨pico¨ con pequeños niveles de deformación. Al aumentar las deformaciones de corte se puede producir una pequeña reducción del esfuerzo tangencial movilizable.

b. En ausencia de fenómenos de envejecimiento o cementación, la envolvente de falla se caracteriza por mostrar una cohesión efectiva nula y un determinado ángulo de rozamiento interno φφφφ’NC.

c. En general, tiende a reducir su volumen frente a las deformaciones de corte (son contractantes).

d. Las arcillas sobreconsolidadas de baja plasticidad muestran una resistencia ¨de pico ¨superior a la de las arcillas normalmente consolidadas, alcanzando dicha resistencia con niveles de deformación muy pequeños.

e. Al aumentar el nivel de deformaciones el esfuerzo tangencial movilizado decrece, tendiendo a la máxima resistencia del estado normalmente consolidado, caracterizada por (c’ ==== 0, φφφφ’NC).

f. La envolvente de rotura muestra una cierta cohesión efectiva.

g. Con grados de sobreconsolidación ligeros pueden resultar contractantes, pero a medida que aumenta la sobreconsolidación muestra un aumento neto de volumen (son dilatantes).

Arcillas de elevado índice de plasticidad.

a. En relación a las condiciones de ¨pico, su comportamiento es análogo al de las arcillas de bajo índice de plasticidad. Sin embargo, con niveles de deformación elevados se puede producir una importante reducción del esfuerzo tangencial movilizable, llegando a unas ¨condiciones residuales¨ caracterizadas por c’r ====0, φφφφ’r <<<< φφφφ’NC.

4.6 Pruebas triaxiales

135

4.6.1 Tipos de ensayo. Aunque la versatilidad del aparato triaxial permite llevar a cabo pruebas muy diversas, existen tres tipos de ensayos característicos. En todos ellos se distinguen dos fases diferenciadas:

b. La aplicación de una determinada presión isótropa de cámara (σσσσc), permitiendo o no el drenaje.

c. La introducción de esfuerzos tangenciales hasta rotura o falla por medio del movimiento ascendente y el consiguiente aumento del esfuerzo principal vertical.

En todos los casos, como en el ensayo de corte directo, se llevan a falla tres muestras idénticas de suelo, sometidas en la primera fase del ensayo a tensiones isótropas crecientes (σc1, σc2, σc3).

• Ensayo de comprensión triaxial con consolidación previa y falla con drenaje (CD)

En la figura 4.15 se muestran las dos fases básicas del ensayo. En primer lugar se aplica una presión de cámara (σc) y una presión intersticial (u0), permitiendo que la muestra drene libremente. Los incrementos en esfuerzos aplicados de forma instantánea darán lugar a una cierta distribución inicial de esfuerzos efectivos y presiones de poro, siguiendo el postulado de Terzaghi. Al permitir, el drenaje, los excesos de presión intersticial generados se irán disipando paulatinamente en función de la permeabilidad del suelo, hasta alcanzar la consolidación completa. En ese momento la presión intersticial volverá a ser la de equilibrio (u0 en este caso, impuesta por el sistema de presión de la válvula b, que también permanecerá abierta) y las tensiones efectivas actuantes sobre el suelo resultaran:

136

Figura 4.15. Fases de un ensayo CD

σσσσ′′′′1 = σσσσc - uo

σσσσ′′′′2 = σσσσc - uo

σσσσ′′′′3 = σσσσc - uo

Complementariamente, la reducción de volumen originada por el incremento isótropo de esfuerzos efectivos puede medirse en el sistema de control de drenaje. Así, partiendo de la muestra saturada, el volumen de agua expulsado será igual a la disminución de volumen de la muestra. Una vez finalizada la consolidación puede dar comienzo la fase de corte. Para ello se mantiene invariables la presión de cámara y la presión intersticial de la fase anterior (válvulas a y b abiertas), y se imprime una velocidad ascendente a la célula impidiendo el desplazamient0o vertical de la probeta mediante el pistón. Dado que el ensayo se realiza con

137

drenaje, se selecciona una velocidad lo suficientemente lenta como para asegurar que los excesos de presión intersticial generados se van disipando de forma continua. Este extremo puede controlarse leyendo el transductor de presión intersticial, que debe proporcionar en todo momento una lectura en el entorno de u0. En todo el proceso se mide el incremento de tensión vertical (∆σ1 = ∆σ’1) la variación de volumen de la muestra (∆V) y el acortamiento axial producido (εv). La diferencia( σ1 - σ3 = ∆σ1)se denomina desviador, y representa el doble del esfuerzo tangencial máximo en cada momento del ensayo. En las pruebas triaxiales CD es habitual representar las curvas (∆σ’1, εv) y ( ∆V, εv) a lo largo del ensayo, de forma similar a lo ya descrito para el ensayo de corte directo. En un ensayo completo se rompen tres probetas preparadas de la misma forma, aplicando a cada una esfuerzos efectivos isótropas de consolidación crecientes en la primera fase (por ejemplo, σc – u = 100, 200 y 300 kPa respectivamente). En cada ensayo la rotura se alcanza con una tensión vertical σ1 = σ’1 diferente, mayor cuanto más elevada sea la presión efectiva de cámara inicial. Por tanto, en un diagrama (σ’, τ) se podrán dibujar tres círculos de Mohr en tensiones efectivas (figura 4.16), puesto que:

a. El esfuerzo principal menor es igual a la presión efectiva de consolidación de la primera fase (σσσσc – u).

b. El diámetro del círculo es el desviador en rotura (σσσσ1 - σσσσ3)f ==== ∆∆∆∆σσσσ1f.

Así como en el ensayo de corte directo los puntos representativos de la rotura de cada muestra se encontraban alineados, en este caso ocurre algo semejante: los círculos tiene, aproximadamente, una tangente común. Trazando la tangente común a los tres círculos se obtiene la envolvente de falla en esfuerzos efectivos, de la que resulta inmediato deducir los parámetros de resistencia al corte del suelo (c’, φ’).

138

Figura 4.16 Círculos de Mohr en falla en ensayos CD (esfuerzos efectivos)

• Ensayo de comprensión triaxial con consolidación previa, falla sin drenaje y medida de la presión de poros (CU).

En la figura 4.17 se muestran las fases básicas de este ensayo. La primera de ellas corresponde a la consolidación bajo un esfuerzo efectivo isótropo, y es idéntica a la primera etapa del ensayo CD. Completada la consolidación, se cierra la válvula b de drenaje y de introducción de presión de poros, y se comienza la fase de corte imprimiendo un movimiento ascendente a la célula al mismo tiempo que se impide el desplazamiento vertical de la probeta por medio del pistón.

139

Figura 4.17 Fases de un ensayo CU

140

En todo proceso se mide el incremento del esfuerzo vertical total originado (∆σ1), la variación de la presión de poros en la muestra (∆u) y el acortamiento axial producido (εv). En las pruebas triaxiales CU es habitual representar las curvas (∆σ’1, εv) y (∆u, εv) a lo largo del ensayo. Cuando alcance la rotura se habrá introducido un incremento de tensión vertical total (∆σ1)f. Como se conoce la presión intersticial en ese instante (uf = u0 + ∆uf), se pueden determinar fácilmente las tensiones efectivas en el momento de la rotura y dibujar el círculo de Mohr correspondiente ( Tabla 4.5) Tabla 4.3 Estado de esfuerzos en un ensayo triaxial CU Estado Esfuerzos

totales Presión De Poros

Esfuerzos efectivos

Inicial σ1 = σ3 = σc

uo σ′1 = σ′3 = σc - uo

De falla σ1f = σc + ∆σ1f

σ3f = σc uo + ∆uf σ′1f=( σc + ∆σ1f )–(uo+ ∆uf)

σ′3f= σc –(uo+ ∆uf)

Como en el caso anterior, en un ensayo completo se rompen tres probetas preparadas de la misma forma aplicando esfuerzos efectivos isótropos de consolidación crecientes, de manera que trazando la tangente común a los tres círculos de Mohr resultantes en tensiones efectivas, se pueden determinar los parámetros efectivos de resistencia del suelo (c’, φ’).

• Ensayos de comprensión triaxial sin consolidación previa y falla sin drenaje (UU)

Este ensayo presenta la particularidad de que la válvula de drenaje y de introducción de presión intersticial (b) permanece siempre cerrada. En la primera fase se aplica simplemente una presión isótropa de célula (σ1 = σ3 = σc) impidiendo el drenaje. Si la probeta esta saturada, en ausencia de drenaje todo el esfuerzo isótropo de cámara se transmite al líquido intersticial, y por lo tanto los esfuerzos efectivos en el suelo no varían. Por ello, aunque se lleven a cabo tres ensayos en tres muestras idénticas y se aplique tres esfuerzos de cámara distintos, los esfuerzos efectivos iniciales son los mismos en las tres muestras. Este hecho da

141

lugar que al ejecutar la fase de corte, también sin drenaje, el desviador de rotura ∆σ1f resulte siempre el mismo. En dicha fase se mide el incremento del esfuerzo vertical total (∆σ1) y la deformación axial εv. En la figura 4.18 se representan los tres círculos de Mohr en rotura que se obtienen de las tres probetas ensayadas. Están expresadas en esfuerzos totales (las únicas que se miden) y muestran el mismo diámetro (el mismo desviador en falla); de hecho, si se descontara la presión de poros en el momento de la falla de cada probeta, se obtendría un solo círculo en esfuerzos efectivos, el mismo para las tres muestras, que sería tangente a la envolvente de falla definida por los parámetros efectivos (c’, φ’) del suelo ensayado. Como se aprecia, los círculos en esfuerzos totales tienen como tangente común una línea horizontal. La intersección de esta línea con el eje de ordenadas se denomina ¨resistencia al corte sin drenaje¨ Su. Evidentemente Su coincide con el radio de los círculos, tanto en esfuerzos totales como efectivos, y por lo tanto representa el máximo esfuerzo tangencial movilizable por el suelo, llevado a rotura por corte en condiciones no drenadas a partir de su estado de esfuerzos efectivos inicial

La utilidad de este ensayo radica en su rapidez y sencillez. Obviamente no permite determinar los parámetros de resistencia al corte efectivos (c’, φ’), dado que ni siquiera se mide la presión intersticial durante el ensayo. Sin embargo, proporciona el máximo esfuerzo tangencial disponible en el suelo para un estado inicial de esfuerzos efectivos, de manera que si se supone que las muestras extraídas son representativas del suelo in situ y que durante su obtención no se alteran las condiciones iniciales, la ejecución de este tipo de ensayo permite determinar de forma aproximada el máximo esfuerzo de corte disponible frente a procesos de carga en los que e puedan suponer condiciones sin drenaje. 4.6.2 El ensayo de compresión simple.

Este ensayo consiste en colocar una probeta de suelo cilíndrica o prismática en una prensa ordinaria y romperlas a compresión, sin ningún confinamiento lateral, es decir con σ3 = 0. Solo puede llevarse a cabo sobre arcillas, limos o suelos predominantemente cohesivos, dado que de otro modo, en ausencia de confinamiento lateral la probeta podría desmoronarse sola.

El ensayo es muy rápido y aunque la probeta este en contacto directo con el aire, por la rapidez con que se alcanza la rotura por la impermeabilidad de los suelos ensayados con este procedimiento, se

142

puede suponer que no se produce disipación de las presiones intersticiales generadas en el interior de la muestra.

Figura 4.18 Círculos de Mohr en falla en un ensayo UU (esfuerzos efectivos)

En la figura 4.19 se muestra el círculo de Mohr en esfuerzos totales que se obtiene en un ensayo de este tipo. El esfuerzo total menor σ3 es nulo, y la resistencia a la compresión simple (denominada habitualmente qu), es el desviador de esfuerzos (σ1 - σ3 = σ1 = qu). El radio del círculo de Mohr será la resistencia al corte sin drenaje, Su, es decir, la mitad de la resistencia la compresión simple, siempre que el suelo este normalmente consolidado y saturado.

En este ensayo se mide el incremento de tensión total vertical ∆σ1 y la deformación axial εv, siendo habitual representar la curva tension-deformación correspondiente. En función de la resistencia a la comprensión simple las arcillas pueden clasificarse según la tabla 4.4.

143

Tabla 4.4: Clasificación de las arcillas según su resistencia en un ensayo de compresión simple ( Gonzáles Vallejo, 2002)

Consistencia de la arcilla Resistencia a la compresión simple en Kpa

Muy blanda

Blanda

Medianamente firme

Firme

Muy firme

Dura

⟨ 25

25-50

50-100

100-200

200-400

⟩ 400

Figura 4.19 Círculo de Mohr en esfuerzos totales de un ensayo de resistencia a la compresión simple

144

4.7 Ejemplos de Aplicación

4.7.1 Determinación de la ley de esfuerzos

El terreno bajo un extenso lago se encuentra constituido por un potente depósito de arcillas de 50 m de espesor, subyaciendo este suelo se presenta un manto rocoso. El lecho del lago es horizontal y su calado es de 20 m. Debido a los procesos geológicos actuantes se produce un aporte de arcillas en suspensión que en poco tiempo sedimentan y llegan a cubrir completamente el fondo del lago en un espesor de 2 m.

Suponiendo que la lámina de agua permanece inalterada, determinar las leyes de esfuerzos totales verticales, presiones de poros y esfuerzos efectivos verticales en:

a. La situación original b. Inmediatamente luego de la sedimentación de los 2 m de arcillas

adicionales, suponiendo que la depositación se produce en forma instantánea.

c. Una vez se alcance el equilibrio y se disipen las sobrepresiones intersticiales originadas.

Suponer los siguientes parámetros para los suelos: γsat= 20 Kn/m3 de la arcilla γw = 10 Kn/m3 del agua sustrato rocoso impermeable, adoptar la superficie del agua en el algo como origen del eje de profundidades z, ver figura 4.20. Solución:

a. Situación actual: Debido a la uniformidad del depósito de arcilla (densidad constante), se seleccionan los puntos A y B de la figura para obtener las leyes de esfuerzos.

• Esfuerzos verticales totales

145

Figura 4.20. Ejemplo de cálculo 7.1 Punto A: se encuentra en el fondo del lago, por lo tanto el único material que se encuentra sobre él es el agua ( 20 m); llamando zw el calado del lago se tiene: σv

A = γagua. zw = 10 Kn/m3 . 20 m = 200 Kpa Punto B: se sitúa en el fondo del depósito de arcilla, por lo tanto su esfuerzo total vertical seá la del punto A, más el correspondiente al peso de la columna de arcilla saturada existente entre A y B: σv

B= σvA + γagua ( zB -

zA ) = 200+20*50 = 1200 Kpa

• Presiones de Poros o intersticiales

146

Punto A: Como las condiciones son hidrostáticas, la presión del agua viene dada por el producto de la densidad del agua por la profundidad del punto, medida desde la superficie del agua en el lago o nivel freático. UA

= γagua. zw = 10*20 = 200 Kpa Punto B: uB

= γagua. zw = 10*70 = 700 Kpa

• Esfuerzos efectivos verticales Punto A: σ′vA= σv

A - uA = 0 Kpa Punto B: σ′vB= σv

A - uA = 1200-700 = 500 Kpa En este caso los esfuerzos efectivos verticales no dependen de la altura de la lámina de agua sobre el terreno y que cualquiera que sea el calado, los esfuerzos efectivos resultantes son iguales a los que existirían con un nivel freático en la superficie del suelo.

b. Situación inmediatamente después de la sedimentación “ instantánea” de 2 m de arcilla

Debido a la gran extensión del lago, se puede suponer que el terreno es indefinido ( infinito) en horizontal. De esta forma cualquier sección vertical es un plano de simetría , lo que significa que la deformación del suelo cuando se le coloca una carga de extensión infinita solamente puede ser vertical. Es decir se plantea una situación de carga unidimensional con deformación lateral nula. Inmediatamente después de aplicada la carga , si el terreno tiene una baja permeabilidad no hay tiempo para que se produzca drenaje. Para

147

el sistema de carga unidimensional, sin drenaje, el incremento de esfuerzo total vertical se transforma íntegramente en presión de poros y los esfuerzos efectivos no varían:

• Esfuerzos verticales totales: Punto A: después de la depositación, se tienen sobre el punto A 18 m de lámina de agua y 2 metros de arcilla saturada, por lo tanto: σA

v = 10*18 +20*2 = 220kpa ∆σv = 20 kpa Punto B: σv

B= σvA + γsatur ( zB -

zA ) = 220+ 20*50 = 1220 kpa

• Esfuerzos efectivos Debido a que no varían en forma inmediata a la carga, son iguales a los de la situación original: σ′vA= σv

A - uA = 0 Kpa • Presiones de poros

Punto A: uA = σv

A - σ′vA = 220 – 0 = 220 kpa Punto B: ub = σv

B - σ′vb = 1220 – 500 = 720 kpa es decir existe una sobrepresión ∆σv = ∆u = 20 kpa con respecto a la situación inicial.

c. Situación final

148

La sobrepresión intersticial anterior dará lugar a un flujo ascendente de agua a través de todo el depósito de arcilla, debido a que la roca es impermeable y la única frontera drenante es la superficie del terreno o el lecho del lago. A medida que se vaya consolidando el suelo y se vaya reduciendo el exceso de presión de poros, irán aumentando los esfuerzos efectivos de acuerdo con el postulado de Terzaghi. Las condiciones de equilibrio hidrogeológico finales serán las mismas que las de la situación original y las presiones hidrostáticas definidas por el nivel del agua en el lago.

• Esfuerzos verticales totales Serán los correspondientes al incremento de esfuerzo sufrido y por lo tanto iguales a los ya medidos: σv

A = 220 kpa σvB = 1220 kpa

• Presiones intersticiales Disipadas las sobrepresiones, vendrán definidas por las condiciones de equilibrio, que resultan iguales a las también ya calculadas. uA = 200 kpa uB = 700 kpa

• Esfuerzos efectivos verticales Aplicando en forma directa el postulado de Terzaghi se puede comprobar que el incremento del esfuerzo total se transforma totalmente en incremento de esfuerzo efectivo: σ′vA= σv

A - uA = 220 – 200 = 20 Kpa σ′vB= σv

B - uB = 1220 – 700 = 520 Kpa

149

4.7.2. Aplicación para pruebas triaxiales Se va a efectuar una prueba triaxial drenada en una arena uniforme y compacta, con granos redondeados. La presión de confinamiento σ3 es de 19.5 ton /m2. Calcular la presión a la cual deberá fallar la muestra. Solución: Si se plantea la gráfica de la figura 4.21 en donde τ = σ. Tang Φ se tendrá: σ1/σ3 =( OC + CB ) / ( OC – AC ) = ( OC- OC.SEN Φ ) / OC – OC SEN Φ = ( 1 + SEN Φ ) / ( 1 – SEN Φ ) De donde, efectuando las transformaciones trigonométrica s correspondientes se tiene: σ1/σ3 = tang ( 45 ° + Φ/2 ) = 1 / ( tang 2 ( 45° - Φ/2 ) ) El valor de Φ para arenas uniformes es de aproximadamente 34 °, entonces: tang 2 ( 45° - Φ/2 ) = tang 2 ( 45° - 34/2 ) = ( 1.8812 ) = 3.54 σ1 = 19.5 * 3.54 = 69.1 Ton /m2 Por lo tanto la muestra a un esfuerzo vertical aproximado de: 69.1 – 19.5 = 49.6 ton /m2.

Figura 4.21 Ejemplo de cálculo 7.2

150

4.7.3 Resistencia al esfuerzo cortante Calcular la resistencia al esfuerzo cortante contra deslizamiento a lo largo de un plano horizontal a una profundidad de 6.10 m en el depósito de arena que se muestra en la figura 4.22 . Si se supone que la arena puede drenar libremente y que Φ para la arena es de 32°, entonces:

Figura 4.22 Ejemplo de cálculo 7.2 Solución: El esfuerzo total σ a la profundidad de 6.10 m es: 2.13 * 1890 = 4.026 k/m2 3.97 * 2050 = 8138 k/m2

σ = 12164 k/m2 La presión de poros es: u = 3.97 * 1000 = 3970 kg/m2 Por lo tanto el esfuerzo tangencial o de corte será: τ = (σ - u) tang Φ = ( 12164 – 3970 ) tang 32 ° - 5120 Kg/m2

151

4.7.4 Cálculo de los esfuerzos de corte (tangencial) y normal

sobre un plano Si se tiene el esquema de carga de la figura 4.22 , calcule los esfuerzos normales y de corte.

Figura 4.22. Esquema de carga ejemplo 7.4

152

Método a: σn = σ3 sen2 θ+ σ1 cos 2 θ σn = 50 sen2 60 + 250 cos 2 60 σn = 37.5 + 62.5 = 100 kg/cm2 τ = ( σ3 - σ1 ) sen θ cos θ τ = ( 250 sen 60 * cos 60) - ( 50 sen 60* cos 60 ) τ = 108.25 - 21.65 = 86.6 Kg/cm2

153

Método b: Construcción gráfica del círculo de Mohr y medida directa: σn = 100 Kg/cm2 τ = 86.6 Kg/cm2 Método c: A partir de las expresiones: σn = ½ (σ1 + σ3 ) + ½ (σ1 - σ3 ) COS2θ = 100 Kg/cm2

τ = ½ (σ1 - σ3 ) SEN2θ )= 86.6 Kg/cm2 Si existe presión de fluidos en los poros del elemento, este fluido soporta parte del esfuerzo aplicado para conseguir la rotura. El esfuerzo efectivo que soportan las partículas sólidas será la diferencia entre el total aplicado y el soportado por el fluido: σ′1 = (σ1total - σagua ) σ′3 = (σ3otal - σagua ) σ′n = (σntotal - σagua ) si σagua = 20 kpa/cm2

σ′1 = 230 kpa/cm2 σ′3 = 30 kpa / cm2 σ′n = 80 kpa /cm2

154

4.8 Problemas 1. La arena en un depósito natural profundo tiene un ángulo de fricción interna de 40 grados cuando está seca, un peso específico de 1760 kg/m3 y un peso saturado de 2100 kg/ m3. Si el nivel freático está a una profunidad de 6.0 m, calcular la resistencia al esfuerzo cortante del material a la profunidad de 3.0 m. R/ 4.5 ton /m2 2. En una prueba triaxial en una muestra saturada de arena compacta, la muestra se consolidó bajo una presión de confinamiento de 14.6 ton/m2. De allí en adelante se evitó el drenaje. Durante la adición de la carga vertical se midió la presión de poros en la muestra. En el instante de la falla era igual a 11.7 tons/m2. En ese momento, el esfuerzo verical añadió fue de 14.2 tons/m2. Calcular el valor de Φ de la arena. R/ 45 ° 3. Una arcilla normalmente consolidada está sometida a una presión vertical efectiva de 11.7 ton/m3. Su índice de plasticidad es de 45. Calcular su resistencia no drenada, c . R/ 3.3 tons/m2 4. En una triaxial drenada en una arena densa, la presión confinante fue de 14.5 ton/m2 y la presión vertical anadida para producir la falla fue de 53 ton/m2. Calcular el ángulo de fricción interna Φ y el ángulo de inclinación α. R/ 40° a 65°

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADAS

A.W. Bishop y D.J. Henkel (1962) . “ The measurement of soil Properties in the Triaxial”. Ed Edward Arnold. Londres. Jiménez Salas, J.A. y Justo Aplanes, J.L. (1975). Geotecnia y cimientos. I Ed. Rueda. Madrid.

155

Hough, B.K. (1957) Basic soils engineering, The Ronald Press Company. New York.

156

SESION 5 INVESTIGACIÓN DEL SUBSUELO

IINNTTRROODDUUCCCCIIOONN

Para que el ingeniero pueda proyectar con cierto grado de seguridad proyectos de ingeniería y las obras que se requieren para su desarrollo y que se implantan sobre los suelos, debe conocer con cierto grado de certeza las características de los materiales que van a soportar dichas obras. Es necesario por lo tanto que su conocimiento no solo se base en la observación sino en datos obtenidos a través de muestras de materiales que deberán simular en todo caso las condiciones naturales existentes en el medio y sobre las cuales se implantarán las obras que diseñará y construirá posteriormente. Para esto deberá obtener muestras del suelo a través de diversos métodos y en zonas de diversas condiciones que pueden generar mayor o menor grado para su obtención. Dependiendo del fin para el cual recupere la muestra, así mismo será el tipo de plan desarrollado de investigación y el tipo de muestreo a realizar.

157

OOBBJJEETTIIVVOOSS El objetivo básico del módulo es presentar en forma breve los diversos procedimientos existentes para investigar las características del subsuelo ya sea para obtener muestras dirigidas a análisis de laboratorio, u obtener datos directamente sobre el terreno ( insitu), que permitan luego caracterizar en forma adecuada el comportamiento del terreno para las obras que se vayan a ejecutar sobre él.

158

AACCTTIIVVIIDDAADDEESS PPRREELLIIMMIINNAARREESS

Debido a que existen diversos métodos y técnicas aplicados a la investigación del subsuelo , y que de alguna forma muchos de los estudiantes ya tiene algún conocimiento de ellos, se tratará en forma breve de describir desde el planeamiento de la investigación del subsuelo hasta los diversos métodos aplicados en Colombia como en otros sitios. Teniendo en cuenta estos conceptos básicos, desarrolle alguna de las siguientes actividades:

1..Investigue cual ha sido el desarrollo histórico de los equipos utilizados para la investigación del subsuelo.

2. Como ha sido la evolución histórica de el trabajo de investigación del subsuelo. En esta sesión no se presentan una evaluación final, sino que más bien el estudiante se debe presentan al estudiante los diversos métodos y equipos utilizados para la investigación del subsuelo para su aplicación en el caso colombiano.encontrar casos reales y las soluciones que se han presentado en la ingeniería colombiano.

159

INVESTIGACIÓN DEL SUBSUELO 5.1 Generalidades Las operaciones de campo y de laboratorio necesarias para obtener información esencial del suelo se llama exploración del suelo o programa de exploración. Debido a lo complejo de los depósitos naturales, no es posible encontrar ningún método que sea del todo efectivo para la recuperación de dicha información. En general, el método que más se adapta a cualquier condición es hacer sondeos en el terreno y extraer muestras para su identificación y en algunos casos y de acuerdo a la calidad de la muestra recuperada someterla a ensayos de laboratorio. Después de que se conocen mediante sondeos preliminares las características generales de los materiales del subsuelo, se puede plantear un programa más detallado de sondeo y muestreo, o evaluar algunas características mediante ensayos insitu o directamente en el sitio. El procedimiento a utilizar se debe elegir de acuerdo a las características generales del depósito de suelo y al tipo de información que se requiere para el proyecto a ejecutar. Se usan otros métodos alternativos, tales como la inspección directa de los materiales que aparecen en los cortes viales o en las márgenes de los ríos. Se pueden ejecutar ensayos de carga en el fondo de los pozos. En otros casos, y cuando se requiere investigar el espesor de depósitos de materiales espesos o niveles de agua colgados, etc., se pueden utilizar ensayos geofísicos alternativos. 5.2 Sondeos Los sondeos geotécnicos se caracterizan por su pequeño diámetro y por la ligereza, versatilidad y fácil desplazamiento de las maquinas. Estas pruebas pueden alcanzar una profundidad de unos 150 m o más, a partir de la cual los equipos son más pesados. Permiten atravesar cualquier tipo de material, así como extraer testigos o muestras y efectuar ensayos en su interior. Los procedimientos de perforación dependen de la naturaleza del terreno y del tipo de muestreo y testificación que se vayan a realizar. Los más usuales son los sondeos a rotación, los sondeos helicoidales y los sondeos a percusión, existiendo

160

también los sondeos manuales los cuales alcanzan profanidades menores. 5.2.1 Sondeos con barrena Se utilizan para profundidades menores de 30 metros, añadiendo tramos sucesivos al vástago de la barrena, se usan más comúnmente en conexión con las investigación en suelos para vías, en donde es usual explorar a pequeñas profundidades. Existen barrenas portátiles las cuales son impulsadas en forma mecánica con diámetros que varían entre 7.5 y 30.5 cm o más. Las últimas se usas para perforaciones más profundas en suelos con suficiente cohesión que evite que se derrumbe la pared al extraer el material.

5.2.2 Sondeos a rotación. Los sondeos a rotación pueden perforar cualquier tipo de suelo roca hasta profundidades muy elevadas y con distintas inclinaciones (fotografías 1 y 2). La profundidad habitual no excede los 100 m, aunque puede alcanzarse los 1.000 m. La extracción de testigo es continua y el porcentaje de recuperación del testigo con respecto a la longitud perforada puede ser muy alto, dependiendo del sistema de extracción. Algunos tipos de materiales son difíciles de perforar a rotación, como las gravas y los bolos o las arenas finas bajo el nivel freático, debido al arrastre del propio fluido de perforación. En un sondeo a rotación el sistema de perforación consta de los siguientes elementos integrados en las baterías: cabeza, tubo portatestigo, extractor, manguito portaextractor y corona de corte. La cabeza es la pieza de unión entre el tubo portatestigo, donde se recoge el testigo que se extrae de la perforación, y el varillaje que le transmite el movimiento de rotación y empuje ejercido por la máquina de perforación. El manguito porta-extractor aloja un muelle (extractor) que sirve para cortar el testigo al sacarlo y no dejar que se deslice durante la maniobra de extracción. La corona es el elemento perforador que se emplea en el sondeo y dispone de unos útiles de corte que puede ser de widia (carburo de wolframio) (fotos 3 y 4) o de diamantes. Las coronas de widia se emplean en suelos y rocas blandas, y las coronas de diamantes en rocas duras o muy duras.

161

Fotografía 1: sondeo a rotación, equipo litero sobre patines

(Gonzáles Vallejo)

Fotografía 2: sondeo a rotación inclinado ( Gonzáles Vallejo)

162

Las baterías de rotación puede ser de tubo simple o doble tal como se observa en la fotografía 3. En el tubo, simple, el fluido de perforación lava toda la superficie del testigo. Este efecto y el de la rotación del tubo pueden dar lugar al desmenuzamiento de suelos parcialmente cementados o de rocas blandas. Por esta razon, el empleo del tubo simple se recomienda cuando no se exige una alta recuperación. Cuando se requieren recuperaciones muy altas se emplea el tubo doble, en el que le agua desciende por el contacto entre ambos tubos, siendo en la base del tubo, en su unión con la corona donde se puede producir el lavado del testigo. Por otro lado, el tubo interior va montado sobre rodamientos de bolas que permiten que este permanezca prácticamente estacionario mientras gira el tubo exterior. El efecto de lavado puede ser reducido utilizando el llamado ¨triple tubo¨ debido a que aloja en su interior un tercer tubo en el que se recoje la muestra o testigo; este tubo esta algo adelantado a la corona del tubo exterior que gira, punzonando en el terreno mediante una zapata cortante que se retrae o alarga dependiendo de la compacidad del terreno. Estas baterías de perforación se emplean, en general, en sondeos cuya profundidad no excede de los 100m . Para profundidades mayores resulta más indicado utilizar el tubo con cable wire line, que disminuye considerablemente los tiempos de maniobra, obteniendo mayores rendimientos (foto 5).

Fotografía 3: baterías de perforación y coronas (Gonzáles Vallejo)

163

En la tabla 5.1 se relacionan los distintos tipos de diámetros de perforación y de testigos, siendo el diámetro de perforación mas y habitual el NX o superior. La perforación a rotación se puede efectuar en circulación de agua, o lodo bentonítico, o en seco, aunque haya presencia de agua o lodo en el taladro. La circulación normalmente es directa, con flujo descendente a través del varillaje; puede ser también inversa, la técnica operativa debe ser adaptada a la naturaleza del terreno, con una oportuna selección del tipo de sonda, de la batería y de la corona, adecuando también la velocidad de rotación, la presión sobre la corona y la frecuencia de las maniobras según el material que se perfore. En sondeos profundos, es necesario controlar la desviación que pueda producirse en la dirección prevista del sondeo, por la tendencia a seguir la inclinación de las capas o estratos. Se dispone de varios sistemas para la medida de las desviaciones y técnicas para su corrección; para detalles se remite a López Jimeno et al., 2000.

5.2.3 Sondeos con barrena helicoidal. Su uso se limita a suelos relativamente blandos y cohesivos, no siendo operativos para suelos duros o cementados. Entre sus ventajas se encuentran el bajo coste y la facilidad de desplazamiento y rápida instalación de equipos. Este tipo de perforación no permite presiciones inferiores a + 0.50 m en la localización de los diferentes niveles atravesados. El tipo de muestras que se obtienen en la sonda helicoidal es alterada, aunque también es posible en determinados tipos de sondas obtener muestras inalteradas. Los sondeos con barrena helicoidal incluyen desde los que se realizan manualmente, para pequeñas profundidades (2-4 m) y diámetros (1-2 pulgadas), a los mecánicos, para profundidades hasta unos 40 m y diámetros de 3, 4, 6 y 8 pulgadas, normalmente empleados en la realización de sondeos de reconocimiento (foto 4). Las barrenas son de dos tipos, huecas y normales. Las primeras, a diferencia de las normales, permiten obtener muestras inalteradas sin extraer a la superficie la maniobra, y están formadas por un tubo central de mayor diámetro que en las normales. A lo largo y por el interior de las barrenas se instala un varillaje que termina al final de la cabeza helicoidal y lleva una pequeña broca. Estas varillas giran solidariamnete con la barrena hueca. Cuando se toma una muestra se extraen las varillas del interior de las barrenas, y a continuación se introduce por el interior de las mismas un tomamuestras ( figura 5.1).

164

Figura 5.1 Barreno heicoidal

Fotografía 4: sondeo helicoidal ( Gonzáles Vallejo)

165

Coronas Tubería de revestimiento

SISTEMA Tamaño (mm)

Diámetro perforación

(mm) Diámetro

Testigo (mm) Tamaño (mm) Diámetro

exterior (mm) Diámetro

interior 8MM) Peso (Kg/m)

36 36 22 35 35 29 1,1 46 46 32 44 44 37 3,5 Sistema 56 56 42 54 54 47 4,4 numérico 66 66 52 64 64 57 5,2 de Craelius 76 76 62 74 74 67 6,3 86 86 72 84 84 77 7,2 101 101 84 98 98 89 10,5 116 116 86 113 113 104 12,4 131 131 101 128 128 119 13,8 146 146 116 143 143 134 15,4 EX 37,7 21,4 - - - - AX 48 30,1 EX 46 38,1 4,1 BX 60 42 AX 57,2 48,4 4,5 Sistema NX 75,5 54,7 BX 73 60,3 9 Americano HX 99,2 76,2 NX 88,9 76,2 11,8

Diamond

23/4" * 3 7/8" 98,4 68,3 4" 129 102 16

Core 4' * 5 1/2" 139,6 100,8 6" 187 154 30 drill 6" * 7 3/4" 196,6 151,6 8" 239 203 39 manuf. Assoc. Wire Line of USA AQ 48 27 EX 46 38,1 4,1 BQ 60 36,5 AX 57,2 48,4 4,5 NQ 75,7 47,6 BX 73 60,3 9 HQ 96 63,5 NX 88,9 76,2 11,8

Tabla 5.1 Diámetro de coronas y tuberías de revestimiento (

modificado de Mazariegos , 1993)

166

5.2.4 Sondeos a percusión. Se utilizan tanto en suelos granulares como en suelos cohesivos, pudiendo atravesar suelos de consistencia firme a muy firme. Este tipo de sondeos pueden alcanzar profundidades de hasta 30 ó 40m, si bien las más frecuentes son de 15 a 20 m. El sistema de perforación consiste en la hinca del tubos de acero mediante el golpeo de una masa de 120 kg que cae desde la altura de 1 m (foto 8). Se deben contar sistemáticamente los golpes necesarios para la penetración de cada tramo de 20 cm, lo que permite conocer la compacidad del suelo atravesado. Las tuberías empleadas, que pueden tener diámetros exteriores de 91, 128, 178, y 230 mm, actúan como entibación durante la extracción de muestras mediante cucharas y trépanos (foto 5 ).

Fotografía 5. Sondeo a percusión (Gonzáles Vallejo)

167

5.2.5 Perforaciones especiales. Además de los anteriores métodos de perforación, en ocasiones se utiliza la perforación con trépano, martillo de fondo o rotopercusión, y la trituración con tricono (foto 6). Este tipo se denomina métodos de perforación a destroza, debido a que ellos no se obtiene testigo sino un ripio material pulverizado que sale por el emboquille del sondeo. La utilización de uno u otro método depende del tipo de terreno a perforar y del objetivo de la investigación. La perforación a destroza se emplea para perforar bolos o bloques sueltos, y la rotopercusión puede emplearse para la detección de huecos o cavidades.

Fotografía 6 Triconos (Gonzáles Vallejo)

5.3 Número y profundidad de sondeos. La decisión del número de sondeos a realizar y la profundidad de los mismos es una de las cuestiones mas criticas en la planificación de las investigaciones in situ, y depende de varios factores. Los sondeos deberían alcanzar el nivel de sustrato mas profundo que pudiera verse afectado por cualquier acción de la estructura sobre el terreno (cargas, filtraciones, deformaciones, etc); su numero depende de los objetivos y

168

alcance de las investigaciones, así como de la representatividad de la zona investigada por cada sondeo. 5.4 Calicatas. Las calicatas, zanjas, apiques o trincheras, etc., consisten en excavaciones realizadas mediante medios mecánicos y manuales ( hombre) convencionales, que permiten la observación directa del terreno a cierta profundidad, así como la toma de muestras y la realización de ensayos in situ (foto 7 ). Tienen la ventaja de que permiten acceder directamente al terreno, pudiéndose observar las variaciones litológicas, estructura, discontinuidades, etc., así como tomar muestras de gran tamaño ( bloques parafinados) para la realización de ensayos y análisis.

Fotografía 7. Observación de suelos en calicatas y trincheras

169

Las calicatas son uno de los métodos mas empleados son el reconocimiento superficial de terreno, y dado su bajo costo y rapidez de realización, constituyen un elemento habitual en cualquier tipo de investigación in situ. Sin embargo, cuentan con las siguientes limitaciones:

• La a profundidad no suele exceder de 4 m. • La presencia de agua limita su utilidad. • El terreno debe poderse excavar fácilmente. • Para su ejecución es imprescindible cumplir las normas de

seguridad frente a derrumbes de las normas de seguridad frente a derrumbes de paredes, así como cerciorarse de la ausencia de instalaciones, conducciones, cables, etc.

Los resultados de este tipo de reconocimiento se registran en formatos en los que se indica la profundidad, continuidad de los diferentes niveles, descripción litológica, discontinuidades, presencia de filtraciones, situación de las muestras tomadas y fotografías . 5.5 Muestras geotécnicas. Las muestras geotécnicas se toman tanto en sondeos como en apiques u otro tipo de excavaciones, con le fin de obtener muestras o testigos representativos de las características y propiedades del terreno para efectuar ensayos de laboratorio. Los tipos de muestras son los siguientes:

• Muestras inalteradas: son las que no sufren alteraciones en su estructura ni en su contenido en humedad. En sondeos se extraen mediante tomamuestras adecuados ( tubos shelby), y en calicatas o excavaciones, mediante el tallado de muestras de bloque o la hinca de tubos por presión o golpeo, la obtención de este tipo de muestras es necesaria para ensayos de resistencia, deformabilidad, permeabilidad y fabrica de suelos.

• Testigos parafinados: Son testigos de rocas o de suelos

procedentes de sondeos que recubren con parafina inmediatamente después de su excavación a fin de no alterar sus condiciones naturales. Estas muestras son aptas para realizar cualquier tipo de ensayo en laboratorio.

• Muestras alteradas: son muestras que sufren modificaciones en

su estructura y en su contenido de humedad pero conservan su composición mineralógica. Las muestras alteradas se obtienen habitualmente en apiques y excavaciones. Permiten la realización

170

de ensayos de laboratorio en suelos de identificación, clasificación, compactación, etc.

• Muestras de agua: se obtienen de los distintos niveles acuíferos

detectados durante la perforación, con el fin de realizar análisis químicos. Los análisis de laboratorio más característicos son el pH y el contenido en sales y elementos contaminantes. Las muestras no deben tomarse inmediatamente después de finalizar la perforación, dejando que desaparezcan los residuos debido al la ejecución del sondeo, tanto partículas sólidas en suspensión como restos de agua de inyección o de lodos empleados para la perforación. El agua se recoge en botellas de plástico limpias, lavándolas con la misma agua antes de ser llenadas. Cada muestra debe llevar indicada la fecha y los datos de identificación del sondeo y la profundidad.

5.6 Toma de muestras de sondeos. En función del sistema de extracción de testigos en el sondeo, los tomamuestras mas utilizados son los siguientes:

• Tomamuestras a rotación. Se utilizan las propias baterías de los sondeos a rotación provistas de coronas. Pueden ser de pared única( baterías sencillas), cuyo movimiento rotatorio sobre la muestra produce la alteración de la misma, obteniéndose por tanto muestras alteradas, y de pared doble (baterías dobles), en los que la pared exterior gira y la interior permanece estática, permitiendo la obtención de muestras inalteradas. Estas muestras inalteradas deben ser parafinadas en el momento de la extracción. La batería de ¨triple tubo¨ dispone en su interior de un estuche de latón en el que se recoge la muestra inalterada.

• Tomamuestras hincados a presión y a golpeo. Este sistema

consiste en sustituir la batería de perforación por un tomamuestras que hinca a presión o golpeo. Los tomamuestras pueden ser abiertos o cerrados (figura 5.2), dependiendo de que estén siempre abiertos en su extremo inferior o temporalmente cerrados. Los abiertos, a su vez, pueden ser de pared gruesa o delgada; a los primeros corresponde el tomamuestras utilizado en el ensayo de penetración estándar SPT, y a los de pared delgada los ¨tubos shelby¨(foto 8) En los abiertos de pared gruesa se utiliza la hinca a presión. Entre los tomamuestras cerrados esta el

171

tomamuestras de pistón, que permite obtener muestras inalteradas de mejor calidad en suelos blandos y muy blandos (foto 9).

Figura 5.2 Sección tipo de un toma muestras abierto

172

Fotografía 8 Toma muestras tipo shelby

Fotografía 9. Toma muestras de pistón 5.7 Toma de muestras en excavaciones a cielo abierto. Durante la realización de calicatas u otro tipo de excavaciones a cielo abierto en suelos, pueden tomarse muestras alteradas e inalteradas. Las muestras alteradas se extraen mediante palas o métodos manuales, introduciéndolas en bolsas de plástico. La cantidad de muestras a tomar depende de la granulometría de los materiales y del tipo de ensayos a realizar. Para terrenos arcillosos y ensayos de identificación suele ser suficiente con 2 ó 3 kg. Si se pretenden realizar, por ejemplo ensayos de C.B.R. la cantidad mínima será de 20kg. En arenas y gravas estas cantidades se duplican y triplican en función del tamaño del grano, pudiendo superar los 100kg en casos de tamaños grandes de bolos o fragmentos de roca (como en depósitos aluviales o coluviales). Las muestras inalteradas pueden extraerse mediante dos procedimientos:

173

• Muestras en bloque. El procedimiento consiste en el tallado manual de un bloque de suelo, y su inmediato sellado y protección con parafina y vendas (foto 10).

Fotografía 10. muestra en bloque, proceso de tallado

• Hinca de tubos tomamuestras. El sistema consiste en clavar un tubo tomamuestras en las paredes o en el fondo de la excavación, mediante empuje manual (en suelos blandos), o mecánico con la propia pala de la excavadora (en suelos firmes). Los extremos del tubo se parafinan y se protegen para su envío al laboratorio (foto 11).

5.8 Tamaño d las muestras El tamaño de las muestras inalteradas esta condicionado a las exigencias de los ensayos de laboratorio. Los diámetros más usados están comprendidos entre 55 y 100 mm. Para ensayos de compresión simple puede ser suficiente un diámetro de aproximadamente 55 mm, mientras que para ensayos edométricos es conveniente un diámetro mínimo de 80 mm. Si se requiere obtener tres muestras en el mismo plano para ensayo triaxial, sera necesario un diámetro al menos de 100 mm. La longitud mínima de la muestra debe permitir obtener un tramo

174

central suficientemente largo lo más intacto posible, ya que es inevitable una cierta alteración en los extremos de la muestra. En el transporte de las muestras inalteradas deben evitarse el calor, las vibraciones y los golpes. Su almacenamiento hasta la realización de los ensayos se efectúa en la cámara húmeda del laboratorio.

Fotografía 11. Parafinado de muestras obtenidas en apiques o trincheras

5.9 Ensayos in situ Los ensayos in situ tienen gran importancia para la determinación de las propiedades geotécnicas de los materiales. A partir de ellos se miden los parámetros que determinan el comportamiento geomecánico del terreno, como la resistencia, deformabilidad, permeabilidad, etc. La principal ventaja de los ensayos in situ es que son mas representativos que los ensayos de laboratorio con respecto las condiciones del terreno en el que se va a construir la obra o estructura, al involucrar un volumen considerable mayor de material y estar este en condiciones naturales. Sin embargo, la escala de los ensayos in situ no alcanza a representar todo el conjunto de macizo rocoso o suelo, lo que debe tenerse en cuenta para su interpretación y extrapolación de resultados. 5.9.1 Ensayos de resistencia

175

• Ensayo de penetración estándar (SPT) Este ensayo de penetración dinámica se realiza en le interior de sondeos durante la perforación. Permite obtener un valor N de resistencia de penetración que puede ser correlacionado con parámetros geotécnicos como la densidad relativa, el ángulo de rozamiento, la carga admisible y los asientos en los suelos granulares. En el ensayo también se obtiene una muestra alterada, para realizar ensayos de identificación de laboratorio. El ensayo SPT puede ejecutarse prácticamente en todo tipo de suelos, incluso en roca muy alterada, aunque es en los suelos granulares donde se realiza preferentemente; la dificultad de obtener muestras inalteradas en este tipo de suelos añade relevancia al SPT. La frecuencia habitual para la realización del SPT a lo largo del sondeo es de un ensayo cada 2 a 5 m, o incluso mayor, en función de las características del terreno. El procedimiento a seguir consiste en limpiar cuidadosamente la perforación al llegar a la cota deseada para el ensayo, tanto las paredes como el fondo, retirando la batería de perforación e instalando en su lugar un tomamuestras de dimensiones estándar. El tomamuestras consta de tres elementos: zapata, tubo bipartido y cabeza de acoplamiento con el varillaje (foto 12). Este se debe hincar en el terreno 60 cm, contando el número de golpes necesarios para hincar tramos de 15 cm. El golpeo para la hinca se realiza con una masa de 63.5 kg, cayendo libremente desde una altura de 76 cm sobre una cabeza de golpeo o un yunque (foto 13). La lectura de golpeo del primero y último tramo no se debe tener en cuenta, por la alteración del suelo o derrumbes de las paredes del sondeo en el primer caso, y por posible sobrecompactación en el segundo. La suma de los valores de golpeo de los dos tramos centrales de 15 cm es el valor N, denominado también resistencia a la penetración estándar. En ocasiones, dada la alta resistencia del terreno, no se consigue el avance del tomamuestras. En estos casos, el ensayo se suspende cuando se exceden 100 golpes para avanzar un tramo de 15 cm, y se considera rechazo. El resultado de los ensayos SPT puede verse afectado por factores como:

• Preparación y calidad del sondeo: limpieza y estabilidad de las paredes de la perforación.

176

• Longitud del varillaje y diámetro del sondeo: condicionan el peso del elemento a hincar y la fricción con las paredes del sondeo.

• Dispositivo de golpeo: puede ser manual o automático, existiendo diferencias notables entre los resultados de ambos. Deben emplearse dispositivos automáticos, pues garantizan la aplicación de la misma energía de impacto en todos los casos.

Fotografía 12. tomamuestras y elementos de ensayo

177

Fotografía 13. Equipo de SPT Cuando el ensayo se realiza por debajo del nivel freático se utiliza la siguiente corrección (Terzaghi y Peck, 1948), aplicable a suelos poco permeables (limos y arenas finas): N = 15 + ( N′ - 15)/2 Válida por N’ > 15, siendo N el valor corregido y N’ el valor medido. El extendido uso del SPT ha permitido establecer una serie de correlaciones con diferentes parámetros geotécnicos:

• Con la densidad relativa para suelos Con la compacidad, teniendo en cuenta la influencia de la profundidad (figura 5.3).

• Con el ángulo de rozamiento en suelos granulares, φ; aplicable a partir de 2 m de profundidad (figura 5.4).

178

Figura 5.3 Interpretación de datos SPT, teniendo en cuenta la profundidad ( Thornburn, 1963)

179

Figura 5.4 Estimación del valor de Φ

• Ensayos de penetración dinámica. Estos ensayos sencillos y económicos permiten estimar la resistencia a la penetración de los suelos en función de la profundidad. Cuando se dispone de información geológica (sondeos o calicatas en zonas próximas) se puede correlacionarlas diferentes capas de suelos. Son muy utilizados en estudios geotécnicos para la cimentación de estructuras, en obras lineales y en edificaciones. El método consiste en la hinca en le terreno de una puntaza mecánica, unida a un varillaje, mediante golpeo. El equipo de golpeo se compone de una maza, un yunque y unas guías. El yunque transmite la energía recibida a la puntaza mediante unas varillas que se van acoplando sucesivamente según progresa el ensayo. La maza cae libremente, y la velocidad en el momento de iniciar la caída debe ser igual a cero. El yunque se une rígidamente al varillaje y su diámetro es igual o superior a 100 mm y menor o igual que la mitad del diámetro de la maza. Existen varios tipos de ensayos en función de la energía de golpeo, estando justificado el uso de cada equipo según sea la consistencia del terreno.

180

• Ensayos borros. Puede realizarse a profundidades considerables, en ocasiones superiores a 25 m (figura 5.5 y foto 14). La maza de 63.5 kg de peso, cae libremente desde una altura de 0.50 m. Las puntazas pueden ser cuadradas ó cónicas. El registro de número de golpes NB se efectúa cada 20 cm. Si son necesarios más de 100 golpes para hincar los 20 cm de tubería se considera rechazo y se suspende la prueba. Se puede estimar de forma aproximada que N = NB, para NB comprendido entre 8 y 12. Para valores mayores, NB resulta ser algo mayor que N. Dhalberg (1974) propuso dos correlaciones, no estrictamente equivalentes, aplicables unicamente a suelos arenosos:

Log ( NB) = 0.035N + 0.668 +/- 0.044

N = 25.0 log ( NB) - 15.16 +/- 1.16

Figura 5.5 Ensayo de penetración dinámica tipo borro (Jiménez Salas 1976)

181

Fotografía 14. Ensayo de penetración dinámica

• Ensayo DPL (dinamic probing light) Ensayo muy ligero aplicable a profundidades de hasta 8 m. Se emplea una maza de 10 kg con una altura de caída de 0.50m. El área de la puntaza es de 10 cm2. S debe contar el número de golpes necesario para hacer avanzar la puntaza 10cm (N10). Se obtiene un registro de golpeo a lo largo de toda la profundidad del ensayo en intervalos de 10 cm.

• Ensayos DPM (dinamic probing medium) Permiten estudiar profundidades de hasta 20 m. La maza tiene una masa de 30 kg cayendo libremente desde 0.50 m (N10).

• Ensayos DPH (dynamic probing heavy) Para profundidades de hasta 20-25 m. La maza es de 50 kg y la altra de caída de 0.50m. el registro de golpeo se toma cada 10 cm. (N10)

182

• Ensayos DPSH (dynamic probing super heavy) Puede realizarse a profundidades Mayores de 20 metros. La maza es de 63.5 kg, siendo la altura de caída de 0.75 m. los golpes necesarios para la hinca se registran cada 20 cm (N20). La representación de los resultados de los ensayos de penetración se realiza en un estadillo con el parte de trabajo (localización, profundidad, equipos, incidencias, reparaciones) y los gráficos resultantes, en los que se representan los valores de golpeo de N10 ó N20 en el eje de abscisas, y la profundidad de penetración en el eje de ordenadas.

• Ensayos de penetración estática También llamados ensayos C.P.T. (cone penetration test), miden la reacción del suelo ante la penetración continua de una punta cónica mediante dos parámetros: la resistencia de punta (qc) y el rozamiento lateral (fs). La instalación de un sensor adicional de la presión intersticial constituye un equipo denominado piezocono (C.P.T.U), que además de medir qc y fs, registra las presiones intersticiales, u, que van generando durante la hinca; también se pueden instalar sensores adicionales de temperatura, de inclinación, etc. El ensayo de penetración estática consiste en hincar en el suelo una punta cónica a presión y a velocidad constante midiendo el esfuerzo necesario para la penetración del cono, qc. Si se emplea un cono de tipo móvil se puede medir el rozamiento lateral local, fs, y en el caso de utilizar un piezocono se registrará, además, la presión intersticial que se va generando durante la hinca. Los parámetros medidos durante la hinca. Los parámetros medidos durante el ensayo, c, fs y u, se representan gráficamente respecto a la profundidad. En la figura 5. 6 puede observarse que los picos que se producen en la presión intersticial permiten determinar la presencia de pequeñas capitas limosas o arenosas intercaladas entre los paquetes más permeables, así como detectar las capas impermeables intercaladas entre los estratos arenosos, obteniendo de esta manera una interpretación de la estratigráfica del terreno. Los ensayos de penetración estática se realizan en los suelos granulares y en los suelos cohesivos de consistencia blanda. La presencia de bolos, gravas, suelos cementados y roca produce rechazo daños en los equipos. Estos ensayos se utilizan para el cálculo de cimentaciones, y proporcionan información continua del terreno ensayado. A partir de los

183

daros obtenidos se pueden establecer correlaciones con otros parámetros geotécnicos, algunas de las cuales son:

Figura 5.6 Registro esquemático del ensayo de penetración estática CPT con piezocono (Gonzáles Vallejo 2002)

• Con el ángulo de rozamiento interno para suelos

granulares; aunque no existe un relación simple y general.

• Con el módulo de Young, E, para suelos granulares. Schmertmann (1978) propone la relación:

E= 2.5 qc

Siendo qc la resistencia unitaria por punta.

184

• Ensayos de molinete (vane test) Este ensayo se realiza habitualmente en el fondo de un sondeo de ejecución o una vez que éste ha finalizado. Igualmente, se puede realizar desde la superficie del terreno en la modalidad de hinca dinámica o estática (vane – borer). El ensayo de molinete se emplea para determinar la resistencia al corte sin drenaje de suelos cohesivos blandos, siendo adecuado para materiales saturados. El procedimiento consiste en la hinca de un ¨molinete¨, constituido por cuatro palas de acero solidadas a una varilla central (figura 5.7). las palas se introducen en el fondo del sondeo hasta una profundidad de 5 veces H (H es la altura de las palas, normalmente de 50 ó 100 mm.). A continuación se hacen rotar las palas con una velocidad constante de 0.1°/s (6°/min) y se mide el momento de torsión T necesario para romper el suelo. Al tratarse de un ensayo rápido, se realiza en condiciones sin drenaje, por lo que la resistencia sin drenaje, que equivaldrá a la cohesión del material (para φ =0°). También debe medirse la resistencia residual o valor de resistencia estabilizado una vez que el suelo ha roto. La separación entre puntos de ensayo debe ser de al menos 0.5 a 0.7 m a lo largo de la perforación. La resistencia al corte sin drenaje, su, se obtiene en función del momento de torsión, y de la sensitividad del terreno, st: Su = 2M/ [∏D2 (H-D3)] St = Su(max)/Su(residual) Siendo M el par de giro necesario para romper el terreno, H la altura de las palas, D el diámetro del molinete, Su(max) la resistencia de pico al corte de drenaje y Su(residual) la resistencia residual del suelo hasta que el valor de T (momento de torsión) se estabiliza.

185

Figura 5.7 Ensayo de molinete ( Mazariegos, 1993)

BIBLIOGRAFIA RECOMENDADA

Clayton, C.R.I., Mathews , M.C., Simón, N.E., Site Investigations. ( 1995) Ed. Blackwell Science Joyce, M.D. (1982). Site Investigation Practice. Ed. E. & F.N. Spon

186

SESION 6 PROBLEMAS PLANTEADOS POR LOS

SUELOS EN INGENIERIA

IINNTTRROODDUUCCCCIIOONN

Los suelos en general se pueden incluir en dos grupos: los que forman parte del medio natural sometido a la acción antrópica y respondiendo a los problemas generados por él: excavaciones, túneles, construcción de vías, viviendas, etc., y los que plantean problemas especiales debido a sus propias condiciones o condiciones intrínsecas y a la acción de la naturaleza sin intervención humana. En general estos problemas afectan las actividades de la ingeniería, aún más porque son acentuados por la acción del hombre. Se tiene el caso de suelos arcillosos en períodos de lluvias intensas y sequías también intensas; localización de zonas de habitación en zonas de laderas asociados a materiales que presentan comportamientos especiales. En general estos procesos se pueden presentar sin que afecten al hombre pero si pueden generar grandes problemas, por ejemplo si se construye en una zona al pie de una ladera y cercana a un río o quebrada en donde se pueden presentar avenidas torrenciales o avalanchas. Esta sesión se dedica a presentar un conocimiento muy general de algunos de estos materiales y su comportamiento. Ya en este nivel de trabajo, el estudiante debe estar en la capacidad de entender y asociar los conceptos básicos vistos a través de todo el módulo con las causas asociadas al comportamiento de estos materiales. Por ello, este módulo, se dirige a presentar en forma resumida algunos de estos materiales y ejemplos de algunos casos típicos.

187

OOBBJJEETTIIVVOOSS El objetivo básico del módulo es presentar en forma breve y resumida algunos suelos que presentan comportamientos especiales que pueden afectar diversas obras de ingeniería, con el fin de que el estudiante profundice al respecto de las causas de los mismos asociadas al conocimiento de la mecánica de suelos básica, sus consecuencias en el trabajo y la vida práctica, así como la asociación de su presencia en ciertas zonas.

188

AACCTTIIVVIIDDAADDEESS PPRREELLIIMMIINNAARREESS

Ya como cierre al curso de mecánica de suelos básica el estudiante deberá estar en capacidad de asociar los comportamientos de los materiales, que es en última instancia lo que interesa al ingeniero civil, a las teorías básicas de la mecánica de suelos que soportan la explicación a los mismos. Por lo tanto es necesario que el estudiante se concentre en la observación práctica de los lugares en los cuales es más posible su existencia, con el fin de prever las obras que se requieran para disminuir las posibles consecuencias que presentan los comportamientos anómalos en estos materiales. Si bien, aún hoy no se tiene una explicación total a dichos comportamientos, parte de los desarrollos conceptuales y matemáticos que ha hecho la mecánica de suelos se han dirigido a resolver dichos problemas, en especial en un país como Colombia, en el cual su condición de encontrarse en la zona tropical aumenta la posibilidad de encontrar en diversas zonas materiales tan diversos y con comportamientos especiales y conflictivos que obligan al ingeniero a resolver este enigma. Teniendo en cuenta estos conceptos básicos, desarrolle alguna de las siguientes actividades:

1. Investigue en que zonas de Colombia se tiene conocimiento de la presencia de suelos con comportamientos especiales.

2. Investigue con otros profesionales en que obras se ha encontrado con este tipo de materiales y como se han resuelto los problemas que presentan.

En esta sesión no se presentan una evaluación final, sino que más bien el estudiante se debe dirigir a encontrar casos reales y las soluciones que se han presentado en la ingeniería colombiana.

189

PROBLEMAS PLANTEADO POR LOS SUELOS EN

INGENIERÍA

6.1 Suelos con problemas especiales Los problemas considerados como especiales se pueden poner de manifiesto por la propia naturaleza, o bien a causa del hombre, que con sus obras puede interferir en el equilibrio natural y alterarlo (una primera vez o varias veces, cíclicamente), o puede hacer, con su intervención, que las obras y el terreno circundante sufran de forma distinta la acción climática, muchas veces periódica, pero no por ello menos intensa. En este sentido cabe distinguir los problemas propios de:

• Las arcillas expansivas. • Los suelos dispersivos. • Los suelos salinos y agresivos. • Los suelos colapsables. • Los suelos licuefactibles o licuables.

En el comportamiento de algunos de estos suelos, como los suelos expansivos, influyen, además de sus constitución, las variaciones climáticas (como en el caso también del permafrost); en otros, como los licuefactibles, influyen los procesos geológicos como los terremotos. 6.2 Arcillas expansivas Bajo este nombre se incluyen aquellos suelos arcillosos (es decir, con predominancia de partículas de tamaño inferior a dos micras) cuya estructura mineralógica y fábrica les permite absorber agua con un cambio de volumen importante. Las moléculas de agua penetran en la red cristalina, entre las cadenas de silicatos que están unidas por enlaces débiles, disminuyendo o anulando los mismos, pasando la red cristalina a ocupar un mayor volumen aparente, sin que se produzcan relaciones químicas. Si después cambian las condiciones (por ejemplo, por desecación continuada o por drenaje), esas moléculas de agua pueden salir de la red y producirse una disminución de volumen o retracción.

190

La capacidad de cambio de volumen de estos materiales viene condicionada, por lo tanto, por el contenido de arcilla y su mineralogía, su estructura o fábrica. La expansividad es el aumento de volumen por absorción de agua, y la retracción es la disminución de volumen por la eliminación de agua. El cambio de volumen (expansividad y retracción) esta condicionado por los siguientes factores (además de los geológicos):

• La variación climática, ya que de éstas depende la presencia de agua necesaria para producir la expansión o la evaporación del agua para inducir la retracción. Los cambios de volumen se refleja en los edificios que están construidos sobre arcillas expansivas y pueden producir agrietamientos al someter a la estructura a movimientos que, si son inducidos por determinados cambios de condiciones climáticas estacionales o plurianuales, pueden ser cíclicos (foto 6.1), caso típico en algunos sectores de Soacha en la Sabana de Bogotá.

• La vegetación, que puede cambiar localmente el contenido de humedad del terreno y dar lugar a los cambios de volumen consiguientes. La vegetación y la acción de las raíces pueden ser agentes desencadenantes del fenómeno.

• Los cambios hidrológicos generales producidos tanto por las acciones climatológicas, como por las variaciones de nivel freático debidas a explotación de acuíferos, construcción de embalses, etc. Tal es el caso del fenómeno del Niño y la Niña tan conocidos en nuestro país.

La expansividad, por tanto, tiene un carácter potencial:

• Por un lado debe existir una arcilla con la minerología y la fábrica adecuadas. Los carbonatos pueden cementar la estructura e impedir o disminuir la expansividad, pero la destrucción de los enlaces diagenéticos (por ejemplo, al extraer el suelo para su utilización como material para terraplenes) permite que la acción del cemento desaparezca y que los minerales puedan ser afectados por el agua.

• Debe producirse una variación en la humedad del suelo, por cualquier causa, que induzca a la expansividad o a la retracción, pudiendo ir una seguida de la otra (la retracción va unida a perforados de sequía y la expansividad a los de lluvia).

191

Fotografía 6.1 Edificación agrietada por expansión de arcillas Por esta causa, los suelos potencialmente expansivos y problemáticos se sitúan en zonas de climas tropicales con zonas áridas y muy secas, típicos en Colombia, Ecuador, Perú, etc. A efectos prácticos, dado que la expansividad se relaciona con le contenido arcilloso, es habitual emplear parámetros de caracterización de arcillas para evaluar y graduar la posible expansividad de un suelo. Generalmente se consideran cuatro grados de expansividad (I a IV), tal como se indica en la tabla 6.1, en el que aparecen los intervalos de valores que definen estos cuatro grados en lo referente a contenido de finos y límite líquido. Además, se utilizan otros ensayos de laboratorio de mayor calidad y realizados a propósito para evaluar la expansividad. Tabla 6.1 Grados de expansividad y valores medios de parámetros geotécnicos ( Gonzáles Vallejo 2002). Grado Expansividad Finos (

%) Límite Liquido

Ïndice de Lambe ( Kpa)

Presión de hinchamiento ( kpa)

Hinchamiento libre ( %)

I II II IV

Baja Baja a media Media a alta Muy alta

⟨ 30 30-60 60-95 ⟩ 95

⟨ 35 35-60 50-95 ⟩ 65

⟨ 80 80-150 150-230 ⟩ 230

⟨ 25 25-125 125-300 ⟩ 300

⟨ 1 1-4 4-10 ⟩10

a. El ensayo de Lambe, que proporciona la presión que ejerce el suelo (remoldeado) al humectarse en el interior de un molde y

192

reaccionar contra un pistón calibrado (foto 6.2). su descripción puede consultarse en Jiménez Salas y Justo Alpañes (1975).

b. El ensayo de presión de hinchamiento, que es la máxima presión que desarrolla una muestra de suelo inalterado (dentro de un molde endométrico) cuando, al humectarse, se impide su hinchamiento.

c. El ensayo de hinchamiento libre, o máxima variación de espesor de una muestra inalterada en un molde endométrico, cuando se humecta y se permite la expansión.

Fotografía 6.2 Aparato de Lambe para caracterizar la expansividad de los suelos ( C. Oteo)

Los valores índice de estos tres ensayos que sirven para fijar el grado de expansividad potencial se incluyen también en la tabla 6.1. En zonas volcánicas suelen existir arcillas expansivas , que constituyen, a veces, depósitos coluviales, residuales y otras, lagunares, aunque en ocasiones aparecen como episodios volcánicos incluidos entre masas de fonolitas. Existen otros suelos que también dan problemas de

193

expansividad, como los derivados de la congelación de agua en el terreno, y los problemas de hinchamiento que se producen en escorias por existencia del cal libre (se han obtenido hinchamientos libres de hasta el 5% en zonas con 3.5% de ésta cal) o de óxido de magnesio (hinchamientos del 4-6% para contenidos del 14% de MgO) al absorber agua. O los fenómenos de hinchamiento por hidratación de anhidrita (sulfato calcio deshidratado) al pasar a dihidrato (yeso común) por absorción de agua (en España se ha producido un importante fenómeno de este tipo al excavar grandes volúmenes de tierra para instalar una central de energía). En ocasiones, la expansividad de una arcilla puede incrementarse por el paso de agua a través del terreno con iones de sodio, que aumentan la separación de la red cristalina de los minerales. Se han obtenido relaciones entre el límite líquido y el cociente entre la humedad y el límite líquido , obteniéndose datos de presión de hinchamiento e hinchamiento probable, tal como se observa en la Figura 6.1.

Figura 6.1 Criterio de riesgo a partir de la expansividad ( Oteo, 1986)

194

6.3 Suelos dispersivos. Los suelos dispersivos son aquellos cuya constitución mineralógica y fábrica es tal, que las fuerzas repulsivas entre las partículas finas (arcillas) exceden a las fuerzas de atracción de esas partículas. Debido a ello, se separan los agregados de partículas y quedan partículas de menor tamaño que son más fácilmente arrastradas por el agua con cierta velocidad, produciéndose la erosión interna de estos suelos. Los agregados de partículas o flóculos están constituidos por partículas arcillosas, y además suelen tener una proporción elevada de sales disueltas (por encima del 12% en el agua que está ocluida en los poros del suelo). Se emplean dos criterios para conocer el riesgo de dispersión, que en terraplenes y presas con agua pueden dar lugar a erosiones internas, creando canales de sección circular: uno de tipo físico (ensayo doble granulométrico por sedimentación, con o sin dispersante de partículas), y otro de tipo químico, determinando el contenido que de iones de Na, Ca, Mg, y K y comparándolos relativamente (figura 6.2). En el caso de emplear el doble granulométrico, se define el índice de dispersión, Idis , como la relación entre el `porcentaje de partículas menores de 0.005 mm en el ensayo con agua desmineralizada y el mismo parámetro obtenido en el ensayo normal, con dispersante. SI ese índice es superior a 50% se considera que el suelo tiene gran estabilidad frente a la dispersión, si está entre 50 y 30 y 35% la estabilidad es intermedia o marginal, si es infeior a 30- 35 , el material es dispersable.

Figura 6.2 potencial de dispersividad en función de la composición (Sherard y otros 1976)

195

6.4 Suelos salinos y agresivos Contienen más del 15% de su capacidad iónica de cambio saturada de iones de sodio, además de contener cantidades apreciables de sales solubles. Su pH es solución saturada es del orden de 8.5 o menor. En suelos salinos asociados a altos grados de evapoeración y concentración de sales se combina con características expansivas, pero pequeños cambios en la constitución salina modifican el riesgo de expansividad a riesgo de colapso, en función de la densidad inicial de las arcillas que contiene. Muchos de los suelos salinos son agresivos al hormigón de las cimentaciones, sobre todo si hay circulación de agua en el subsuelo. Se considera que `por debajo de un 0.02 % de contenido de sulfatos ( SO3), no se presentan problemas de este tipo. En la tabla 6.2 se presenta los grados de ataque al hormigón. Tabla 6.2 Grados de ataque al hormigón de suelo y agua en función de su contenido de SO4 ( Instrucción Hormigón estructural ( 1998).

Ministerio de Fomento Madrid) Grado de ataque Agua mg SO4/l Suelo mg SO4/Kg

suelo seco Débil 200-600 2000-3000 Moderado 600-3000 3000-12000 Fuerte ⟩ 3000 ⟩ 12000 6.5 Suelos Colapsables Estos suelos se caracterizan por tener una estructura muy suelta, manteniendo su estabilidad por estado de sequedad de la atmósfera. Por el orígen de su depositación ( en general transportados por agua o aire) no poseen cohesión pero presentan algo de cementación debido a los cristales de sulfatos o debido a que los vacíos se rellenan con partículas más finas lo que les da cierto grado de resistencia. Son suelos geotécnicamente metaestables , cuyo comportamiento varía con el grado de humedad. Si la humedad aumenta, su estructura inicial puede ser destruida produciéndose una disminución drástica del volumen aparente (colapso) y las consecuentes deformaciones o asentamientos y arrastre de partículas. En algunas zonas el colapso y arrastres, y disolución de los iones de sulfatos, se dan por debajo de la superficie, formándose cuevas o simas que fallan cuando se rompe la

196

costra superficial. El suelo presenta una cohesión aparente a corto lazo que permite excavar zanjas con retroexcavadoras quedando paredes verticales, pero bajo la acción del agua, se producen disoluciones en los sulfatos con grandes reducciones de volumen y arrastre de las partículas. Para caracterizar el riesgo en estos materiales se utiliza el peso específico seco aparente y los ensayos de colapso, tal como se muestra en la tabla 6.3. Estos ensayos se realizan en el consolidómetro y midiendo el asentamiento después de la inundación de la muestra. Suelos muy conocidos como susceptibles de colapso son los loess Tabla 6.3 Criterios de Colapsabilidad ( tomado de Gonzáles Vallejo, 2002)

Grado de colapso Peso específico seco kN/m3

Potencial de colapso en % *

Bajo Bajo a medio Medio a alto Alto a muy alto

⟩ 14.0 12.0-14.0 10.0-12.0 ⟨ 10.0

⟨ 0.25 0.25 -1.00 1.0-5.0 ⟩ 5.0

* asentamiento inducido por colapso bajo inundalción referido a la altura inicial de la muestra

6.6 Suelos liquefactables Se denominan así aquellos suelos que con un contenido predominantemente areno – limoso, en estado saturado, al experimentar esfuerzos cortantes de carga dinámica, permiten un aumento de las presiones de poros ( por ausencia de drenaje), hasta valores del orden de el esfuerzo total existente. En este caso el esfuerzo efectivo se vuelve prácticamente cero, con lo que los granos dejan de estar en contacto, la resistencia al corte desaparece y el material se comporta como un fluido, dando lugar a movimiento verticales y horizontales de su masa, que se traducen en deslizamientos o en grandes asentamientos. Este fenómeno de suelos areno – limosos sueltos y con baja permeabilidad ha tenido lugar en terremotos en desastres naturales como los de Niigata (Japón) en el terremoto de 1964, que generó el hundimiento de muchos edificios. En Colombia, algunos sectores en el sur occidente del país, tales como Tumaco, Nuquí, presentan en algunas zonas potencial de licuación.

197

BIBLIOGRAFÍA RECOMENDADA

Mitchell, J.k. (1976) Fundamentals of soil Behaviour. John Wil y Sons. N.Y. Fookes, P.G. (1997). Geology for engineers: The geological model prediction and performance, Quarterly Journal of Engineering Geology.