MANUAL DE MECANICA DEL SUELO Y CAPITULO 1: CARACTERIZACION DE LOS SUELOS

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1 MANUAL DE MECANICA DEL SUELO Y CIMENTACIONES CAPITULO 1: CARACTERIZACION DE LOS SUELOS

2 INDICE CAPITULO 1: CARACTERIZACION DE LOS SUELOS 1 CARACTERIZACION DE LOS SUELOS Suelos y rocas: origen del suelo Propiedades físicas y clasificación de los suelos Reconocimiento del terreno Investigación in situ Ensayos de laboratorio Esfuerzos en una masa de suelo: presiones normales y tangenciales Concepto de esfuerzo efectivo en un sistema de particulas Esfuerzos geostáticos Esfuerzos producidos por las cargas aplicadas Tensión Plana Tensiones Principales y Tensiones Tangenciales máimas Círculo de Mohr para tensión plana Tensión Triaial Resistencia al esfuerzo cortante Parámetros de resistencia en presiones efectivas Parámetros de resistencia en condiciones sin drenaje Relaciones tensión-deformación Conceptos de la teoría de elasticidad Comportamiento en compresión confinada Consolidación. Consideraciones generales Cálculo de asentamientos por consolidación Tasa de por consolidación

3 1 CARACTERIZACION DE LOS SUELOS 1.1 Suelos y rocas: origen del suelo La mayoría de los suelos que cubren la tierra están formados por la meteorización de las rocas. Los geólogos emplean el término meteorización de las rocas para describir todos los procesos eternos, por medio de los cuales la roca eperimenta descomposición química y desintegración física, proceso mediante el cual masas de roca se rompen en fragmentos pequeños. Esta fragmentación continua es un mero cambio físico y por eso se llama también meteorización mecánica. Por otra parte, la meteorización química de una roca es un proceso de descomposición, mediante el cual los minerales constitutivos de rocas allí presentes cambian de composición química. En la descomposición, los minerales persistentes se transforman en minerales de composición y propiedades físicas diferentes. Es preciso indicar que la desintegración física completa la descomposición, ya que los minerales y partículas rocosas de menor tamaño producidos por meteorización mecánica son mucho más susceptibles al cambio químico que los granos minerales firmemente soldados en grandes masas de roca compacta. La meteorización mecánica es el proceso por el cual las rocas se fracturan en piezas de menor tamaño bajo la acción de las fuerzas físicas, como la corriente de agua de los ríos, viento, olas oceánicas, hielo glacial, acción de congelación, además de epansiones y contracciones causadas por ganancia y pérdida de calor. La meteorización química es el proceso de descomposición química de la roca original. Entre los distintos procesos de alteración química pueden citarse: la hidratación (paso de anhidrita a yeso), disolución (de los sulfatos en el agua), oidación (de minerales de hierro epuestos a la intemperie), cementación (por agua conteniendo carbonatos), etc.por ejemplo, la meteorización química de los feldespatos puede producir minerales arcillosos. Muy relacionada con la meteorización química se encuentra la meteorización biológica, producida fundamentalmente por la actividad bacteriana, originando putrefacciones en materiales orgánicos. La acción conjunta o individual de estos procesos de meteorización da lugar a un perfil de meteorización de la roca en función de la profundidad (ver figura adjunta). En este perfil la roca sana ocupa la zona más profunda, transformándose gradualmente a suelo hacia la parte más superficial. 3

4 Figura 1: Perfil de meteorización, según diversas fuentes Así, por ejemplo, la observación de una trinchera recién abierta (una ecavación para una carretera, una pared de cantera, etc.), a menudo revelará una sucesión de capas de diferentes materiales térreos. En la base del afloramiento puede haber roca compacta, denominada roca firme; se encuentra todavía en su lugar de origen y está relativamente poco modificada. La roca firme suele presentar innumerables grietas, denominadas juntas o diaclasas, que son consecuencia de esfuerzos principalmente asociados a una historia anterior de procesos tectónicos. Allí donde eisten familias de juntas que se cruzan, la roca firme se desintegra fácilmente en bloques. Por encima de la roca firme puede haber una capa de materia mineral blanda, denominada regolita. (El prefijo rego viene de la palabra griega que significa manto.) La regolita puede formarse in situ por descomposición y desintegración de la roca firme inmediatamente subyacente; este tipo se denomina regolita residual o suelo residual. Si esta capa de partículas minerales relativamente sueltas o blandas, dispuestas sobre la roca firme, es transportada por agentes tales como corrientes de agua, hielo, viento, olas, recibe el nombre de regolita transportada o suelo sedimentario. Suelos residuales Los suelos residuales se originan cuando los productos de la meteorización de las rocas no son transportados como sedimentos, sino que se acumulan in situ. Si la velocidad de descomposición de la roca supera a la de arrastre de los productos de descomposición, se produce una acumulación de suelo residual. Entre los factores que influyen sobre la velocidad de alteración en la naturaleza de los productos de meteorización están el clima (temperatura y lluvia), el tiempo, la naturaleza de la roca original, la vegetación, el drenaje y la actividad bacteriana. Los suelos residuales suelen ser más abundantes en zonas húmedas, templadas, favorables al ataque químico de las rocas y con suficiente vegetación para evitar que los productos de meteorización sean fácilmente arrastrados. Suelos sedimentarios La formación de los suelos sedimentarios puede eplicarse más adecuadamente considerando la formación, el transporte y el depósito de los sedimentos. 4

5 El modo principal de la formación de sedimentos lo constituye la meteorización física y química de las rocas en la superficie terrestre. En general, las partículas de limo, arena y grava se forman por la meteorización física de las rocas, mientras que las partículas arcillosas proceden de la alteración química de las mismas. Los sedimentos pueden ser transportados por cualquiera de los cinco agentes siguientes: agua, aire, hielo, gravedad y organismos vivos. El transporte afecta a los sedimentos de dos formas principales: a) modifica la forma, el tamaño y la tetura de las partículas por abrasión, desgaste, impacto y disolución; b) produce una clasificación o graduación de las partículas. Después de que las partículas se han formado y han sido transportadas se depositan para formar un suelo sedimentario. Las tres causas principales de este depósito en el agua son la reducción de la velocidad, la disminución de la solubilidad y el aumento de electrolitos. Cuando una corriente de agua desemboca en un lago, océano, etc., pierde la mayor parte de su velocidad. Disminuye así la fuerza de la corriente y se produce una sedimentación. Cualquier cambio en la temperatura del agua o en su naturaleza química puede provocar una reducción en la solubilidad de la corriente, produciéndose la precipitación de algunos de los elementos disueltos. Figura : Esquema del proceso de formación de los suelos Por tanto, el suelo es el resultado del proceso de meteorización de las rocas, con o sin transporte de los productos de alteración. Los suelos se caracterizan fundamentalmente por los siguientes aspectos: Los suelos están formados por partículas pequeñas (desde micras a algunos centímetros) e individualizadas que pueden considerarse indeformables. Entre estas partículas quedan huecos con un volumen total del orden de magnitud del volumen ocupado por ellas (desde la mitad a varias veces superior). Un suelo es un sistema multifase (sólida, líquida y gaseosa). Los huecos pueden estar llenos de agua (suelos saturados), o con aire y agua (suelos semisaturados), lo que condiciona la respuesta de conjunto del material. En condiciones normales de presión y temperatura, el agua se considera incompresible. 5

6 1. Propiedades físicas y clasificación de los suelos a) Relaciones peso-volumen Como se mencionó en el apartado anterior, el suelo constituye un sistema de varias fases. La figura siguiente muestra un elemento típico de suelo que contiene 3 fases diferenciables: sólida (partículas minerales), líquida (agua generalmente) y gaseosa (aire o gas). La parte de la izquierda representa las tres fases como podrían presentarse en un elemento de suelo natural. En la parte de la derecha se han separado las tres fases con el fin de facilitar la deducción de las relaciones entre ellas. Los términos que aparecen en la figura anterior representan los siguientes conceptos: V: Volumen total del elemento de suelo V s : Volumen ocupado por las partículas de suelo V w : Volumen ocupado por la fase líquida (agua) V g : Volumen ocupado por la fase gaseosa (aire) V v : Volumen ocupado por los huecos (fase líquida+fase gaseosa) W: Peso total del elemento de suelo W s : Peso de las partículas de suelo W w : Peso de la fase líquida (agua) W g : Peso de la fase gaseosa (aire) 0 Las epresiones que relacionan las distintas fases son las siguientes: 6

7 Relaciones en volumen Indice de huecos o poros: s v V V e Porosidad: V V n v Grado de saturación: v w V V S Las relaciones entre el índice de huecos y la porosidad son las siguientes: n n V V V V V V V V V V V e v v v v s v 1 e e V V V V V V V V V V V n s v s s s v v s v v Relaciones en peso Humedad: s w W W w Peso específico de las partículas sólidas: s s s V W γ Peso específico del agua: w w w V W γ Peso específico seco: e V V W V W s v s s s d γ γ Peso específico aparente: ) ( w e w e V w e ww V V W W V W d s s s s s s v s w s ap γ γ γ γ γ γ Peso específico saturado (V v V w e) e e V V W W w s v s w s sat γ γ γ 7

8 b) Densidad o compacidad relativa Una magnitud muy empleada para caracterizar la compacidad de un suelo granular es la densidad relativa, definida como: D r e e ma ma e e min γ d 100 γ,ma d γ d γ d,ma γ d,min γ d,min 100 Siendo: e ma : Indice de huecos del suelo en el estado más suelto e min : Indice de huecos del suelo en el estado más denso e: Indice de huecos in situ γ d : Peso específico seco in situ γ d,ma : Peso específico seco en el estado más denso (e min) γ d,min : Peso específico seco en el estado más suelto (e ma) En la tabla siguiente se indican las denominaciones de la compacidad de los suelos granulares a partir de su densidad relativa: c) Granulometría Densidad relativa (%) Denominación 0-15 Muy suelto Suelto Medio Denso Muy denso En cualquier masa de suelo, los tamaños de las partículas varían considerablemente. Para clasificar apropiadamente un suelo se debe conocer su distribución granulométrica, es decir, la distribución, en porcentaje, de los distintos tamaños dentro del suelo. La distribución granulométrica de partículas de tamaño superior a 0,08 mm. se determina generalmente mediante un análisis granulométrico por tamizado. Para partículas de tamaño inferior al mencionado (0,08 mm.) se emplea la granulometría por sedimentación. El análisis granulométrico por tamizado se efectúa tomando una cantidad medida de suelo seco, bien pulverizado y pasándolo a través de una serie de tamices (cuyo tamaño de malla suele ir disminuyendo en progresión geométrica de razón ), agitando el conjunto. La cantidad de suelo retenido en cada tamiz se pesa y se determina el porcentaje acumulado de material que pasa por cada tamiz. El porcentaje de material que pasa por cada tamiz, determinado de la forma anterior, se representa en un gráfico semilogarítmico. El diámetro de la partícula se representa en una escala logarítmica (abscisas), y el porcentaje de material que pasa se representa en escala aritmética (ordenadas). En la figura siguiente se muestra un ejemplo de esta curva. 8

9 Una vez determinada dicha curva granulométrica, eisten dos coeficientes que se utilizan para una mejor descripción de la granulometría de un suelo. Estos coeficientes son: Coeficiente de uniformidad: Coeficiente de curvatura: C u C c D D D30 D D El coeficiente de uniformidad representa la relación entre el diámetro correspondiente al tamiz por el que pasa un 60% de material y el diámetro correspondiente al tamiz por el que pasa un 10%. Si C u es menor que 5, el suelo tiene una granulometría uniforme. Si 5<C u <0, el suelo es poco uniforme; y si C u >0, se considera bien graduado. Cuanto más uniforme es el suelo, más uniforme es el tamaño de sus huecos y más difícil es su compactación, al no eistir una cierta variación de tamaños que rellenen adecuadamente los huecos. El coeficiente de curvatura, también llamado de graduación, ha de adoptar valores entre 1 y 3 para considerar al suelo bien graduado. Se determina dividiendo el cuadrado del diámetro correspondiente al tamiz por el que pasa un 30% del material, entre el producto de los diámetros correspondientes a los tamices por los que pasa un 60% y un10% del material. El análisis granulométrico por sedimentación (partículas de tamaño inferior a 0,08 mm.) se lleva a cabo con el hidrómetro (ver figura adjunta), y se basa en el principio de la sedimentación de las partículas de suelo en agua. Los hidrómetros están calibrados para mostrar la cantidad de suelo que está aún en suspensión en cualquier tiempo dado, t. Así, con lecturas tomadas en tiempos diferentes en el hidrómetro, el porcentaje de suelo más fino que un diámetro dado puede calcularse y prepararse una gráfica de la distribución granulométrica. 9

10 Con los dos métodos de análisis granulométrico epuestos puede determinarse la curva granulométrica completa de una muestra de suelo (ver curvas granulométricas adjuntas). En función de la granulometría se clasifican los suelos en cuatro grandes grupos: Gravas, con tamaño de grano entre unos 80 mm. y 4,75 mm. Los granos son observables directamente, eisten grandes huecos entre las partículas y no retienen el agua. Arenas, con partículas de tamaño entre 4,75 mm. y 0,075 mm. Estas son observables a simple vista y se mantienen inalterables en presencia de agua. Limos, con partículas comprendidas entre 0,075 mm. y 0,00 mm. Retienen el agua y si se forma una pasta limo-agua y se coloca sobre la mano, al golpear con la mano se aprecia cómo el agua se ehuda con facilidad. Arcillas, cuyas partículas tienen tamaños inferiores a 0,00 mm. Son partículas de tamaño gel y están formadas por minerales silicatados, constituidos por cadenas de elementos tetraédricos y octaédricos, unidas por enlaces covalentes débiles y pudiendo entrar las moléculas de agua entre las cadenas, produciendo aumentos de volumen, a veces muy importantes. Por tanto, presentan una gran capacidad de retención de agua, con un porcentaje de huecos muy elevado (huecos pequeños pero con una gran superficie de absorción en las partículas). Debido a que el tamaño de los huecos es muy pequeño (aunque el índice de huecos es elevado), ehiben unos tiempos de epulsión de agua muy elevados y una permeabilidad muy baja. d) Plasticidad Cuando un suelo arcilloso se mezcla con una cantidad ecesiva de agua, éste puede fluir como un semilíquido. Si el suelo se seca gradualmente, se comportará como un material plástico, semisólido o sólido, dependiendo de su contenido de agua. 10

11 Los contenidos de humedad y los puntos de transición de unos estados a otros se denominan Límites de Atterberg. El concepto de que un suelo puede presentarse en varios estados, en función del contenido de humedad, se basa en que cuanto mayor sea la cantidad de agua que contiene un suelo, menor será la interacción entre partículas adyacentes y más se aproimará el comportamiento del suelo al de un líquido (ver esquema adjunto). Esta variación de la consistencia en función de la humedad (plasticidad) es propia de suelos finos (arcillas y limos), ya que los suelos gruesos (arenas y gravas) no retienen agua y se mantienen inalterables en presencia de ésta. Mezcla fluida de agua y suelo Estado Líquido Estado Plástico Límite líquido: LL ó w L Humedad creciente Límite Plástico: LP ó w P Estado Semisólido Estado Sólido Límite de Retracción: LS ó w S Suelo seco La determinación de los Límites de Atterberg se lleva a cabo en laboratorio, definiéndose el límite plástico como el contenido de agua con el cual el suelo se agrieta al formarse un rollito de 3 mm. de diámetro. El límite líquido se determina con la cuchara de Casagrande. La diferencia entre el límite líquido y el límite plástico de un suelo se define como Indice de Plasticidad: IP LL-LP El índice de liquidez se define como: I L w w n L w w P P w n : humedad natural 11

12 El índice de plasticidad indica la magnitud del intervalo de humedades en el cual el suelo posee consistencia plástica, mientras que el índice de liquidez indica la proimidad de la humedad natural del suelo al límite líquido. Con el fin de proporcionar una representación adecuada de la plasticidad de una muestra de suelo se emplea la denominada Carta de plasticidad de Casagrande (ver figura adjunta). En este gráfico se representa la relación del límite líquido (abscisas) con el índice de plasticidad (ordenadas). Casagrande definió que los suelos con LL>50 son de alta plasticidad (pueden admitir un mayor contenido de agua y por tanto pueden eperimentar deformaciones plásticas mayores). Los suelos con LL<50 se denominan de baja plasticidad. Complementariamente, Casagrande definió una línea A, que separa los suelos arcillosos de los más limosos. Así, a partir del 1

13 criterio de alta y baja plasticidad y de la línea A, se pueden definir varias zonas en el gráfico anterior. Los suelos limosos y con apreciable contenido orgánico tienen un intervalo de humedad menor para pasar del estado semisólido al estado líquido (menor índice de plasticidad), situándose por debajo de la línea A. En el caso de las arcillas, dicho intervalo de humedad es mayor, situándose por encima de la línea A. Se definen, por tanto, varios tipos de suelos: arcillas de alta plasticidad (CH), arcillas de baja plasticidad (CL), limos y suelos orgánicos de alta plasticidad (MH-OH) y limos y suelos orgánicos de baja plasticidad (ML-OL). e) Clasificación de suelos Con el objeto de dividir los suelos en grupos de comportamiento semejante, con propiedades geotécnicas similares, surgen las denominadas clasificaciones de suelos. La clasificación de suelos consiste, pues, en incluir un suelo en un grupo que presenta un comportamiento semejante. La correlación de unas ciertas propiedades con un grupo de un sistema de clasificación suele ser un proceso empírico puesto a punto a través de muchos años de eperiencia. La mayoría de las clasificaciones de suelos utilizan ensayos muy sencillos, para obtener las características del suelo necesarias para poderlo asignar a un determinado grupo. Las propiedades ingenieriles básicas que suelen emplear las distintas clasificaciones son la distribución granulométrica, los Límites de Atterberg, el contenido en materia orgánica, etc. Los dos sistemas principales de clasificación de suelos actualmente en uso son el sistema AASHTO (American Association of State Highway and Transportation Officials) y el USCS (Unified Soil Classification System). El primero se usa principalmente para la evaluación cualitativa de la conveniencia de un suelo como material para la construcción de eplanadas de carreteras. El Sistema Unificado de Clasificación de Suelos (USCS) fue propuesto inicialmente por Casagrande en 194 y después revisado por el Bureau of Reclamation de Estados Unidos y por el Cuerpo de Ingenieros. Este sistema es el más etendido para la amplia variedad de problemas geotécnicos. El sistema USCS clasifica los suelos en base a su granulometría, los Límites de Atterberg y el contenido en materia orgánica. A continuación se muestra dicha clasificación, junto con los símbolos empleados en la misma, así como una descripción de las propiedades esperables de los grupos diferenciados. 13

14 MANUAL DE MECANICA DEL SUELO Y CIMENTACIONES 14

15 MANUAL DE MECANICA DEL SUELO Y CIMENTACIONES 1.3 Reconocimiento del terreno Dada la muy diversa problemática que puede derivarse tanto de la finalidad prevista inicialmente de la investigación, como de las condiciones geotécnicas del terreno, es complicado establecer unas recomendaciones de detalle para cada una de las distintas situaciones que podrían llegar a plantearse. Partiendo de la identificación de necesidades que ha de figurar epresamente en el Informe Geotécnico Preliminar, se debe estudiar el modo de satisfacerlas de la forma más adecuada teniendo presente las distintas técnicas de reconocimiento disponibles. 15

16 La elección del método de reconocimiento más adecuado en cada caso, la posición de los puntos en los que efectuar los trabajos de campo, profundidad a alcanzar con los reconocimientos, ensayos de muestras, ensayos especiales, etc, será competencia de los técnicos responsables del trabajo al que está destinado el reconocimiento. A continuación se indican las técnicas de reconocimiento normalmente empleadas en la investigación del terreno Investigación in situ A) Calicatas Consisten en ecavaciones de formas diversas (pozos, zanjas, rozas, etc.), realizadas mediante medios mecánicos convencionales, que permiten la observación directa del terreno a cierta profundidad, así como la toma de muestras y la realización de ensayos in situ. Este tipo de reconocimiento del terreno permite acceder directamente al terreno para tomar datos litológicos del mismo, así como tomar muestras de gran tamaño para la realización de ensayos. Este tipo de ecavaciones presentan las siguientes limitaciones: Profundidad de reconocimiento moderada (<4 ó 5 m.) Los terrenos han de ser ecavables con medios mecánicos. Ausencia de nivel freático o, al menos, aportaciones de agua moderada en terrenos de baja permeabilidad. Ausencia de instalaciones, conducciones, cables, etc. Deben evitarse cuanto puede deteriorarse el terreno de apoyo de las futuras cimentaciones o cuando puedan crearse problemas de inestabilidad en estructuras próimas. Los resultados de este tipo de reconocimientos se registran en estadillos en los que se indica la profundidad, descripción litológica, discontinuidades, presencia de filtraciones, situación de las muestras tomadas y fotografías. B) Sondeos mecánicos Son perforaciones de pequeño diámetro que permiten reconocer la naturaleza y localización de las diferentes capas del terreno. Dichas perforaciones pueden realizarse a presión (suelos blandos), percusión (gravas, materiales cementados) o rotación (rocas, suelos duros), con diámetros que oscilan habitualmente entre 65 mm. y 140 mm. y que sirven para la etracción y reconocimiento del terreno (testigos), para la obtención de muestras del terreno mediante útiles apropiados (tomamuestras) y para la realización de algunos ensayos in situ. En suelos no muy duros con cierta cohesión, se emplean a veces los sondeos helicoidales con barrena maciza o hueca, sobre todo cuando sólo se requieren muestras alteradas. Eventualmente también pueden etraerse muestras inalteradas si el terreno se mantiene estable sin entubación o a través de las barrenas huecas. En un sondeo a rotación el sistema de perforación consta de lo siguientes elementos integrados en las baterías: corona de corte, manguito portaetractor, etractor, tubo portatestigo y cabeza. La cabeza es la pieza de unión entre el tubo portatestigo (donde se recoge el testigo que se etrae en la perforación) y el varillaje que le transmite el movimiento de rotación y empuje ejercido por la 16

17 máquina de perforación. El manguito porta etractor aloja un muelle (etractor) que sirve para cortar el testigo al sacarlo y no dejar que se desprenda durante la maniobra de etracción. La corona es el elemento perforador que se emplea en el sondeo y cuyos útiles de corte pueden ser de widia (carburo de wolframio) o de diamante. Las coronas de widia se emplean en suelos y rocas blandas y las coronas de diamante en rocas duras o muy duras. Las baterías de perforación pueden ser de tubo simple o doble. En el tubo simple, el fluido de perforación lava toda la superficie del testigo. Este efecto y el de la rotación del tubo pueden ocasionar el desmenuzamiento de suelos parcialmente cementados o rocas blandas. Cuando se requieren recuperaciones muy altas se emplea el tubo doble, en el que el fluido de perforación (agua) desciende por el contacto entre ambos tubos. En este caso, sólo puede producirse el lavado del testigo en la base del tubo, en su unión con la corona. El tubo interior va montado sobre rodamientos de bolas que independizan su movimiento del tubo eterior. En el cuadro siguiente se muestran distintos tipos de diámetros de perforación y de testigos, siendo el diámetro de perforación más habitual el NX o superior. Los sondeos con barrena helicoidal se emplean en suelos relativamente blandos y cohesivos, no siendo operativos para suelos duros o cementados. Este tipo de perforación no permite precisiones inferiores a ± 0,50 m. en la localización de los diferentes estratos atravesados. El tipo de muestras que se obtiene en la sonda helicoidal es alterada, aunque es posible en determinadas sondas obtener muestras inalteradas. Las barrenas son de dos tipos, huecas y normales. Las primeras están formadas por un tubo central de mayor diámetro que en las normales, y permiten obtener muestras inalteradas sin etraer a la superficie la maniobra. A lo largo y por el interior de la barrena se instala un varillaje que termina al final de la cabeza helicoidal y lleva una pequeña broca. Estas varillas giran solidariamente con la barrena hueca. Cuando se toma una muestra se etraen las varillas del interior de la barrena, y a continuación se introduce por el interior de la misma un tomamuestras (ver figura adjunta). Los sondeos a percusión se utilizan tanto en suelos granulares como cohesivos, pudiendo atravesar suelos de consistencia firme a muy firme. Las profundidades alcanzadas mediante este sistema rondan los 15-0 m. El sistema de perforación consiste en la hinca de tubos de acero mediante el golpeo de una maza de 10 kg. que cae desde una altura de 1 m. Se deben contar sistemáticamente los golpes necesarios para la penetración de cada tramo de 0 cm., lo que permite conocer la compacidad del suelo atravesado. Las tuberías empleadas, que pueden tener diámetros eteriores de 91, 18, 178 y 30 mm., actúan como entibación durante la etracción de muestras mediante cucharas. Eiste otro tipo de métodos especiales de perforación, denominados métodos de perforación a destroza, debido a que en ellos no se obtiene testigo, sino el material triturado que sale por la boca del sondeo. La perforación se puede realizar con trépano, martillo de fondo o rotopercusión y la trituración con tricono. La utilización de uno u otro método depende del tipo de terreno a perforar y del objetivo de la investigación. En general, deben tenerse en cuenta las recomendaciones siguientes: 17

18 -Los sondeos a percusión son preferibles por su calidad, siempre que el terreno pueda atravesarse con la energía disponible. Este método está especialmente indicado para reconocer suelos granulares gruesos, adaptando el diámetro del sondeo al tamaño de las gravas o bolos a atravesar. Normalmente se emplea tubería de hinca o tomamuestras a percusión. En el caso de suelos granulares finos se utilizan cucharas con cierre inferior de clapeta. -Los sondeos a rotación, mediante baterías simples, dobles o especiales pueden utilizarse en cualquier tipo de terreno, aunque pueden eistir problemas en el caso de suelos granulares finos bajo el nivel freático y en el caso de bolos o gravas gruesas. -Los sondeos con barrena helicoidal pueden utilizarse cuando: El terreno es relativamente blando y cohesivo No eisten capas cementadas o de gravas, ni capas arenosas fluyentes bajo el nivel freático. No es necesario atravesar o penetrar en rocas. No se requiere una precisión superior a ±0,50 metros en la localización en profundidad de las diferenes capas. Se puede justificar la calidad de las muestras inalteradas etraídas por el eje hueco de la barrena. -Cuando se conozca suficientemente la naturaleza y propiedades de costras, capas duras o rocosas intercaladas en el espesor de terreno a reconocer pueden utilizarse métodos destructivos como la perforación con trépano, martillo de fondo o percusión, y la trituración con tricono o corona ciega. En la tabla siguiente se resumen de forma muy general los diversos métodos de realizar sondeos mecánicos. 18

19 C.- Ensayos en sondeos Los ensayos más frecuentes realizados en sondeos son los siguientes: C.1.- Ensayo de Penetración Standard (SPT), con cuchara bipartida o puntaza. El Ensayo de Penetración Estándar (SPT, del inglés, standard penetration test) nace en el año 197, desarrollado por un sondista de la Raymond Concrete Pile Co., quien propuso a Terzaghi contabilizar el número de golpes necesarios para hincar 1 pie (30 cm) el tomamuestras que solía utilizar para obtener muestras en terrenos sin cohesión (arenas). De forma resumida, la realización del ensayo es la siguiente (ver esquema en la figura siguiente): 1. Se ejecuta un taladro hasta la cota deseada y en el fondo del mismo (una vez limpiado cuidadosamente) se introduce un tomamuestras de dimensiones estándar (Figura 1-) que consta de tres elementos: zapata, tubo bipartido y cabeza de acoplamiento con el varillaje.. Se hinca el tomamuestras en el terreno 60 cm, contando en número de golpes necesarios para hincar tramos de 15 centímetros. La hinca se realiza mediante una maza de 63,5 kg (140 libras) que cae desde una altura de 76 cm (30 pulgadas) en una cabeza de golpeo o yunque. La lectura del golpeo del primer y último tramo no se tienen en cuenta, por posible alteración del suelo o derrumbes de las paredes del sondeo en el primer caso y por posible sobrecompactación en el segundo. Los valores de golpeo de los tramos centrales de 15 cm sumados conducen al parámetro N 30 SPT o N SPT, denominado también resistencia a la penetración estándar. Cuando el terreno es muy resistente se detiene la prueba para un determinado número de golpes (rechazo, R), anotando la penetración realizada. 19

20 La norma ASTM D indica que la prueba se puede dar por finalizada: 1. Cuando se aplican 50 golpes para un tramo de 15 cm.. Cuando se aplican 100 golpes en total. 3. Cuando no se observa penetración alguna para 10 golpes. El tomamuestras permite por otro lado recoger una muestra alterada del suelo que posibilita su identificación. Normalmente esta muestra se introduce en un recipiente o bolsa en los que se indican en una etiqueta, además de los datos de la obra, sondeo, profundidad, fecha, etc., los valores de golpeo obtenidos, por ejemplo: 5/7/6/8 1/13/1/R:50/5cm El valor del parámetro N SPT será en el primer caso y en el segundo. Asimismo, para este segundo ejemplo se ha llegado al rechazo (50 golpes en un tramo de 15 cm) habiendo penetrado sólo 5 centímetros. El ensayo SPT es por naturaleza simple y puede ser intercalado con facilidad en cualquier sondeo de reconocimiento. Puede ejecutarse en casi cualquier tipo de suelo, incluso en rocas blandas o meteorizadas. Los resultados de la prueba, difundida ampliamente en todo el mundo, se correlacionan empíricamente con las propiedades específicas in situ del terreno. Eiste una abundante bibliografía a este respecto. La gran mayoría de datos y correlaciones corresponden a terrenos arenosos. La presencia de gravas complica la interpretación, cuando no impide su realización. En resumen, el ensayo resulta apropiado para terrenos en los que predomina la fracción arena, con reserva tanto mayor cuanto mayor es la proporción de la fracción limo-arcilla o de fracción grava. Eisten numerosas correlaciones empíricas con diversos parámetros geotécnicos. Debe entenderse claramente que estas relaciones son aproimativas y su uso resulta tanto más adecuado cuanto mayor sea la eperiencia de quien las utiliza. a). Correlaciones en suelos granulares a.1) Densidad Relativa Terzaghi y Peck (1948) publicaron la primera correlación entre N SPT y la Densidad Relativa (DR%), válida para arenas cuarzosas (ver figura adjunta). 0

21 En base a los valores de la DR%, Terzaghi y Peck establecieron lo que hoy es un clásico sistema de clasificación de las arenas según su compacidad. El índice SPT está relacionado con la compacidad de las arenas. Terzaghi y Peck propusieron la siguiente relación: N SPT a.) Angulo de Rozamiento Interno Compacidad 0-4 Muy floja 5-10 Floja Media Densa >50 Muy densa Los datos que se obtienen del ensayo SPT permiten estimar el ángulo de rozamiento interno de los materiales granulares, bien indirectamente, deducido de los valores estimado de la densidad relativa, bien directamente a partir del valor N SPT (tendencia actual). En la Figura siguiente se presentan conjuntamente los ábacos propuestos por Meyerhof (1956) y Peck et al. (1974). 1

22 Eisten otras correlaciones directas entre el valor de N SPT y el ángulo de rozamiento interno. En la figura siguiente se presenta la correlación de De Mello (1971):

23 Eiste una correlación evidente entre el ángulo de rozamiento de los suelos granulares y el índice N (SPT). La de mayor difusión probablemente sea la definida por Schmertmann que puede aproimarse con la siguiente epresión analítica: donde: N SPT tanφ ' 1, + 0,3 p φ: ángulo de rozamiento. N SPT : índice del ensayo SPT. v0 : presión vertical efectiva al nivel del ensayo. p a : presión de referencia (1 bar 100 kpa). a.3) Deformabilidad v0 a Eisten numerosas correlaciones entre el valor de N SPT que permiten deducir reglas empíricas o semiempíricas a partir de las cuales se puede estimar los módulos de deformabilidad. En general se utiliza el módulo confinado (edométrico), aunque muchas veces esto no queda claro en la literatura ya que muchos autores hacer referencia simplemente a un módulo de deformabilidad. Mitchell y Gardner (1975) resumen una serie de trabajos publicados hasta esa fecha, detallando el tipo de suelo y la base de cada método. Estas correlaciones con el Módulo Confinado se presentan en la Figura siguiente. Se observa la enorme dispersión de los valores. De estas correlaciones, sólo la de Schultze y Meltzer (1965) tienen en cuenta la presión de confinamiento. Las relaciones entre N SPT y Es, pueden epresarse de forma general mediante la relación lineal empírica: E S S 1 N SPT + S Algunos valores de estas constantes se muestran en la tabla siguiente: 3

24 Como resumen, a continuación se incluye una tabla en la que se muestran una serie de parámetros correlacionados con el valor N SPT para suelos granulares: b). Correlaciones en suelos cohesivos En los terrenos cohesivos las correlaciones basadas en los resultados del ensayo SPT sólo deben considerarse orientativas. La dispersión de las correlaciones en suelos cohesivos es mucho mayor que en los terrenos granulares. Las presiones insterticiales que se generan en el momento del golpeo y los rozamientos parásitos afectan substancialmente los resultados. b.1) Resistencia a compresión simple Muchos investigadores han intentado realizar correlaciones entre el valor de N SPT y la resistencia a la compresión simple de suelos arcillosos. La dispersión de los resultados obtenidos es muy grande, como puede apreciarse en la Figura siguiente (NAVFAC, 1971). En la tabla incluida a continuación se presentan también correlaciones entre el golpeo N SPT, la densidad saturada y la resistencia a la compresión simple según la adaptación de Hunt (1984) a los trabajos de Terzaghi y Peck (1948). 4

25 Valores de la resistencia a compresión simple a partir de N spt para suelos cohesivos de distinta plasticidad. NAVFAC, 1971 Finalmente, se incluye una tabla resumen con correlaciones orientativas del ensayo SPT con otros parámetros para suelos arcillosos. 5

26 C..- Ensayo presiométrico El Ensayo Presiométrico consiste en efectuar una puesta en carga lateral creciente del terreno por medio de una sonda cilíndrica dilatable radialmente y que se introduce en un taladro. Se trata, pues, de un ensayo de cargadeformación. Normalmente el ensayo se realiza en el interior de un sondeo previamente perforado (PBP, Pre-Boring Pressuremeter) donde se introduce el equipo presiométrico. El equipo consta de tres componentes principales (ver figuras siguientes): Estos ensayos no están normalizados en España, realizándose normalmente al amparo de la normativa francesa (NFP ). 6

27 En los presiómetros se utiliza un recinto cerrado por una membrana que aloja un volumen de fluido controlable. El aumento del volumen de ese fluido comprime la membrana contra las paredes del sondeo (ver fotos adjuntas de la deformación de la sonda presiométrica). Con estos dos datos (volumen y presión) se puede preparar el diagrama deformación-presión que se ilustra en el esquema de la figura siguiente: Normalmente los resultados del ensayo presiométrico se representan en gráficos cuya abcisa corresponde a la deformación radial, ε r, definida por la epresión: ε r r r r 0 0 7

28 donde: r radio medio de la cavidad en un momento del ensayo. r 0 radio inicial de referencia. Para el ensayo de rocas y de suelos muy firmes se pueden utilizar equipos más robustos, que se denominan dilatómetros y que miden la deformación mediante etensómetros, con lo cual se obtiene la deformación radial directamente y con mayor precisión. El tarado del equipo, antes de su utilización, permite conocer qué parte de la presión que se aplica es necesaria para deformar la membrana y ese valor se debe restar a la presión aplicada para obtener la presión corregida que es la que debe utilizarse en el gráfico de resultados. La interpretación del ensayo presiométrico permite conocer tres presiones de interés: a) Presión horizontal inicial, p h0. Es la presión que ha de ejercerse para establecer el contacto membrana-terreno y deformarlo hasta su posición original, antes de realizar el sondeo. En los presiómetros convencionales esa presión corresponde al quiebro de la curva presión- deformación (punto de máima curvatura). b) Presión de fluencia, p f. Es la presión donde acaba un tramo recto que suele aparecer en estos diagramas. A partir de ella, las deformaciones son claramente no lineales. Su determinación detallada puede realizarse con ciertas técnicas, aunque en la práctica rutinaria suele definirse casi a simple vista. c) Presión límite, p l. Es la presión que provoca una deformación radial del 41% (deformación volumétrica del 100%). Si el ensayo no ha alcanzado esa deformación, es necesario hacer una etrapolación para obtenerla. Los datos mencionados (p h0, p f y p l ) pueden utilizarse para el proyecto de cimentaciones superficiales y profundas. Además, la interpretación de la curva presiométrica permite obtener, si bien sólo con una aproimación grosera, ciertos parámetros característicos del comportamiento del terreno, tal como se indica a continuación. El coeficiente de empuje al reposo, K 0, del terreno se puede obtener mediante la epresión siguiente: K 0 p h u 0 ' v 0 donde: p h0 : presión horizontal inicial, deducida del ensayo. u: presión intersticial al nivel del ensayo. v0 : presión vertical efectiva al nivel del ensayo. 8

29 El módulo de rigidez transversal, G, del terreno, para el nivel de deformaciones del ensayo y para la dirección de carga correspondiente (perpendicular al eje del sondeo), se puede obtener mediante la epresión: G V 0 Δp ΔV donde: Δp: aumento de presión entre los dos puntos donde se advierte una respuesta lineal. ΔV: aumento de volumen entre esos dos mismos puntos. V 0 : volumen de referencia. Normalmente se debe utilizar como volumen de referencia el correspondiente al inicio del tramo elástico (tramo recto). Se define como módulo presiométrico, E p, al valor siguiente: E P G (1 + ν ) donde: G: módulo de rigidez transversal, antes definido. ν: módulo de Poisson. En la tabla adjunta se indican unos valores orientativos de módulos presiométricos y presiones límite para distintos tipos de suelo. 9

30 Los ensayos presiométricos permiten conocer la naturaleza del terreno ya que, para su ejecución, requieren la etracción previa del terreno donde ha de alojarse el equipo de ensayo. Estos testigos deben ser objeto de análisis de laboratorio; al menos deben realizarse con ellos los ensayos de identificación más elementales. En suelos arcillosos saturados es posible obtener un valor recomendado de la resistencia al corte sin drenaje, s u, mediante un análisis específico de la zona no lineal del final de la curva presiométrica (presión de ensayo comprendida entre pf y p l ). La epresión correspondiente es: s u p p1 V V ln V1 V 0 0 donde: p 1, p : presiones cualquiera en el tramo p f p l. V 1, V : volúmenes de fluido en el presiómetro para esas mismas presiones. V 0 : volumen de referencia. Se tomará el que corresponde a p h0. Teóricamente el valor de s u sería independiente de los puntos 1 y que se elijan, pero será necesario tantear distintos valores para obtener un valor razonable. En suelos arenosos permeables, siempre que se garantice que durante el ensayo no se generan presiones intersticiales importantes, se puede obtener, de esa misma rama curva final del ensayo, una idea aproimada del ángulo de rozamiento interno del terreno, mediante la epresión siguiente: donde: φ 7 (1+10 s) > 30 p u ln p1 u s r r0 ln r1 r0 0 0 p 1, p : presiones cualquiera en el tramo p f p l. r 1, r : radios del presiómetro para esas mismas presiones. r 0 : radio de referencia, se tomará el que corresponda a p h0. u 0 : presión hidrostática del agua intersticial al nivel del ensayo. C.3.- Ensayo de molinete o veleta ( vane test ) Consiste en hincar en el terreno un molinete constituido por cuatro placas de acero ortogonales (ver figura adjunta) soldadas a un varillaje y medir el par de torsión T al girar el dispositivo hasta la rotura del terreno. Eisten normalizaciones de este ensayo (ASTM D 573, DIN 4096). En España está en vías de normalización. 30

31 Como el cizallamiento es relativamente rápido, el agua no tiene tiempo a ser evacuada y se trata entonces de un ensayo no consolidado y no drenado (Unconsolidated-undrained). El par de torsión T aplicado está equilibrado por el momento de las reacciones de cizallamiento del suelo sobre la superficie circunscrita al molinete. Se hace de crecer T hasta lograr la ruptura del suelo (valor pico), que se manifiesta por una disminución brusca de la fuerza aplicada. A continuación sucede una estabilización del momento, inferior al valor máimo pero no nulo (valor residual). En la figura siguiente se presenta la curva de un ensayo controlado por ordenador en tiempo real a su ejecución. Se observa un primer tramo horizontal que corresponde a la medida del rozamiento de las varillas más el niple de unión (valor que debe ser deducido de la resistencia pico). El ensayo de molinete o «vane test», realizado en el fondo de sondeos o mediante hinca directa hasta el nivel de ensayo, está especialmente indicado para investigar la resistencia al corte sin drenaje de suelos arcillosos blandos. 31

32 Para la interpretación del ensayo se admite que la tensión de cizallamiento máima (pico), igual a la cohesión no drenada, está uniformemente repartida sobre la superficie circunscrita al molinete. Cálculos teóricos muestran que esta hipótesis no es estrictamente así. En el caso de un molinete rectangular, por ejemplo, el suelo sobre la superficie cilíndrica entrará en plasticidad, mientras que sobre los discos etremos estará aún en elasticidad (Casan, 198). En la práctica, no obstante, las desviaciones debidas a la hipótesis simplificadora resultan despreciables, menos del 4%. La distribución de tensiones de corte de un molinete rectangular puede observarse en la figura siguiente: Para calcular la resistencia al corte no drenada s u, se utiliza el máimo momento torsor T corregido para deducir los rozamientos parásitos: T s u k siendo: T Torsión máima aplicada k Constante dependiente de la geometría de la paleta. Resumiendo, la epresión general para paletas rectangulares de altura H y diámetro D, es: s u 3 T 8 D π 3 3

33 Para paletas trapezoidales se tiene: s u π 3 D 3 T 1 3H 1+ + senα D Estudios de deslizamientos en terraplenes construidos sobre arcillas plásticas (Bjerrum, 197, 1973) han demostrado que la cohesión movilizada en el terreno es realmente menor que la cohesión medida con este ensayo, siendo la diferencia función del Indice de Plasticidad IP. Bjerrum propone la introducción de un coeficiente corrector μ: S u S u vane μ En la figura siguiente se presenta la relación entre μ (eje de ordenadas) y el índice de plasticidad (eje de abscisas). Se observa que s u está más sobreestimada cuanto más plástico es el suelo. Esta corrección es importante para suelos con índice de plasticidad superior a 30 (IP>30). Los parámetros de resistencia que se obtienen en este ensayo están igualmente indicados para la determinación de cargas de hundimiento de cimentaciones superficiales o profundas en condiciones no drenadas así como para el estudio de estabilidad de taludes de dragado o relleno, también en condiciones no drenadas. 33

34 D) Pruebas de penetración D.1.- Ensayos de penetración dinámica La forma más económica y sencilla de ensayar el terreno en profundidad consiste en la hinca de un varillaje con una punta metálica de forma conveniente. El ensayo penetrométrico más difundido en España (y en Europa) es el conocido con el nombre de Borro (NLT 61). Este equipo consiste en un varillaje metálico macizo de 3 mm de diámetro eterior que hinca una puntaza metálica de la forma y dimensiones que se indican en la figura siguiente. La hinca se realiza con una maza de 65 kg (igual peso que la del SPT) que cae libremente desde 50 cm de altura. Durante la hinca se van contabilizando los números de golpes para hacer avanzar la hinca 0 cm. El resultado se suele representar en forma de diagrama de ese número de golpes «N B» B obtenido en cada profundidad (ver diagrama siguiente). 34

35 Como quiera que el tamaño de la puntaza es más amplio que el diámetro del varillaje, el rozamiento entre éste y el terreno es pequeño y el resultado del ensayo estaría relacionado con la resistencia del terreno en el entorno de la punta. La hinca se continúa hasta la profundidad de interés previamente fijada o hasta alcanzar una resistencia elevada. La punta metálica queda perdida en el terreno al recuperar el varillaje. Para evitar que el varillaje roce con el terreno se le suelen dar, aunque sea manualmente, algunas vueltas. Eisten equipos de penetración en los que este giro se hace de una manera regular y donde, además, eiste un mecanismo de escape de la maza de golpeo que evita también los posibles rozamientos del cable de izado. Eiste, dentro del equipo Borro, otra puntaza diferente, con forma cónica y de menor tamaño. Además del equipo Borro eisten, aunque se empleen con menos frecuencia, penetrómetros dinámicos como el DIN ligero o el Stump, que se idearon, inicialmente para ser hincados manualmente (sin motor y cabrestante para el izado). 35

36 En España están normalizados dos ensayos de penetración dinámica continua: - DPSH. Norma UNE Ensayo de penetración dinámica superpesado. - DPH. Norma UNE Ensayo de penetración dinámica pesado. Entre distintos penetrómetros dinámicos continuos se puede establecer una equivalencia de manera que la energía específica de la hinca sea semejante. El índice N B B del ensayo tipo Borro (con escape automático de la maza de 65 kg cayendo de 50 cm de altura con puntaza cuadrada de 4 4 cm y medida del número de golpes para avanzar la hinca 0 cm) suele ser mayor que el N (SPT) a grandes profundidades y menor en los primeros metros. La correlación, sin embargo, es muy dispersa y, de ser necesaria su definición, debe ser analizada en cada formación y a cada profundidad o utilizar correlaciones previamente establecidas o basadas en eperiencias locales contrastadas. Los penetrómetros dinámicos tienen su mejor campo de aplicación en la determinación de la profundidad de suelos blandos o de consistencia media que apoyan sobre formaciones mucho más resistentes donde la hinca se detiene. El ensayo de penetración es muy útil para detectar cambios de compacidad en el terreno (zonas más blandas de los rellenos, oquedades, defectos de compactación en terraplenes, etc...). Este ensayo es también útil en la estimación de la facilidad de hinca de pilotes. Es recomendable realizar ensayos de penetración dinámica en las mismas alineaciones que los sondeos de reconocimiento y/o en los mismos perfiles en que se realicen prospecciones geofísicas; sus resultados permiten confirmar la homogeneidad del terreno entre los puntos reconocidos mediante sondeos o detectar posibles heterogeneidades locales que adviertan sobre la necesidad de densificar la malla de sondeos mecánicos. En cualquier caso y dadas las posibles variaciones en cuanto a detalles de la ejecución, se recomienda que en los diagramas de resultados de estos ensayos figuren eplícitamente los datos siguientes: -Peso de la maza y altura de caída. -Forma de escape de la maza (manual o automática). -Forma de la puntaza, en un pequeño dibujo. La resistencia al avance de las tuberías de entubación de los sondeos colocadas mediante hinca, así como el control del número de golpes necesarios para hincar el tomamuestras, son datos que pueden servir también para estimar la consistencia del terreno. A esos efectos, sería necesario conocer los detalles de esas hincas. Se recomienda no utilizar los datos de los penetrómetros dinámicos continuos con el fin de cuantificar cargas de hundimiento o asientos de cualquier tipo de cimentación si no es a través de una eperiencia local claramente contrastada por otros métodos. 36

37 D..- Ensayos de penetración estática El ensayo de penetración estático (o CPT «Cone Penetration Test») consiste en una hinca mediante empuje, a velocidad lenta (1 a 3 cm./s), de una varilla con una punta adecuada, dentro del terreno. El equipo más común en España (y en Europa) es el cono holandés (UNE ). El avance del penetrómetro se realiza en intervalos discontinuos de modo que se pueda medir la resistencia a la penetración de la punta sola o del conjunto completo. Eisten equipos automáticos que miden, en una hinca continua, la resistencia al avance en la punta y la resistencia a la penetración por fuste en el manguito lateral. Los equipos varían según su capacidad de empuje y distintas formas de las puntas. Eisten normativas en otros países sobre la ejecución del ensayo (DIN 4094, ASTM D-3441) cuya aplicación puede ser de interés. En los gráficos de resultados conviene incluir un esquema del tipo de punta utilizado, pues este dato no siempre es el mismo. 37