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El Cono en la Exploración Geotécnica


Abril de 2012

Enrique Riqing Santoyo Lin Xue Efraín Ovando Editor: Mario Trigo

Prohibida su reproducción parcial o total por cualquier medio sin permiso por escrito del propietario del COPYRIGHT 1° Edición, 1989 1° Reedición, 2012

Reeditado por: Mario Trigo L. Diseño gráfico, portada y formación editorial: Luis Miguel Zúñiga M. Reconstrucción digital de las figuras: Rubén Torres O., Luis Miguel Zúñiga M., Luis Carlos Sánchez V., Edgar Guerra G., Nathaly Janeth Silva C. y Alejandro Chávez M.

COPYRIGHT 1989 COPYRIGHT 2012 TGC Geotecnia S. A. de C. V. Adolfo Prieto No. 1238 Col. Del Valle C.P. 03100 México D. F. Tel 55-75-31-50 México, 2012

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INTRODUCCIÓN

Origen del cono. El cono estático mecánico es una vieja herramienta desarrollada hace unos 80 años en Holanda, su empleo sorprendentemente quedó confinado a los países del norte de Europa, por lo que incluso se le calificaba como un aparato de utilidad local. La variante electrónica de este dispositivo, introducida en 1963, ha causado un verdadero impacto tecnológico que de inmediato ha ganado lugar en la práctica de la ingeniería, advirtiéndose en las publicaciones técnicas el gran interés que ha despertado y por ello no es aventurado asegurar que su evolución, tanto instrumental como de correlaciones y criterios de interpretación, lo transformarán en una herramienta de aplicación rutinaria y confiable. En cuanto al cono dinámico, se puede decir que fue sin duda la primera herramienta de exploración geotécnica que se utilizó, mencionada en casi todos los libros de mecánica de suelos; sin embargo, ha caído en el abandono y desuso, aparentemente superado por la prueba de penetración estándar. En este trabajo se plantea la conveniencia de reconocer su utilidad actual y mantenerlo como parte de los instrumentos de los que se vale el ingeniero para explorar el subsuelo; para avalar esta posición se muestran ejemplos en los que el cono estático no hubiera penetrado y laprueba de penetración estándar hubiera sido lenta y burda. Características y propósito de este trabajo. Se trata de una recopilación de la información técnica publicada sobre la exploración con conos, complementada con las experiencias en que los autores han participado y de las que, por ello, disponen de información. La intención al publicarla es por la utilidad que podría alcanzar como referencia para la solución de problemas de exploración del subsuelo.


CONTENIDO

1

ANTECEDENTES Y PERSPECTIVAS DEL CONO EN MÉXICO

1

2

TIPOS DE PRUEBAS DE CONO

3

2.1

INTRODUCCIÓN

2.2

3

PRUEBA DE CONO ELÉCTRICO

3

2.2.1 Descripción del equipo 2.2.2 Calibración de las celdas 2.2.3 Mecanismo de carga 2.2.4 Ejecución de la prueba 2.2.5 Determinación de las resistencias 2.2.6 Resultados típicos 2.2.7 Comentarios 2.3

PRUEBA DE CONO MECÁNICO

9

2.3.1 Descripción del equipo 2.3.2 Calibración del equipo 2.3.3 Mecanismo de carga 2.3.4 Ejecución de la prueba 2.3.5 Determinación de las resistencias 2.3.6 Resultados típicos 2.3.7 Comentarios 2.4

PRUEBA DE CONO DINÁMICO 2.4.1 Descripción del equipo 2.4.2 Calibración de conos 2.4.3 Mecanismo de carga 2.4.4 Ejecución de la prueba

2.4.5Resultados Determinación 2.4.6 típicosde las resistencias 2.4.7 Comentarios

i

12

2.5

PRUEBA DE CONO ESTÁTICO DINÁMICO

24

2.5.1 Descripción del equipo 2.5.2 Determinación de la resistencia 2.5.3 Resultados típicos 2.5.4 Comentarios 3

29

CORRELACIONES EMPÍRICAS 3.1

29

INTRODUCCIÓN

3.2

CORRELACIONES CON EL CONO ESTÁTICO

29

3.2.1 Clasificación indirecta de suelos 3.2.2 Resistencia de suelos cohesivos 3.2.3 Resistencia al corte de suelos no cohesivos 3.2.4 Resistencia de suelos cohesivos friccionantes 3.2.5 Compresibilidad de suelos blandos 3.2.6 Densidad relativa de arenas 3.3 3.4

4

CORRELACIONES CON EL CONO DINÁMICO

42 43

COMENTARIOS

CORRELACIONES CON PROPIEDADES DINÁMICAS 4.1 INTRODUCCIÓN

45 45

4.2

PROPIEDADES DINÁMICAS DE LOS SUELOS

45

4.3

OBTENCIÓN DE LOS PARÁMETROS DINÁMICOS

46

4.4

DETERMINACIÓN DE Vs EN LA CD DE MÉXICO

47

4.4.1 Antecedentes 4.4.2 Resultados obtenidos 4.5

50

COMENTARIOS

ii


5

CONCEPTOS TEÓRICOS

51

5.1

51

INTRODUCCIÓN

5.2

TEORÍAS DE CAPACIDAD DE CARGA

51

5.3

EXPANSIÓN DE CAVIDADES

51

5.4

TRAYECTORIA DE DEFORMACIONES

53

5.5

COMENTARIOS 57

6

EXPLORACIÓN DE LLANURAS ALUVIALES

59

6.1

59

6.2

PRESENTACIÓN SITIO MARGINAL DEL RÍO COATZACOALCOS

59

6.2.1 Introducción 6.2.2 Descripción general de la zona 6.2.3 Rasgos típicos del subsuelo en llanuras de inundación 6.2.4 Estratigrafía y propiedades de los suelos 6.2.5 Conclusiones 6.3

SITIO MARGINAL DEL RÍO TAMESÍ

70

6.3.1 Introducción 6.3.2 Estratigrafía y propiedades de los suelos 6.3.3 Conclusiones 7

EXPERIENCIA EN LA CIUDAD DE MÉXICO 7.1

INTRODUCCION

7.2

81 81

TÚNEL EN SUELOS ARCILLOSOS BLANDOS

7.2.1 Generalidades 7.2.2 Trabajos de campo 7.2.3 Perfil estratigráfico del sitio 7.2.4 de al laboratorio 7.2.5 Trabajos Resistencia corte 7.2.6 Correlaciones de la información obtenida 7.2.7 Conclusiones iii

81

7.3

EXPLORACIÓN DEL CENTRO DE LA CIUDAD

95

7.3.1 Generalidades 7.3.2 Estratigrafía de la zona 7.3.3 Perfil estratigráfico 7.3.4 Resistencia al corte 7.3.5 Zonificación del subsuelo 7.3.6 Conclusiones 7.4

SONDEOS EN DIVERSOS SITIOS DE LA CIUDAD

103

7.4.1 Generalidades 7.4.2 Ejemplos de exploración con cono 7.5

DETECCIÓN DE PECULIARIDADES DEL SUBSUELO

105

7.5.1 Consolidación por sobrecargas y bombeo 7.5.2 Detección de fisuras 7.5.3 Características de la capa dura 7.5.4 Conclusiones 7.6

INTERPRETACIÓN DE SONDEOS

112

7.6.1 Fundamentos teóricos de correlación 7.6.2 Esfuerzo vertical efectivo 7.6.3 Fenómeno de evolución de la resistencia 7.6.4 Coeficiente de compresibilidad volumétrica 7.6.5 Resistencia no drenada 7.6.6 Conclusiones 7.7 8

COMENTARIOS

125

CAPACIDAD DE CARGA EN PILOTES

127

8.1

127

8.2

METODOLOGÍA DE ANÁLISIS CAPACIDAD DE CARGA

127

8.2.1 básicos 8.2.2Conceptos Expresiones de cálculo

iv


8.3

PROCEDIMIENTOS DE ANÁLISIS

132

8.3.1 Introducción 8.3.2 Método Begemann 8.3.3 Método Soletanche 8.3.4 Método Nottingham 8.3.5 Método Schmertmann 8.3.6 Método Tumay 8.4

PILOTES EN LA CIUDAD DE MÉXICO

141

8.4.1 Correlaciones del cono con pilotes de fricción 8.4.2 Mecanismo de transferencia de carga 8.5 9

COMENTARIOS

150

PREDICCIÓN DE LA SUSCEPTIBILIDAD DE LICUACIÓN 9.1

INTRODUCCIÓN

151 151

9.2

FACTORES SIGNIFICATIVOS

151

9.3

MÉTODO PARA ESTIMAR EL POTENCIAL DE LICUACIÓN

151

9.3.1 Medición de la resistencia 9.3.2 Determinación del estado de esfuerzos 9.3.3 Comparación estadística 9.4

EJEMPLO DE APLICACIÓN

156

9.5

SONDEOS TÍPICOS EN DEPÓSITOS LICUABLES

158

9.6 10

COMENTARIOS

161

CONTROL DE COMPACTACIÓN DE SUELOS GRANULARES 10.1 INTRODUCCIÓN

163 163

v

10.2 CONTROL DE LA COMPACTACIÓN DE ARENAS

163

10.2.1 Metodología experimental 10.2.2 Correlación entre la compacidad y la prueba de cono 10.2.3 Pruebas de cono 10.3 PRUEBAS DE COMPACTACIÓN

165

10.3.1 Programa de pruebas 10.3.2 Evaluación de las técnicas de control 10.3.3 Influencia del tiempo de humedecimiento 10.3.4 Espesor compactado 10.4 DETERMINACIÓN DE LA COMPACIDAD RELATIVA

171

10.4.1 Objetivo 10.4.2 Condiciones de compacidad 10.4.3 Resultados obtenidos 10.5 CONTROL DE COMPACTACIÓN

174

10.5.1 Alcance 10.5.2 Criterio de control 10.5.3 Criterio de aceptación 10.5.4 Secciones de control de compactación 10.6 ESPESOR DEL TERRAPLÉN

176

10.6.1 Técnica de determinación 10.6.2 Ejemplo de aplicación 10.7 CONCLUSIONES SOBRE LA COMPACTACIÓN DE ARENAS

177

10.8 CONTROL DE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA DE ALUVIONES

177

10.8.1 Antecedentes 10.8.2 Procedimiento de compactación 10.8.3 Metodología experimental

vi


10.9 SONDEOS PREVIOS Y POSTERIORES A LA COMPACTACIÓN

177

10.9.1 Sondeos de cono dinámico 10.9.2 Sondeos con cono SERMES 10.9.3 Sondeos con presiómetro Menard

11

10.10 PROFUNDIDAD DE INFLUENCIA

180

10.11 UNIFORMIDAD DE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA

181

10.12 CONCLUSIONES SOBRE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA

181

CUIDADOS Y ERRORES CON EL CONO ELÉCTRICO

183

11.1 INTRODUCCIÓN

183

11.2 EQUIPO NECESARIO PARA LA PRUEBA

183

11.3 PREPARACIÓN PREVIA

184

11.4 PROBLEMAS COMUNES Y SU CORRECCIÓN

186

11.4.1 Verticalidad de las barras 11.4.2 Desajuste electrónico 11.4.3 Velocidad de hincado 11.4.4 Lecturas inestables 11.4.5 Deformación limitada de la junta 11.4.6 Humedad en el cono 11.4.7 Picos mínimos 11.4.8 Resumen

12

11.5 CAPACITACION DEL OPERADOR Y SUPERVISIÓN

192

11.6 COMENTARIOS

194

TÉCNICAS RECIENTES CON CONO ELÉCTRICO

195

12.1 INTRODUCCIÓN 12.2 DESCRIPCIÓN DE LOS CONOS DESARROLLADOS

195

vii

195 12.2.1 Generalidades 12.2.2 Medición de la resistencia de punta 12.2.3 Medición de la resistencia de fricción 12.2.4 Relación de fricción 12.2.5 Profundidad de la medición 12.2.6 Inclinación con la vertical 12.2.7 Piezocono 12.2.8 Cono sísmico 12.2.9 Medición de la temperatura 12.2.10 Resistividad eléctrica 12.2.11 Cono nuclear 12.2.12 Conductividad eléctrica 12.2.13 Cono acústico 12.3 TÉCNICAS DE HINCADO 202 12.3.1 Sistema convencional 12.3.2 Sistema con cable 12.3.3 Sistema sumergible 12.4 REGISTRO DE LA INFORMACIÓN 204 12.5 COMENTARIOS 204 13

METODOLOGÍA DE UNA EXPLORACIÓN 205 13.1 INTRODUCCIÓN 205 13.2 MARCO GEOLÓGICO 205 13.3 RECONOCIMIENTO DEL SITIO 208 13.4 HERRAMIENTAS DE EXPLORACIÓN 208 13.5 MEDICIONES DE CAMPO 210 13.5.1 Cono estático 13.5.2 Presiómetros 13.5.3 Dilatómetro

viii


13.6 MUESTREO INALTERADO 211 13.7 SUPERVISIÓN TÉCNICA 212 13.8 CONCLUSIONES 212 14

REFERENCIAS 213

ix

x


1

ANTECEDENTES Y PERSPECTIVAS DEL CONO EN MÉXICO

Cono dinámico. Esta herramienta la usó el Ing. Enrique Tamez en exploraciones realizadas en el año 1964, cayó en desuso a pesar de su utilidad y fue hasta 1973, durante los trabajos de exploración en SICARTSA, cuando se intentó emplear el cono dinámico Sermes, con un esfuerzo tan limitado que no le permitió demostrar sus posibilidades. Posteriormente, en 1976, se utilizó un cono dinámico para juzgar la efectividad de la compactación dinámica de los materiales de la cortina de la Presa Peñitas y, más recientemente, se empleó otro para explorar las calcarenitas blandas de Cancún, así como la capa dura y los depósitos profundos del Valle de México. Cono mecánico. El primer cono estático-mecánico que operó enMéxico lo trajoIng. el Roberto Avelar (Avelar, 1983) ; se utilizó en 1962 para controlar dos trabajos de compactación de arena realizados con la técnica de vibroflotación: en un almacén en la ciudad de Veracruz y en las instalaciones del Puerto Pesquero de Alvarado, lugares donde demostró, sobre todo en el segundo proyecto, su valía como herramienta de exploración y control (Tamez, 1985). A pesar de estos éxitos y de la disponibilidad del equipo, no se volvió a utilizar sino hasta 1967, cuando Romeo Enríquez hizo un sondeo en el Palacio de los Deportes de la Ciudad de México (Enríquez, 1986); posteriormente, en 1974, Solum intentó operar este mismo equipo para la exploración de los aluviones del delta del Río Balsas en la para Siderúrgica SICARTSA. Evidentemente estas aplicaciones fueron y, por insuficientes acumular experiencias en el uso del cono y demostrar su utilidad ello,noconsolidóunlugarconfiableennuestromedio. Cono eléctrico. La primera oportunidad para introducir el uso de esta técnica en nuestro país se presentó en el Proyecto Texcoco en 1967, para el que se pensó desarrollar un cono eléctrico que permitiera explorar con eficiencia una vasta zona del Lago de Texcoco; se diseñó uno que desafortunadamente no llegó a fabricarse (Santoyo, 1968), porque en ese entonces se consideró más confiable realizar el trabajo con veleta. En 1979 se presentó otra oportunidad para desarrollar esta herramienta: la Secretaría de Agricultura y Recursos Hidráulicos, para complementar el estudio geotécnico de la Presa Tamesí, patrocinó al Instituto de Ingeniería de la UNAM la construcción de un cono eléctrico similar al diseñado por de- Ruiter(S antoyoy Olivares , 1981; d - e Ruiter,19 71); con ese primer aparato se exploró el sitio de la presa y además se utilizó en una breve campaña de sondeos para el Interceptor Central del Sistema de Drenaje de la Ciudad de México. Este segundo trabajo hizo evidente el potencial del cono, 1982) comoyuna notablealherramienta dedio exploración geotécnica (Santoyo, 1980; Santoyo fue, gracias impulso que le COVITUR en los estudios de las líneas 4, 8 y 9 del Metro de la Ciudad de México, que ha ganado el lugar que tiene. La experiencia acumulada en esos proyectos forma parte del Manual de Estudios Geotécnicos de COVITUR (Tamez et al, 1987). 1

Desarrollo futuro de los conos. La aceptación del uso del cono eléctrico en México como herramienta de exploración confiable, ha sido una labor difícil y, aunque sólo se dispone de una primera versión, su empleo ha tomado su curso; sin embargo, debe reconocerse la necesidad de darle mayor impulso para que alcance el nivel que actualmente tiene en otros países; el desarrollo que se propone elevará la calidad de la exploración del subsuelo y evitará la dependencia tecnológica en este aspecto. En cuanto al cono dinámico, simplemente se propone mantener abierta la posibilidad de utilizarlo.

2


2 2.1

TIPOS DE PRUEBAS DE CONO

INTRODUCCIÓN

Se presentan aquí los aspectos generales de las pruebas de conos eléctrico, mecánico y dinámico. Acerca del eléctrico se describe el modelo más convencional desarrollado por deRuiter ( de -Ruiter, 1971), cuyos modelos y tecnologías más recientes se incluyen en el capítulo 12. Del cono mecánico se muestran las puntas más clásicas: Delft y Begemann. Sobre los conos dinámicos se detalla el tradicional cono perdible y se presentan esquemáticamente el Sermes y el Sueco de impacto; se incluye también una breve descripción del penetrómetro Andina que inició el concepto de penetrómetro estáticodinámico. Las pruebas de cono pueden ser del tipo quasi-estático o dinámico y se aplican según las variaciones, con la profundidad, de las resistencias a la penetración de punta y fricción; la interpretación de estos parámetros permite definir con precisión los cambios en las condiciones de la estratigrafía del sitio y estimar la resistencia al corte de los suelos mediante correlaciones empíricas. 2.2

PRUEBA DE CONO ELÉCTRICO

2.2.1 Descripción del equipo El penetrómetro aquí descrito tiene las características del sistema Fugro, que se utiliza en todoslostiposdesuelo( edRuiter,1971;Sanglerat,1972). Punta de carga. Es una celda de carga con dos unidades sensibles instrumentadas con deformómetros eléctricos o strain gages (Santoyo et al, 1981); usualmente tiene 2 ton de capacidad de carga y resolución de 1 kg pero, en el caso de suelos duros, podrá alcanzar 5 ton de capacidad y 2 kg de resolución. La Fig. 2.1 muestra esquemáticamente el instrumento: generalmente tiene 3.6 cm de diámetro exterior, aunque para suelos blandos se ha utilizado hasta de 7.0 cm (de-Ruiter, 1981). Funcionamiento. Como se observa en la Fig 2.1, la fuerza que se desarrolla en la punta cónica (1) se mide en la celda inferior (2) y la que se desarrolla en la funda de fricción (3) se mide en la celda superior (4). Se construyen también conos en los que la primera celda captalafuerzaylasegundalasumatoriadepuntayfricción. Registro de medición. La señal de salida del cono se transmite con cables a un aparato receptor en la superficie, que la transforma en señal digital y la presenta numérica o gráficamente. 3

9

12

45° 1

Corte A-A

8 Corte B-B 10

3

13 A

2

Celda de punta

3

Funda de fricción (Ø 36mm, 147.02 cm )

4

Celda de fricción

5

Elemento sensible (Bronce SAE-64)

6

Pieza de empuje

7

Perno de sujeción (3 @ 120°)

8

Cople conector a la tubería EW

9

Cable conector blindado de 8 hilos

2

A'

4 12

130 7

2

Cono (60°, Ø 36mm,10.18 cm )

98.5 B

B'

2

10 Sello de silicón blando 11 Rondana de bronce 12 Deformómetros eléctricos

5

13 Aro-sello

11 1 25.4 Ø 36 Ø

Acotaciones en mm

a) Conjunto

b) Elemento sensible

Fig. 2.1 Corte transversal del Penetrómetro Eléctrico

Elemento sensible. Es una pieza de bronce, aleación SAE64 (Fig 2.1), en la que se han labrado las dos celdas (2) y (4) para medir las fuerzas axiales que se transmiten al cono y a la funda. Las características del bronce elegido son: límite elástico de 1 250 kg/cm² y módulo de elasticidad de 910 000, kg/cm². La Fig 2.2 muestra el diagrama de instrumentación realizado con deformómetros eléctricos tipo “foil gage” de 350 ohms en arreglo de puente completo al que, para equilibrarlo y darle estabilidad térmica a temperatura ambiente, se le han incorporado resistores térmicos. 2.2.2 Calibración de las celdas En la fig 2.3 se muestran calibraciones típicas de un cono eléctrico de 2 a 5 ton de capacidad; de ellas se deduce que la precisión de las mediciones del esfuerzo en la punta es 0.1 kg/cm², y 0.01 kg/cm² para el de fricción, con sensibilidad de 1/5 de los valores anteriores. En las curvas se observa un comportamiento lineal en la celda de punta, desde 0.0 hasta 49.0 kg/cm² (Fig. 2.3 a); en la fricción se nota un comportamiento errático para esfuerzos menores de 0.03 kg/cm². Esta pérdida de se debe a la presencia los arosellos que impermeabilizan el dispositivo; sinsensibilidad embargo, para esfuerzos mayoresdey hasta de 2.0 kg/cm² se comporta linealmente (Fig 2.3 b). En las calibraciones se comprobó que el cono no transmite carga a la funda de fricción, es decir, que ambas celdas son independientes. 4


2 a

c

b

e g

a

d

5 e c

c 1

b

3

Señal de salida

g e

h b

a h

4

d

g

f

f

Elementosdelasceldasdepuntayfricción: 1.-

Deformómetros eléctricos(st raingag es) marca Micromeasurements tipofoi l gage de 350 , clave MA-06-250-BF-350, cementados con adhesivo epóxico tipo M-BOND43-B, impermeabilizados con MCOAT “D”y MCOAT “C”.

2.-

Resistordeba lco,ca lculado paralo s módulosdeela sticidadde l broncedela celda y del constantán de los deformómetros.

3.-

Resistordeco nstantánpa ra elba lance inicial del puente.

4.-

Resistordeco nstantánpa ra ajustarlasa lida, enté rminosdemv /v.

5.-

Resistorde cobre paraevi tar elcor rimientodelcer o por temperatura,aju stado para unintervalode20a70ºC.

Celda Punta Fricción

Capacidad Kg Kg/cm 0-500 0-49.1 5 -300 0.03-2.04

Diámetros,mm Ext Int 13.5 18.9 9.2 18.6

Longitud, Precisión Sensibilidad mm Intervalo total Kg Kg/cm 2 Kg Kg/cm 2 -2 20 1/460 1.09 0.107 0.218 2.1 x10 -1 0.285 21 1/210 1.42 9.7 x10 1.9x10 -3

Fig 2.2 Diagrama de instrumentación y características de las celdas del cono eléctrico

400 300

Puente Hottinger 11 de oct. de 1979 k=0.218 kg/u

Puente Hottinger 11 de oct. de 1979 k=0.285 kg/u

300 g k , a g r a C

g k , a 200 rg a C

200

100 Carga + Descarga

100 Carga y descarga 0

0 0 0

500

a) Celda de punta

2000 1500 1000 u, Deformación unitaria

200

400

b) Celda de fricción

Fig. 2.3 Calibración de las celdas sensibles 5

600 800 1000 u, Deformación unitaria

2.2.3 Mecanismo de carga El cono se hinca en el suelo mediante la presión vertical de una columna de barras de acero, usualmente de 3.6 cm de diámetro exterior, por cuyo interior pasa el cable que lleva la señal a la superficie. La fuerza necesaria para el hincado se genera con un sistema hidráulico con velocidad de penetración controlada. En la Fig. 2.4 se reproduce el mecanismo hidráulico desarrollado en Holanda para el hincado del cono; se puede también adaptar una perforadora convencional para esta maniobra (Fig 2.5), con la simple adición de unas mordazas cónicas para la penetración yextraccióndelasbarras.

Gato hidráulico

Cerrojo

Manómetro Ancla

2.2.4 Ejecución de la prueba La velocidad con la que se hinca el cono es usualmente igual a 2 cm/seg; sin embargo, la norma tentativa ASTM para operación del cono eléctrico propone de 1 a 2 cm/seg (ASTM, D 3441-75T). Para las arcillas de la Ciudad de México se ha adoptado 1 cm/seg

Fig. 2.4 Mecanismo de carga Axial

porque asíesseadmisible controla mejor prueba; no obstante, operarlacon 2 cm/seg sabiendo que se obtienen valores ligeramente más altos (Santoyo, 1982; Tamez et al, 1987). Es muy importante que, en la medida de lo posible, la velocidad de penetración se mantenga constante durante la prueba, ya que es inevitable que el cono pierda velocidad de penetración al atravesar las capas duras y, una vez fuera deellas,seacelere.

Perforadora

2.2.5 Determinación de las resistencias Cono

Las celdas sensibles miden las fuerzas necesarias para el hincado del cono; la interpretación de los datos de las celdas para la determinación de las resistencias de punta y fricción se realiza con ayuda de las expresiones2.1a2.3.

geo tecnia S.A. de C. V.

Registrador de dos canales

Fig. 2.5 Perforadora convencional

6


qc=

donde

Qc Ac qc

Qc Ac

2.1

Fuerza necesaria para hincar el cono, en kg Área transversal del cono, 10 cm 2 Resistencia de punta, kg/cm 2 fs=

Fs

2.2

As

donde

fs Fs As

Resistencia de fricción, en kg/ cm² Fuerza necesaria para hincar el cono y la funda, en kg. en conos que la miden directamente, ( F s = R f - Q)c Área lateral de la funda, 150 cm 2 fs=

Rt

Rt - Q c

2.3

Af

Resistencia necesaria para hincar el cono y la funda, en kg, en conos que miden ambas variables

2.2.6 Resultados típicos Sondeo somero. En la Fig 2.6 se muestran los resultados de una prueba realizada hasta 7.0 m de profundidad. Con la gráfica de la resistencia de punta, qc, se define, de 0.0 a 1.0 m de profundidad, la presencia de rellenos y suelo consolidado por secado, a los que subyacen arcillas blandas hasta 7.0 m de profundidad, con intercalaciones de lentes de arenas de 2.5 a 5.2 m. Esta interpretación coincidió con la estratigrafía que se determinó en un sondeo cercano mediante la extracción de muestras inalteradas y alteradas. En la Fig 2.7 se comparan los resultados de la prueba de penetración estándar, expresados con el número de golpes N para el hincado del penetrómetro, con la variación de la resistencia a la penetración de punta, qc; en esta última se observan detalles que no se advierten con la prueba de penetración estándar. Sondeo profundo. La prueba de penetración estática de cono permite definir las variaciones de las resistencias de punta y de fricción con la profundidad. La Fig 2.8 muestra la gráfica de la resistencia de punta obtenida con un sondeo profundo; no se presenta la gráfica de la fricción porque en los suelos blandos su medición es incierta (deRuiter, 1981; Schmertmann, 1977).

7

0

10

20

30

40

qc ,kg/cm 2 50 60

0

1

10

N 20 0

q c,kg/cm 2 10

20

30

40

50

1 fs

2

2

q

c

q

c

3 3

4 4

5 5 6 6 7

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0

N= Número de golpes en prueba de penetración estándar

1.2 7

f s ,kg/cm2

Fig. 2.6 Gráfica de penetración estática 8

Resistencia de la punta qc ,kg/cm 2 0

5

10

15

.

20

Fig. 2.7 Comparación con la penetración estándar

5

10

15

20

25

30

Fig. 2.8 Variación de la resistencia de punta con la profundidad

8

60


2.2.7 Comentarios El cono eléctrico es una herramienta de precisión que debe ser operada por personal calificado, recibir mantenimiento frecuente y calibrarse después de cada diez sondeos a fin de comprobar su confiabilidad. Para facilitar la operación del cono eléctrico, en el Capítulo 11 se describen todos los detalles que deben seguirse. Los pequeños descuidos en la operación del cono fácilmente provocan errores y generan sondeos inexactos. 2.3

PRUEBA DE CONO MECÁNICO

2.3.1 Descripción del equipo Generalidades. El penetrómetro mecánico consta esencialmente de una tubería de acero, de 3.6 cm y 1.6 cm de diámetro exterior e interior respectivamente, en tramos de 1.0 m de longitud unidos con cuerdas cónicas, con barras sólidas concéntricas en su interior, también de 1.0 m de longitud y de 1.5 cm de diámetro. Las barras interiores se apoyan simplemente a tope para transmitir la fuerza vertical descendente, producida mediante un mecanismo hidráulico, con la que se hinca la punta cónica. Punta de penetración. La punta del cono puede ser de dos tipos: Delft, que solamente permi te deter minar la resis tenci a de punta y Begemann, que sirve para determinar las resistencias de

Ø 36

Ø 15

51.5 mm

45 mm

15 4

punta y fricción (Sanglerat, 1972; Schmertmann, 1977; Begemann, 1957); ambos tipos se describen brevemente a continuación.

Ø 13mm

173.5 mm

3

92 mm

Ø23

Ø 14

21

a) Punta Delft. Como se muestra en la Fig 2.9 esta punta consta del cono (1) de 3.6 cm de diámetro (10.0 cm 2 de área), montado en el extremo inferior de una funda deslizante (2) de 9.9 cm de longitud, cuya forma cónica lo hace poco sensible a la fricción del suelogracias confinante; el cono penetra a la fuerza axial que le transmite el vástago (3) roscado al cono y protegido por el cople protector

230 mm

1 Punta cónica 2 Funda cónica 99 mm

3 Cople 4 Barra sólida

2

Ø 32.5 mm

Ø 35.7 mm

60°

5

47 mm 30

a Punta Delft

b Punta Begeman

Fig. 2.9 Puntas del cono mecánico 9

b) Punta Begemann. Diseñada para medir las resistencias de punta y fricción (Fig 2.10). Consiste del cono (1) de 3.57 cm de diámetro (10.0 cm2 de área), montado en una pieza cilíndrica deslizante (2) de 11.1 cm de longitud y 3.25 cm de diámetro, cuya forma la hace poco sensible a la fricción con el suelo confinante. La funda de fricción (3) de 13.3 cm de longitud y 3.6 cm de diámetro (150.4 cm2 de área), es también una pieza deslizante. El vástago (4) está roscado al cono y tiene una ampliación para jalar a la funda de fricción; finalmente, el cople conector (5). Ø36 Ø15 15 Ø12.5mm

5

Ø 30mm 47 mm 4 51.5mm

45

187 mm

12 Ø 36 mm

Ø 20mm 133 mm

1 Punta cónica 2 Funda cilíndrica

3 25

3 Funda de fricción

385 mm

4 Cople 5 Barra sólida

69 mm

265 mm

A Posición cerrada

Ø 23mm

33.5

B Posición extendida

2 Ø 32.5mm 146 mm B Ø 35.7mm

A 1

30

35

60°

Fig. 2.10 Punta Begemann

2.3.2 Calibración del equipo Antes de realizar la prueba de cono mecánico, se debe verificar la operación correcta de los dos manómetros sistema hidráulico y calibrar elde conjunto celda -gatos en unadesarrollar prensa de carga calibrada. del Queda siempre la incertidumbre la fricción que se puede entre la tubería de acero y las barras centrales, por lo que, en suelos blandos, se acostumbra sumar a la presión medida, el valor de la presión que induce el peso de las barras, corrección que, sin embargo, es muy poco precisa. 10


2.3.3 Mecanismo de carga Paralaoperacióndelconoesindispensablecontarconunequipocomoelquesemuestraen la Fig. 2.4: se trata de un mecanismo hidráulico con capacidad de 10,000 kg, cuyos elementos principales son: 1) el sistema de carga axial de 1.0 m de carrera, igual que la longitud de las barras, que genera la carga mediante una bomba hidráuli ca, 2) la pieza de cerrojo, que puede aplicar carga selectivamente a la columna de barras centrales, a las barras huecas o simultáneamente a ambas, 3) los manómetros de alta y baja presión, que determinan la presión de la celda hidráulica hermética en la que se apoya el dispositivo de cerrojo, 4) el sistema de anclaje, resuelto mediante cuatro barras helicoidales, que se hincanenelsueloarotación. 2.3.4 Ejecución dela prueba Punta Delft. El procedimiento convencional de operacióncon este cono consiste en obtener lecturas cada 20 cm, procediendo de la siguiente manera: se hinca el cono un máximo de 7 cm por medio de las barras centrales, observando y registrando en los manómetros la presión desarrollada durante el hincado; la condición final del cono (extendido) se muestra en la Fig 2.9. A continuación se hinca 20 cm la columna de barras exteriores: en los primeros 8 cm el cono debe recuperar la condición inicial (cerrada) y, en los 13 cm siguientes, el cono, las barras centrales y exteriores penetran juntos, con lo que se completaunciclodemedición. Punta Begemann. Con el procedimiento convencional se mide la resistencia del suelo cada 20 cm, de la siguiente forma: se determina primero la fuerza de punta (qc) necesaria para hincar el cono con las barras centrales una longitud de 3.5 cm; después de ese movimiento la ampliación del vástago debe hacer contacto con la funda de fricción, así, al continuar empujando la barra central otros 3.5 cm, se hinca el cono y al mismo tiempo se arrastra la funda; el dispositivo queda en la condición extendida que se muestra en la Fig 2.10. Con los manómetros se registra la presión debida a las fuerzas de punta y fricción ; a continuación se hincan las barras exteriores 20 cm, con lo que se cierra el mecanismo los 7 cm que se abrió y la punta llega a la siguiente posición donde se iniciará otro ciclo de medición. 2.3.5 Determinación de las resistencias Conocidas las presiones medidas con los manómetros y el área de la celda hidráulica, se puede determinar la fuerza mecánica para hincar el cono o para el cono y funda simultáneamente; a continuación se aplican las expresiones 2.1 y 2.3 para deducir las resistenciasdepunta yfricción. 2.3.6 Resultados típicos Los resultados que se obtienen son similares a los descritos para el cono eléctrico, aunque la falta de sensibilidad y precisión de los manómetros afecta las mediciones. En la Fig 2.11 se muestran dos sondeos: uno con cono mecánico y otro con eléctrico; se advierte en el mecánico que muchos tramos aparecen verticales, como de igual resistencia, dando una falsa impresión de estratificación, lo que no ocurre en el sondeo con cono eléctrico. En la 11

zona de menor resistencia el cono mecánico determina valores del orden del 50 % de los obtenidos con cono eléctrico; este error es debido a que no se puede controlar el peso de las barras centrales, que permanentemente gravitan sobre el cono, haciéndolo poco confiable cuando se exploran suelos blandos.

0

Resistencia de punta qc , kg/cm 2 5 10

15

5

2.3.7 Comentarios

10 ,m d a d i d n fu o r P

La principal ventaja del cono mecánico sobre el eléctrico es su simplicidad, que permite fácilmente mantenerlo y repararlo; en cambio, el mantenimiento del cono eléctrico requiere personal y equipo especializado. Las desventajas del cono mecánico son: a) se desconoce la magnitud de la fricción que se desarrolla entre las barras interiores y exteriores, que puede ser particularmente significativa en los suelos blandos y b) la deformación elástica y el pandeo de las barras interiores dificultan elcontroldelapenetraciónensuelosduros.

E Cono eléctrico M Cono mecánico 15 E

20

M 25

Fig. 2.11 Gráfica resistencia de punta vs profundidad con cono mecánico en suelos blandos

La resistencia de punta de los suelos blandos se tiende a subvaluar cuando se utiliza el cono mecánico, como se muestra en la Fig 2.11; sin embargo, en general su operación es más confiable que la del eléctrico, porque las fallas de trabajo son poco frecuentes; en cambio,susensibilidadyprecisiónsonmenoresquelasdelconoeléctrico. 2.4

PRUEBA DE CONO DINÁMICO

2.4.1 Descripción del equipo Cono perdible. Este es el más simple cono de exploración que se hinca a percusión, consiste de una punta de acero con ángulos de ataque de 60° (Fig 2.12), cuyo diámetro B siempre debe ser mayor que el diámetro b de las barras con las que se hinca, para reducir la fricción conelsuelocircundante;elpernoqueunealconoconlasbarrasdehincadoeslisoparaque, una vez que se ha penetrado hasta la profundidad de interés, fácilmente se desprenda. Es importantedestacarquelaenergíadeimpactosetrasmitedelabarraalconoatravésdela superficiedeapoyoseñaladaenlaFig2.12yqueelpernosólosirveparaguiaralcono. Estos conos se fabrican casi en cualquier diámetro y se hincan con energías diversas, como

12


lo demuestra la Tabla 2.1, en la que se resumen las características de los conos empleados en Francia según Sanglerat (Sanglerat, 1974). Conviene señalar que en esa tabla no se precisa la altura “a”, del tramo cilíndrico del cono, pero es costumbre, en ese país, hacerla

Barra

b

Cono Superficie de apoyo

a

B

b) Perno liso

a) Conjunto

Fig. 2.12 Cono perdible

similaroigualasudiámetroB(Sanglerat,1974). Cono dinámico. Se acostumbra identificar con este nombre a los conos de tipo rescatable o perdible que se fabrican industrialmente y que incluso llegan a ser verdaderas máquinas de energía controlada. En la Tabla 2.1 se resumen las dimensiones de los conos dinámicos empleados en Francia (Sanglerat, 1974); se advierte en esa tabla que sus dimensiones y energía de hincado pueden ser muy similares a las de los conos perdibles hincados con un simple malacate de fricción, lo que demuestra que los conos dinámicos son equivalentes a los perdibles y que sólo difieren en la eficiencia de hincado. En el inciso 2.4.3 se entra en mayordetalleenlosmecanismosdeoperación. Recomendaciones Es importante reconocer la necesidad de2.2 uniformar lasde dimensiones de losprácticas. conos hincados a percusión; se presenta en la Tabla un criterio dimensiones congruente con los diámetros de barras de hincado generalmente disponibles. El perno de unión puede ser liso o con cuerda izquierda (Fig 2.13), la cual permiterescatarelconocuandosuextracciónesfácil;enextraccionesdifícileselgirodelas 13

Tabla 2.1 Características de los conos desarrollados en Francia (Sanglerat, 1974)

1. 2. 3. 4.

B.I.G VERITAS ETF SOCOTEC

6.0 5.0 6.5 3.5

28.3 19.6 33.2 9.6

3.2 3.4 4.5 2.6

25-75 15 150 8

25-75 100 50 80

kg / cm 2 cm 22-199 76 226 66

5. 6.

SOCOTEC BERG BERG SOBESOL DUREMEYER ANN PILCON NORDMEYER NORDMEYER NORDMEYER BOTTE TECHNOSOL SERMES SERMES GEOTECHNIQUE APLIQUEE

3.5 6.0 4.4 5.5 7.5 3.5 6.0 2.52 3.56 4.37 4.37 6.3 7.0 6.0

9.6 28.3 15.2 23.8 44.2 9.6 28.3 5.0 10.06.02 15.0 15.0 31.2 38.5 28.5

1.8 3.2 3.2 4.2 3.15 1.8 4.2 2.2 2.2 3.2 3.2 4.1 4.0 4.0

52 60 60 60 130.75 5.2 75 10 10 50-100 50 y100 65 30-90 30-90

100 50 50 50-150 100 100 65 50 50 50-76.2 50 75 40 40

54 106 197 126-378 296 54 172 100 50 167-508 167-333 156 31-91 124

6.0

28.3

3.6

25 y 50

40

35-71

TIPO DE CONO

7. 8. 9. 10. 11.

12. 13. 14. 15.

B, cm

A, cm

2

b

M

E,

H, cm

B Y A Diámetro y área del cono b Diámetro de la barra de hincado M Masa de hincado H Altura de caída de la masa E Energía de hincado Tabla 2.2 Dimensiones de los conos y energías de hincado Cono Portátil Ligero EW AW BW

Dimensiones del cono B, cm

A, cm

2

a,cm

2.00 2.50 4.50 6.00 7.00

3.14 4.91 15.90 28.27 38.48

0.3 0.3 0.4 0.5 0.6

Barra de Hincado b,cm

Energía de Hincado M,kg H,cm E,kgcm/cm

1.27 1.90 3.49 (EW) 4.44 (AW) 5.40 (BW)

14

10 20 25 64 64

50 50 75 75 75

159.15 141.47 149.21 244.46 169.76

2

Peso de las barras, kg/ml

1.0 2.2 4.6 6.5 6.2


2.4.2 Calibración de conos Alcan ce . Los conos dinámicos no se calibran, dada su simplicidad; sin embargo, siempre se hace necesario establecer correlaciones en el sitio en estudio entre el número de golpes con el que se hinca y el que se obtiene empleando el penetrómetro estándar.

b Cuerda izquierda Superficie de apoyo a

Energía de hincado. Este parámetro permite establecer una primera comparación entre los resultados de un cono y los de la penetración estándar; la energía de hincado por área se define con la siguiente expresión: E=

donde

E M H B

p

B

Fig. 2.13 Conos perdible y recuperable

4MH B2

2.4

Energía de hincado por área unitaria  kg.cm  2  cm 

Masa de hincado ( kg) Altura de caída de la masa ( cm) Diámetro del cono ( cm)

Para el penetrómetro estándar la energí a de hincado tiene un valor de 237 kg-cm/cm² (M=64kg,h=75cm,b=5.08cm),quenocoincideexactamenteconalgunodelosvalores consignadosenlasTablas2.1y2.2;adicionalmenteenelpenetrómetroestándarelárea de ataque es sólo la perimetral, en cambio en los conos es toda el área transversal, lo que dificultalacomparaciónteórica. 2.4.3 Mecanismos de carga Funcionamiento básico. Para realizar las pruebas de cono dinámico perdible o recuperable, se requieren dispositivos que levanten la masa de impacto, la dejen caer lo más libremente posible desde una altura constante y con una cadencia uniforme; el mecanismo más simple es el malacate de fricción opeado manualmente y los más desarrollados son: Pilcon, Borros, Sermes y Fondasol. Malacate deestándar, fricción. Es el mismo se utiliza parapueden ejecutar una de prueba de a penetración excepto que laarreglo masa yque la altura de caída variar acuerdo los valores de las Tablas 2.1 y 2.2. En la Fig 2.14 se muestra esquemáticamente la disposición del malacate y un martinete de seguridad, que se utiliza como masa golpeadorayesmásrecomendablequeelmartinetesimple. 15

Sistema Pilcon. Este es un ingenioso sistema desarrollado en Inglaterra que se vale de un mecanismo de leva para levantar la masa y dejarla caer automáticamente; la Fig 2.15 presenta de manera esquemática este dispositivo. La caída del martinete se controla automáticamente con un mecanismo de biela, que acciona un cable cuya longitud se incrementa a medida que penetraelcono(CatálogoPilconEng.).

Polea Cable manila 3/4" Ø

Martinete de seguridad

Pieza de golpeo

Malacate de fricción

Jalón manual Máximo 3 vueltas del cable

Sistema Borros. También conocido con el nombre de Cono Dinámico Sueco, el dispositivo consta de un martinete de caída libre que levanta automáticamente una banda de cadena con un gancho y que, a la altura prestablecida, lo suelta. La Fig 2.16 muestra este equipo junto con las dimensiones de martinetes y alturas de caída con las que puede operar; las barras dehincadosonsiemprede1.0mdelongitud (Catálogo Borros AB). Por la sencillez y facilidad de operación, la aplicación de este equipo se extenderá ampliamente.

Barras de hincado

Cono (perdible o recuperable)

Fig. 2.14 Malacate de fricción

Cono Sermes. Desarrollado Francia por el Prof. J. Boudrillard, es unendispositivo neumático que opera a manera de una pequeña piloteadora y requiere un compresor capaz de suministrar aire a 3.5 kg/cm² de presión; con 40 cm de altura de caída y una frecuencia de 52 golpes por minuto, la masa golpeadora puede ser de 30, 60 o 90 kg de peso para hincar el cono (Tabla 2.1), que puede ser perdible o recuperable; un contador del número de golpes facilita el control de la prueba. La Fig 2.17 ilustra este aparato esquemáticamente (Catálogo Sermes). Otra característica interesante es que puede inyectar lodo bentonítico por arriba del cono para reducir la fricción lateral y así, una vez terminada la prueba, el pistón neumático se hace operar como golpeador deextracción.

Cable

Guia del martinete Trinquete

Martinete de caída libre

Mecanismo de biela

Fig. 2.15 Sistema de Pilcon 16


Cadena de levante Descripción Mástil

A

B1

B2

Peso del martinete, kg 63.5 50 Altura de caída, cm

H Contador de golpes Caja de protección

D

10 63.5 63.5

50

50

75

76

Diámetro de la barra, cm 3.2 3.2

2.2

4.2

4.2

50

Diámetro del 4.5 4.37 3.56 5.05 (*) cono, cm

Perno de seguridad Martinete

Motor

C

Ángulo del vértice, º

90º

90º

90º

90º

(*)

NOTA: (*) Penetrómetro estándar A) Norma Sueca B) Normas Alemanas (1y2) C) Norma Polaca D) Norma Americana

Golpeador Barra 32mm Ø x 1m

3.2 cm

Rodillo guia

45º

9.0 cm 90º

4.5 cm

Fig. 2.16 Cono Borros a) Dispositivo

Barra de perforación, 1m

Cilíndro neumático 52 golpes/min 2000 cm3

Manguera (aire a presión 1.5-3.5 kg/cm2) Sistema de soporte de pesos adicionales (30, 60, 90 kg) Martillo

40 cm

10 cm 40 mm

Marca @ 10 cm

(3.65 kg/m)

70 mm Penetrómetro 1.8 kg Perforación para lodo

b) Funcionamiento esquemático

70 mm Aire 90°

Aire

Aire

Barra guía Cabeza golpeadora Barra de perforación

Inicio del movimiento Cilindro y martinete ascendente del levantados (h= 40cm) cilindro y martinete

Fig. 2.17 Cono Sermes 17

Caída del martinete

Cono Fondasol. Este cono construído en Francia (Catálogo Fondasol) utiliza un ademe exterior para reducir la fricción, el impacto lo genera con un martillo Delmag ligero (Fig 2.18). 2.4.4 Ejecución de la prueba Martillo Delmag D2

Descripción. Simplemente consiste en hincar el cono y contar el número de golpes requerido por cada 10 cm de penetración en el suelo, cuidando que la altura de caída sea constante; para evitar errores se recomienda utilizar un contador mecánico.

Gatos hidráulicos para la extracción

El error más significativo que se presenta en esta prueba es la fricción que se desarrolla entre la tubería y el suelo, ya que reduce la energía del impacto; para minimizarlo se recurre a alguna de las siguientes alternativas: a) untar grasa a la tubería a medida que va penetrando, b) inyectar lodo bentonítico para formar un flujo laminar alrededor de la tubería (Fig. 2.19)yc)utilizarunadememetálico.

0

Número de golpes por 10 cm

2

Resistencia a la penetración

4 6 8

N

10

Fig. 2.18 Penetrómetro Fonsasol

Fig. 2.19 Cono perdible con inyección de lodo bentonítico

Instrumentación electrónica. Actualmente se investiga la instalación de medidores de fuerza y aceleración en el cono (Sociedad Japonesa de Mecánica de Suelos, 1981); esta tecnología, una vez desarrollada, seguramente incrementará la confiabilidad de la informaciónqueproporcionalapruebadecono. 18


2.4.5 Determinación de las resistencias Criterios aplicables. La interpretación de las pruebas de cono se realiza usualmente con la fórmula holandesa, que se emplea para estimar la capacidad de carga de un pilote hincado; tiene la limitante que hace indispensable que el ingeniero tenga experiencia en esta metodología. Un criterio alternativo es correlacionar las pruebas de cono con las de penetración estándar, siempre que hayan sido realizadas en el mismo lugar; esto permite incluso asegurar la calidad de la clasificación de los suelos e interpretar el sondeo con apoyo en correlaciones y experiencias existentes de la penetración estándar. Fórmula holandesa. Se trata de un criterio empírico que permite definir la resistencia dinámicadelsueloalapenetraciónmediantelaexpresiónsiguiente: 2

Rd =

donde

Rd M H

P A e

M H Ae (M+P)

2.5

Resistencia dinámica del suelo (kg/cm 2) Masa del martillo (kg) Altura de caída de la masa (cm) Peso del conjunto de barras y cono (kg) Area transversal del cono (cm 2) Penetración del cono en cada golpe (cm)

La manera usual de aplicar esta expresión es calcular la resistencia para el número de golpes que corresponde a una penetración acumulada de 10, 20 ó 30 cm; así: 2

Rd =

donde

E N

M HN AE (M+P)

2.6

Penetración acumulada en 10, 20 ó 30 cm Número de golpes

2.4.6 Resultados típicos En la Fig 2.20 se muestra un sondeo de cono dinámico junto con otro de penetración estándar, realizados en ladetalles desembocadura del Río espor interesante advertir que el cono es capaz de detectar que no pueden serBalsas; captados la penetración estándar; lo mismo se observa en la Fig 2.21, que presenta un sondeo realizado en las arenas y calcarenitas blandas de Cancún (Santoyo et al, 1988). 19

Número de golpes para 30 cm de penetración

Fig. 2.20 Cono dinámico vs penetración estándar en aluvión, tobas, capa dura, etc

Fig. 2.21 Cono dinámico en suelos y calcarenitas con lentes de arena ( Santoyo et al. 1988 ) 20


Una aplicación incipiente del cono dinámico en el control de compactación de arenas, se muestraenlaFig.2.22(Castellanos,1988). Penetración estándar número de golpes N

El sondeo terminó a 5.5 m. de profundidad

Fig. 2.22 Compacidad de un relleno de arena

Cono Sermes. La repetibilidad de sondeos vecinos realizados con esta técnica se muestra en la Fig. 2.23, y su sensibilidad para distinguir suelos de distinta resistencia y compacidad, en la Fig. 2.24. En cuanto a la influencia de la inyección de lodo para reducir la fricción lateral, en la Fig 2.25 se presentan dos sondeos; uno sin lodo y otro vecino con inyección de lodo; la comparación entre ambos demuestra que a profundidades menores de 15 m la diferencia es muy pequeña y se confunde con la erraticidad del suelo. En cambio a profundidadesmayoreslainfluenciadellodoesnot ria. o

21

Resistencia dinámica aparente, kg/cm2

Fig. 2.24 Sensibilidad de sondeos dinámicos (Cat de la empresa: Societé Sermes, Francia)

Fig. 2.23 Repetibilidad de sondeos dinámicos (Cat de la empresa: Societé Sermes, Francia)

22


Ensayosinlodo

Ensayoconlodo

Terraplén, relleno hidráulico

C

Fig. 2.25 Conparación de sondeos Sermes con y sin lodo (Cat de la empresa: Societé Sermes, Francia)

2.4.5 Comentarios La técnica de exploración con el cono dinámico sigue siendo una excelente herramienta de la mecánica de suelos y un campo fértil para la innovación e inventiva de los especialistas. Un aspecto que conviene investigar experimentalmente es la eficiencia de la forma de los conos; actualmente existen dos tendencias: emplear conos con ángulo de ataque de 60° o bien de 90°. Estos últimos han sido empleados sobre todo en Europa, donde se han propuesto como una norma internacional (Fig. 2.26). 23

Seguramente a corto plazo la tecnología evolucionará hacia el uso de la ecuación de la onda para la interpretación de la prueba de cono dinámico y mejorará cuando se incorporen sensores eléctricos para determinar las fuerzas que trasmite la punta al suelo así como las aceleraciones que se generen.

de 40 a 45 mm

32 0.3 mm

Barra hueca peso máximo 8 kg/m

Barra sólida o hueca

90°

90°

52 2 mm

62 2 mm

62 0.2 mm Punta fija o perdible

Punta fija o perdible

5 mm

90° 5 mm

Fig. 2.26 Puntas y barras para pruebas dinámicas (Estándar internacional)

2.5

PRUEBA DE CONO ESTÁTICO-DINÁMICO

2.5.1 Descripción del equipo Las limitaciones de operación que tiene el cono estático en materiales granulares y la falta de sensibilidad del cono dinámico en suelos blandos, han dado lugar al desarrollo de una técnica mixta, que consiste en un cono que puede operar indistintamente como estático o comodinámico,enfuncióndelanaturalezadelsueloqueatraviese. El equipo más evolucionado es el Cono Andina, aparato que se podría describir como un cono de tipo mecánico con un ademe exterior que le permite las siguientes variantes de operación: a) hincado del cono a presión o percusión; b) hincado de la funda de fricción a presión y c) hincado del conjunto de 3 tuberías a presión o percusión. El Cono Andina se muestra dibujado esquemáticamente en la Fig. 2.27 y se describe con detalle en (Sanglerat, 1974; Pfister, 1974 y Sanglerat, 1977a) conjuntamente con el procedimientodeejecucióndelaprueba. 24


Aplicación de la carga Celdas de carga

Medición de la resistencia del cono o total

Medición de la fricción total

Gatos hidráulicos

Medición de la carga en la funda de fricción Barra central

Ademe exterior

Funda de fricción

Punta de 80 mm

Punta de 39 mm Ø 39 Ø 80 mm

Fig. 2.27 Penetrómetro Andina (Cono estático-dinámico)

2.5.2 Determinación de la resistencia Para analizar la información que proporciona este aparato se aplica el criterio correspondiente, estático o dinámico, dependiendo de cómo se opere; las expresiones de cálculosonlasmismasquesediscutieronenpárrafosanteriores. 2.5.3 Resultados típicos En las Figs. 2.28 y 2.29 se presentan dos sondeos realizados con el cono Andina tomados de (Sanglerat, 1977b); la sola observación de las figuras demuestra la utilidad de esta técnica en terrenos superficialmente cubiertos con suelos blandos, que sobreyacen suelos 25

arenosos. 2.5.4 Comentarios Esta técnica estática-dinámica desarrollada en Francia no se ha aplicado extensamente en otros países, debido seguramente a que la complejidad de los equipos ha sido su limitante fundamental; sin embargo, es probable que a largo plazo pueda ganar un lugar y mostrar q c y Rd , en kg/cm 2 10

20

100

0

1000

8000

0 1 2 3 4 5 6 1116 21

1

Relación de fricción R f , en %

2 3 4 5

Resistencia de punta estática, q c

6

Resistencia lateral unitaria, f s Rf =

7

fs Rp

8 9 10 11 m , d a id d n u f o r P

12 13 14 15 16 qc

17

Resistencia dinámica, R d

18 19 20 Rd

21 qc

22 23

Rd 24 25 0

0.1

0.2

1.0

5.0

10.0 50.0 80.0 Resistencia lateral, en kg/cm 2

Fig. 2.28 Ejemplo de un sondeo con penetrómetro estático-dinámico 26


qc ó R d , en kg/cm 2 50

0

100

150

200

250

300 Limo

NAF

Boleos y Gravas

5

qc

Arenas R d Sermes con lodo

10

Gravas y Boleos Limo

m , d a d i d n u f ro P

15

Arenas muy finas Arenas limosas

Arenas finas arcillosas 20

Gravas Boleos Arenas 25

Arena fina

30

Fig. 2.29 Comparación de los penetrómetros estático-dinámico ( Sanglerat, 1997)

27

28


3 3.1

CORRELACIONES EMPÍRICAS

INTRODUCCIÓN

Las pruebas de penetración de conos estáticos o dinámicos sólo permiten definir las resistencias de punta y fricción o la resistencia dinámica, dependiendo del tipo de cono empleado; a su vez, la interpretación de esta información, basada en correlaciones empíricas y semi-empíricas conlleva a la identificación indirecta del tipo de suelo y a una estimación de sus propiedades mecánicas. La condicionante fundamental para la aplicación confiable de correlaciones empíricas, es que correspondan a suelos muy similares y preferiblemente que se obtengan para los suelos particulares a los que se pretenden aplicar. A continuación se presenta un resumen del conocimiento actual sobre estas correlaciones; particularmente sobre la clasificación de los suelos y los parámetros de resistencia y compresibilidad. 3.2.

CORRELACIONES CON EL CONO ESTÁTICO

3.2.1

Clasificación indirecta de los suelos

Varios autores han elaborado gráficas que correlacionan empíricamente los resultados de la prueba de penetración estática con la clasificación de suelos; entre ellas, las debidas a Sanglerat (Sanglerat, 1972) y a Schmertmann (Schmertmann, 1977), presentadas en las Fig 3.1 y 3.2, son las de uso más extendido. La Fig 3.3 muestra, ampliada de la gráfica de Sanglerat, la zona que corresponde a los suelos granulares sueltos y cohesivos blandos, y la Fig 3.4 presenta, de ambos autores, las gráficas que correlacionan la resistencia de punta 300 Arena gruesa y grava Arena

200

Limo, arcilla 100

0

Arcilla

0

1

Turba 3 2 Fricción local, kg/cm2

4

5

6

Fig. 3.1 Clasificación de suelos con penetrómetro estático electrónico (Sanglerat, 1972)

29

200 (Compacta o cementada)

Mezlas limo-arena, arenas arcillosas y limos

100 2

50

s a h c n o c n o c s a n e r A

c

10

Arena

Arcillas arenosas y limosas Arcillas inorgánicas no sensitivas Muy duras

(Suelta)

Duras Medías

Arcillas orgánicas y mezclas de suelos

5 Blandas Muy blandas 2

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

Relación de fricción f S /qC , %

Fig. 3.2 Clasificación de suelos con penetrómetro estático (Schmertmann, 1977)

50 Arena gruesa y grava 40 2

m c / g k ta n u p e d ia c n te s i s e R

Arena Limo, arcilla 30

Arcilla

20

10 Turba 0

0

0.5

1.0 Fricción local, kg/cm 2

1.5

Fig. 3.3 Clasificación de suelos blandos o sueltos (Sanglerat, 1972)

30

2.0


% s a d ra e lt a in s a tr s e u m n o c a itv la e r d a id s n e D

y lta u e u Ms

0

a tl e u S

20

De análisis de SANGLERAT

40

SCHMERTMANN 90% de los datos caen entre estas líneas

a i d e M

60 a s n e D y a u s n Me d

80 100 0

1

2 5

10 20 30 40 50 60 70 80 90100 Resistencia de punta, en kg/cm 2 o ton/pie 2

150

200

250

Fig. 3.4 Correlación entre la resistencia de punta y la densidad relativa de arenas finas

Un criterio ampliamente utilizado para clasificar los suelos, de manera indirecta, es a partir de los valores del contenido de agua y su variación con la profundidad; de igual manera es posible emplear la información obtenida en un sondeo de cono, porque la resistencia de punta varía recíprocamente con respecto del contenido de agua, como puede verse en la Fig. 3.5. 3.2.2

Resistencia de suelos cohesivos

k

f +  z

0

5

10

15

20 100 200 300 400

5

10

15

La resistencia al corte de los suelos cohesivos, en condiciones no drenadas, puede deducirse de una prueba de cono aplicando la siguiente expresión debida a Terzaghi (Lunne et al, 1977; Bell, 1978). qc = N

Resistencia de punta, q c (kg/cm2) Contenido de agua (%)

m20 , d a d i d n fu o r 25 P

3.1 30

donde qc Nk

f 

z

Resistencia de punta del cono Coeficiente de resistencia del cono Resistencia al corte no drenada

35

Peso unitario del suelo (total) Profundidad de la prueba

entonces

f =

qc -  z Nk

40

Fig. 3.5 Correlación del contenido de agua w con la resistencia de punta qc obtenida con cono eléctrico (Zona de Lago)

3.2

31

La Tabla 3.1 presenta valores típicos del coeficiente recopilados de la literatura técnica. Begemann (Begemann, 1953; Begemann, 1963) fue el primero en plantear que de la expresión 3.1, debe eliminarse el término gz por ser poco significativo, quedando entonces:

f =

qc Nk

Para esta expresión también se han presentado valores típicos de Nk; una recopilación de ellos se incluye en la Tabla 3.2. Tabla 3.1 Valores típicos del coeficiente Nk (Ec -3.2)

Tipo de suelo

Nk

Forma del Penetrómetro

Autor y referencia

Todo tipo Arcillas marinas blandas

5–70

?

Amar, S. et al, 1975

13 – 24

Cilíndrica

Lunne, T. et al, 1977

17

Cilíndrica

Lunne, K.T. et al 1978

Arcillas preconsolidadas

Tabla 3.2 Valores típicos del coeficienteN k (Ec- 3.3) Tipo de suelo Arcilla normalmente

Nk

Forma del Penetrómetro

Autor y referencia

15-18

Clásica

Mac Carthy D.E., 1977

Arcilla suave con falla local Arcilla preconsolidada (qc< 25) Suelo arcilloso bajo el nivel

10-14 22-26 14

Clásica Clásica

Mac Carthy D.E., 1977 Mac Carthy D.E., 1977

Clásica

Begemann H.K.S., 1973

20

Cilíndrica

Montañés, L. et al, 1980

Suelo arcilloso blando

Tabla 3.3 Tipos de equipos y técnicas en conos de 10 cm2 y 60° (Schmertmann, 1975) Sistema

Punta

Mediciones

Con Gato hidráulico que

Delft

Protección contra la Diámetro reducido

qc cada 20 cm

Mecánico Begemann

qc y fs cada

Celdas de carga Mediciones en la

Fugro

qc ó qc y fs

Eléctrico Delft

q c y fs

Igual que el anterior

32


Para utilizar los valores del coeficiente Nk consignados en la literatura técnica, es necesario distinguir si fueron definidos para penetrómetros con punta de forma clásica con estrechamiento posterior al cono o de forma cilíndrica recta (Begemann, 1957). Entre los primeros se clasifican los conos mecánicos tipo Delft y Begemann y el eléctrico Delft; de los segundos, el eléctrico tipo Fugro es el más conocido (Tabla 3.3). La selección del coeficiente debe ser cuidadosa, pues la diferencia de geometrías entre ambos tipos de conos puede ser significativa. Algunos autores (Begemann, 1957; Jiménez, 1976) consideran que, para el penetrómetro eléctrico de forma cilíndrica, la resistencia al corte no drenada de suelos cohesivos puede obtenerse aplicando un coeficiente único de 10. 3.2.3 Resistencia al corte de suelos no cohesivos La experiencia y confianza acumuladas en la utilización del cono ha sido en suelos no cohesivos. Para la interpretación de la información obtenida se han elaborado teorías y métodos que permiten deducir el valor del parámetro  ´ de resistencia al corte de estos suelos, considerando que la velocidad de hincado del cono es suficientemente lenta para que se disipe significativamente la presión de poro y que por tanto se trate de una prueba en condiciones drenadas. Las teorías que se utilizan con mayor frecuencia son: a) La de de-Beer (Sanglerat, 1972; de-Beer, 1948), tiende a predecir los valores más bajos del ángulo, por lo cual ha caído en desuso. b) La teoría desarrollada por Mitchell-D urgunoglu (Mitchell et al, 1973; Durguno et al, 1975a; Durgunoglu et al 1975b; Mitchell et al, 1978), que considera la influencia de la rugosidad del cono, sobre presión y valor de ko; los valores de f´ que predice son semejantes a los obtenidos en pruebas triaxiales drenadas. c) Los métodos empíricos de Meyerhof (Meyerhof, 1974) y de Schmertman n (Schmertmmm, 1970), que también predicen valores semejantes a los definidos en pruebas triaxiales drenadas. d)

La de Holden (Holden, 1976), que hace intervenir el fracturamiento de partículas de arena.

Con el procedimiento de cálculo del ángulo ø´ presentado en la Fig. 3.6 (Harr, 1977), basado en fórmulas de capacidad de carga, se ha interpretado la información de pruebas de penetración incluídas en varios de los artículos citados arriba; los valores de ø obtenidos muestran diferencias máximas de únicamente 3°. Una limitación significativa para la interpretación de la información de las pruebas de penetración estática en arenas, es que no es fácil conocer confiablemente sus pesos volumétricos, pues para ello se requiere obtener muestras inalteradas; la solución alternativa al respecto es suponer estos pesos volumétricos y aplicar la expresión simplificada de la Fig. 3.6. 33

Una correlación que puede ser de utilidad, obtenida por Schmertmann (Schmertmann, J.H., 1970), entre la resistencia de punta, qc , y el número de golpes, N, en la prueba de penetración estándar se resume en la Tabla 3.4. Tabla 3.4 Correlaciones con la Penetración Estándar Tipo de suelo Limos, limos arenosos, mezclas limo-arena ligeramente cohesivas Arenas limpias finas a medias, y arenas ligeramente limosas Arenas gruesas y arenas con algo de grava Gravas arenosas y gravas

qc / N

2.0 3.5 5.0 6.0

3.2.4 Resiste ncia de suelos cohesivo friccionantes Los suelos que durante el hincado del cono desarrollan componentes de resistencia tanto de fricción como de cohesión son el caso más difícil de interpretar. Los procedimientos propuestos se basan en plantear dos expresiones de lacapacidad de carga última para dos profundidades en las que se presente el mismo suelo y, después, obtener por tanteos los valores de los parámetros c y Æ. En esta solución el desconocimiento de los pesos volumétricos también induceLos a errores como en losmás suelos no cohesivos. procedimientos usados se deben a de- Beer (Sanglerat, 1972) y Mitchell-Durgunoglu (Mitchell et al, 1973); el primero conduce a resultados muy conservadores y el segundo está orientado a resolver el problema a profundidades someras.

qc o 400 300 200

Compacidad

a lt e u s y u M

100

qc Ø` o =(1+tanØ') tan (45+ 2 )e

Muy densa

Densa

Media

Suelta

`tan Ø`

50

10 20

25

30

35

40

45

Ø'

Fig. 3.6 Correlación de la resistencia de punta y el ángulo Ø' de arenas

Aplicando el criterio antes descrito a la expresión de capacidad de carga obtenida por Terzaghi, corregida con los factores de forma, se puede deducir un sencillo procedimiento de interpretación: a)

Capacidad de carga última qc = cNc +c DN

donde



q+ q

N c =1+ B Q L

q=1+

B N 2



3.3

 c = (Nq -1) cot 

Nc

Btan  L

Nq = N e

34

 tan


 = 1-0.4 B

N = 2 (Nq+1) tan 

L

N = tan

b)

c)

2

45+



2

Las pruebas de penetración a dos profundidades, Z 1 y Z 2 , definen resistencias de punta, qc1 y qc2, para:

B

D=Z 1

q c=

cNcc + Z1Nqq+

D=Z 2

q c=

cNcc + Z2Nqq+ B

2

2

N N

Resolviendo las ecuaciones anteriores como simultáneas y considerando que para el cono B = L, se obtienen las expresiones 3.4 y 3.5. qc2 - qc1

Nq =

tan =

(1+tan)(z2-z1)

3.4

qc2 - qc1

3.5

(z2-z1)Nq

-1

Para calcular Nq en esta expresión se supone el peso volumétrico , y un valor tentativo del ángulo  ; una vez determinado Nq, se introduce en la gráfica de la Fig. 3.7 para obtener el valor de  . Este ángulo calculado, si difiere del supuesto inicialmente, se utiliza para obtener otro valor de N q y de nuevo, con la gráfica, se define el valor de  ; después se aplica la expresión siguiente: c=

(qc1 + q c2) - Nq (1+tan )( z 1+ z 2) 2Nc (

3.6

 + Nq / N c)

500 Nc Nq Ny 100 50 Nc 10 5

Fig. 3.7 Factores de capacidad de carga

35

Nq

Ny

1

Ø 0° 10° 20° 30° 40° 50°

3.2.5

Compresibilidad de suelos blandos

Condición inicial. La interpretación de un sondeo de cono eléctrico permite estimar su condición inicial de consolidación; en la Fig. 3.8a se muestran suelos normalmente consolidados, idealmente uniformes, depositados bajo agua y sin que hayan desarrollado costra superficial endurecida. En ese caso la resistencia resulta aproximadamente una función lineal del esfuerzo efectivo, como se obtiene de las siguientes expresiones: 3.7

qc = f Nk

3.8

f / vo = f (IP) donde Resistencia no drenada del suelo ton/m²  vo Esfuerzo vertical efectivo f IP  Factor de correlación con la plasticidad (Fig 3.9) Nk Coeficiente de resistencia del cono

f

3.9

qc = vo N k f (IP)

Así para un valor medio de 0.33 del factor de correlación por plasticidad y de 13 para el coeficiente de resistencia se obtiene que 3.10

qc = 0.43 h

donde ´

h qc

Peso sumergido del suelo ton/m 3 Profundidad en m Resistencia probable del cono en ton /m 2

La Fig. 3.8a está deducida con la expresión 3.10 para distintos pesos volumétricos; aplicando ahora este razonamiento al caso de un suelo ideal sujeto a la influencia de una sobrecarga de área infinita, se podría transformar la sobrecarga a una altura de suelo equivalente; en ese caso la envolvente de resistencia simplemente se desplazaría paralelamente, como se ilustra en la Fig. 3.8b. Por este efecto la preconsolidación se identifica cuando la envolvente de resistencia muestra una ordenada al srcen. 36


F N

o d a d il o s n o c e r p

r o s e p s E

te n e Cm ra Oe ig (l

) a d a d li o s n o c e r p

5 1

5 C N

0

2

0 = c q ; 0 = c

in m m c / g k

2

.1 0n i =m c

n i m

0 1

5

5 1

0 2

5 2

0

o d a id l o s n o c re p

5 1 C O

c

D

0 3

F N

m /c g k 1 =

e t n e m ra e ilg lo e u S ) d

0 1

e t n e m a r e g li lo e u S ) c

0 1

q

5 F 1 0

0 1

5

5 1

0 2

5 2

0 3

0

o d a d li o s n o c e r p

. o l e u s n u e d n ó i c a d il o s n o c e d l a i c i n i n ió c i d n o C

)

3

s o g r a c e r b o S

s te n le a v i u q e m 2

s ra u tl a n o c m 2

o l e u s

m / n to 5 . 0 =

F

e d

(

N

m 2

m 2

e d s o g r a c e r b o S

n ió c a id l o s n o c e r P

2

m / n to 0 = Q

2

m / n to 1 = Q

2

m / n to 2 = Q

2

m / n to 3 = Q

s o d a d li o s n o e t c n e e rp lm y a o rm d o a n id l s o lo s n e o u c S ) b

5 1

2

m / n t o 4 = Q

C O

0 1

5

F N

C N 0

0 1

5

3

/m n o t 3 . 0 =

F N

’



0

5

3

/m n o t 4 . 0 =

’



0 1

5 1

3

/m n o t 5 . 0 =

’



0 2

5 2

0 3

3

0

8 . 3 . g i F

5 1

/m n o t 6 . 0 =

0 1

C N

’

m /c g 5 k , q



5 1

0 2

m n e , d a di d n uf or P

37

²

5 2

0 3

0

e t n e lm a rm o n s lo e u S ) a

s o d a id l o s n o c

o d i g r e m u s o s e P = ’ 

  vo

0.8 Bjerrum, 1972 (2) 0.6

Leonards, 1962

Osterman, 1960

0.4 33 Bjerrum, 1972 (1) Bjerrum, 1954 Osterman, 1960 Leonards, 1962

0.2 Kenney, 1976 0 0

100 (1) Arcilla de sedimentos recientes (2) Arcillas ligeramente preconsolidadas

200

300 400 Índice de plasticidad, PI

Fig. 3.9 Correlación entre  /  vo y el índice de plasticidad para arcillas normalmente consolidadas (Holtz et al, 1981)

Aplicando los conceptos a un caso real (Fig 3.8c), se puede concluir que un suelo es preconsolidado cuando la envolvente de resistencia tiene una cierta ordenada al srcen; en cuanto a la magnitud y srcen de la carga de preconsolidación, se pueden hacer las siguientes hipótesis: a)

Que la preconsolidación se indujo por efecto de un fenómeno de erosión del suelo superficial; en ese caso, el espesor erosionado máximo fue de una altura D (Fig 3.8c), considerando que el suelo tuvo inicialmente una cohesión nula. Sin embargo, admitiendo que todas las arcillas tienen una cohesión mínima, el espesor más probable del suelo erosionado fue F.

b)

Si la preconsolidación se indujo por cargas superficiales uniformes, incluyendo el abatimiento del nivel freático, y si es muy largo el tiempo transcurrido, se obtiene un perfil lineal como el mostrado en la Fig 3.8c.

c)

Si el área sobrecargada es pequeña, o el proceso de consolidación todavía no se completa, el perfil resulta como el de la Fig 3.8d.

Relación de preconsolidación. La estimación del valor de la relación de preconsolidación (OCR, por las siglas en inglés de Over Consolidation Ratio) se puede hacer con la ayuda de la expresión empírica de Ladd et al (Ladd et al, 1977).

(f /vo)OC 0.8 =(OCR) (f /vo)NC donde OC NC OCR

Suelo preconsolidado Suelo normalmente consolidado Relación de preconsolidación 38

3.11


Esta expresión se muestra graficada en la Fig 3.10, junto con la correlación entre la relación de preconsolidacón y la resistencia normalizada. Para la aplicación de esa gráfica la expresión anterior se puede simplificar a: qc

0.8

0.33 Nk vo

=(OCR)

3.12

Estimación de asentamientos. Se han desarrollado dos procedimientos semi-empíricos para la estimación de asentamientos por consolidación: a)

Schmertmann propone aplicar la expresión: n

H= 1

donde

Ho

cc

1+eo

log

p o + p

3.13

Po

Asentamiento estimado Número de estratos compresibles cc Índice de compresión eo Relación de vacíos inicial po Esfuerzo inicial p Incremento de esfuerzos Ho Espesor inicial del estrato H n

1.8

1.6 1.4

N°

LL IP

1

65 34 1.0

LI

2 3

65 41 0.65 95 75 0.85

4

71 41

1 Arcilla orgánica de Maine

-

5

5

T 'vo

6

2 Arcilla de Bangkok 3 Arcilla de Atchafalaya

210 .8 1.2 39 6 * 65 12 35 * Capas de arcilla 1.0 y limo

5 Arcilla azul de Boston

0.8

6 Arcilla barbada de Connecticut

4 Arcilla AGH-CH

Suelo 1 a 5 4 (T (T

' '

vo) oc vo) nc 3

Suelo 6

0.6 2 0.4 Nota: T

0.2

1

1

2

4 ' 

0.0

2

4 OCR=

6

8 10

OCR= 'vo

'  'vo

Fig. 3.10 Correlaciones entre la resistencia no drenada en pruebas de corte directo, con la relación de preconsolidación (Holtz et al, 1981)

39

6

8 10

Con la información del sondeo de cono se define la resistencia normalizada tf / svo o la relación de preconsolidación OCR, para entrar con esos valores a la tabla 3.5 (Schmertmann, 1977). Tabla 3.5 Estimación de la consolidación 0.00 – 0.10

OCR (aprox)  1.00

0.10 – 0.25 0.26 – 0.50 0.51 – 1.00 1.00 – 4.00  4.00

1.00 1.00 1.00 a 1.50 6.00  6.00

 f /  vo

b)

cc / 1  eo 

0.40 (en proceso de consolidación) 0.40 0.30 0.15 0.10 0.05

Sanglerat se vale de la expresión (Sanglerat, 1972): n

o

H=

2.3 qc

1

o

2.3 qc donde 

o

mv

3.14

 p Ho

3.15

=mv

Coeficiente de correlación Coeficiente de compresibilidad volumétrica

Los valores de Tabla 3.6.

o

obtenidos por Sanglerat (Sanglerat, 1972) se muestran en la

Tabla 3.6 Tipo de suelo Aluvión reciente (CH) Aluvión reciente (CH) Turba (OH)

Valores del coeficiente o kg /cm² < 7 7 a 20 > 20 < 20 > 30 -

*Contenido de agua 40

w%* 90 a 130 >300

ao 0.15 a 0.40 0.40 a 0.80 0.80 a 1.70 0.50 a 1.00 0.80 a 1.50 1.50 a 3.00 > 3.00


3.2.6

Densidad relativa de arenas

La resistencia de punta del cono es un indicador de la densidad relativa de las arenas; la precisión de esta correlación está condicionada por varias propiedades del suelo en estudio: distribución granulométrica, cementación de partículas, esfuerzos laterales y verticales. La Fig 3.11 (Bladi, et al, 1981) muestra una recopilación de las investigaciones experimentales sobre este tema. Resistencia de punta, qc (kg/cm² ) 0

50

100

DR =1

5

)

150

200

250

300

Arenas saturadas normalmente consolidadas (Schmertmann, 1977) 00

%

10

²

/m n o (t v  , o v it c fe e l a ic rt e v o rz e fu s E

15

20 4 0

6 0 %

80

%

%

25

30

35 CONDICIONES DE FRONTERA

COMPACIDAD

DRINICIAL %

DR FINAL %

Media

42.4

46.9

CF- 1 CF- 3

Densa

69.9

72.4

CF- 1 CF- 3

Muy densa

91.0

92.6

CF- 1 CF- 3 (CF-1) = - v y - h constantes (CF-3) = - v constante y Eh = O

DR Densidad relativa CF Condición de frontera

Fig. 3.11 Correlacíon de la resistencia de punta con el esfuerzo vertical efectivo en arena (Schmertmann, 1877)

41

3.3

CORRELACIONES CON EL CONO DINÁMICO

Enfoque experimental. La información publicada sobre correlaciones con el cono dinámico es muy escasa, por lo que se hace necesario acumular experiencia local de cada sitio. Como se mencionó en el Capítulo 2, interesa establecer una correlación confiable con la penetración estándar, mediante la ejecución de sondeos con ambas técnicas; conviene advertir que la calidad de estos sondeos de correlación debe ser excelente para tenerles confianza. Para ilustrar esta limitación la Fig 3.12 muestra un buen ejemplo de un trabajo de exploración con el empleo de estas dos técnicas: a) un sondeo convencional de penetración estándar, con un bajo nivel de supervisión técnica de campo y laboratorio y b) un sondeo de cono dinámico que se complementó después con otro sondeo de penetración estándar; ambos realizados bajo una cuidadosa supervisión técnica. Con supervisión técnica

Convencional 1 0

Penetración estándar 100 200 300

2

3

Cono dinámico 100 200 300

Penetración estándar 100 200 300 70/12 60/10

5

Clasificación geológica Suelo con gravas Playa orilla laguna Arena de playa

Laguna con arcillas negras sapropelicas con turbas

10 m , n 15 e d a id d

Playa de laguna Suelo rojo

n 20 fu ro P

Abanico aluvial

Suelo arcilloso tropical

25

50/10

Abanico aluvial

50/10

30

Suelo rojo

165/20 220/20 100/5 100/5 100/5

35

Notas :

50/10 50/11 50/11

Abanico aluvial

-El sondeo 1 está a una distancia no mayor de 30 m del 2 y 3, que están separados 1 m -Los números fraccionarios (N° de golpes/penetración en cm) se extrapolaron para definir la resistencia equivalente a 30 cm de penetración -El cono dinámico solo penetró hasta 25 m de profundidad

Fig. 3.12 Exploración de un sitio en Acapulco

Queda evidente que en el segundo caso la calidad de la información resultante y el grado de detalle permiten una mejor interpretación de las características del subsuelo y por lo tanto una mejor correlación. Enfoque teórico. Algunos autores basan la interpretación de las pruebas dinámicas en el análisis de la ecuación de la onda: con el modelo adecuado de las barras y del sistema de hincado, la energía aplicada define, indirectamente, la resistencia del suelo; Ellstein, ha venido desarrollando esta metodología para la exploración de la llamada capa dura del subsuelo de la Ciudad de México (Ellstein, 1988). 42


3.4

COMENTARIOS

Las correlaciones aquí presentadas deben emplearse con reserva y sólo para análisis preliminares: en todo programa de exploración geotécnica debe considerarse la necesidad de contar con sondeos de muestreo, de los cuales se deriven las correlaciones para los suelos del sitio en estudio.

43

44


4 4.1

CORRELACIONES CON PROPIEDADES MECÁNICAS

INTRODUCCIÓN

Uno de los principales problemas en el estudio de la respuesta sísmica de depósitos de suelo y de la interacción dinámica suelo-estructura es la determinación de los parámetros que caracterizan el suelo desde el punto de vista dinámico. En este capítulo se describen los resultados de mediciones de campo realizadas por el Instituto de Ingeniería de la UNAM, para determinar las propiedades dinámicas de los suelos blandos del Valle de México, así como su correlación con sondeos de cono eléctrico. 4.2

PROPIEDADES DINÁMICAS DE LOS SUELOS

Los parámetros dinámicos de los suelos que más interesan son: Rigidez. Esta propiedad del suelo se cuantifica mediante el llamado módulo de Young, E, determinado en condiciones no drenadas o el módulo de rigidez al corte, G, cuya relación es bien conocida: E G=

u

2(1 + u )

4.1

en donde uu es la relación de Poisson que, en un medio poroso saturado no drenado, con propiedades elásticolineales, adquiere un valor igual omuy cercano a 0.50. La rigidez es función de la magnitud de las deformaciones aplicadas al suelo: así, para deformaciones muy pequeñas se obtienen valores altos del módulo de rigidez, y valores menores al aumentar las deformaciones. Capacidad del suelo para disipar energía. Los suelos disipan energía debido a su viscosidad, sus características elasto-plásticas, la forma en la que se transmiten las ondas y el fenómeno de irradiación; en el estudio del comportamiento dinámico de los suelos sólo se considera la disipación de energía por efectos viscosos y, en ocasiones, la debida a las características elasto-plásticas. La disipación por irradiación suele tomarse en cuenta como un efecto viscoso adicional. La forma de especificar el parámetro de disipación de energía depende del modelo que se emplee para idealizar al suelo en el análisis. En modelos lineales o lineales equivalentes, el parámetro que cuantifica la energía que el suelo disipa por efecto de la aplicación de cargas cíclicas, es el factor de amortiguamiento crítico. En modelos basados en la teoría de la 45

plasticidad o en modelos no lineales, se considera que el suelo disipa energía debido a la acumulación de trabajo plástico. En algunos modelos viscoelásticos se incluye también el coeficiente de viscosidad. Resistencia dinámica del suelo. Este parámetro aumenta con la velocidad de deformación y con la velocidad con la que se aplican los esfuerzos cortantes. Estos efectos se observan en todos los suelos; desde luego, son más notorios en las arcillas de alta plasticidad y menos importantes en los suelos poco plásticos o en los suelos granulares. Otros parámetros dinámicos. También interesan el módulo de compresibilidad volumétrica para condiciones dinámicas y la relación de Poisson. Esta última tiene valores cercanos a 0.50 para condiciones no drenadas, que son las que prevalecen en muchos suelos durante un temblor. 4.3 OBTENCIÓN DE LOS PARÁMETROS DINÁMICOS Los parámetros dinámicos del suelo se obtienen en el laboratorio usando aparatos como la columna resonante, el péndulo de torsión y la cámara triaxial cíclica. En el campo los métodos más conocidos son el de pozos cruzados, el de pozo-abajo y el de pozo-arriba (crosshole, down-hole y uphole respectivamente). Recientemente se desarrolló otro método, al que se le dio el nombre de sonda suspendida (Kitsunesaki, 1980); cada método tiene ventajas y desventajas que deben ponderarse de acuerdo con los requerimientos del caso partícular en estudio. R. Dobri describe estos métodos ampliamente; conviene aclarar que la sonda suspendida permite obtener determinaciones de la velocidad de las ondas de corte, Vs, contra la profundidad, con mejor resolución que con las otras técnicas (Dobri, 1987). El equipo empleado en la prueba de sonda suspendida consta de un generador electromagnético de ondas y dos geófonos; estos últimos captan las oscilaciones inducidas por el primero. El arreglo es el que se muestra en la Fig. 4.1: la sonda, que en su interior lleva al emisor y a los dos geófonos, queda suspendida de un malacate colocado en la superficie del terreno e introducida dentro de una perforación de 15 cm de diámetro, que deberá estar llena de agua o lodo bentonítico. Los métodos de campo son especialmente útiles para determinar el módulo de rigidez al cortante asociado con deformaciones pequeñas, por lo que los resultados obtenidos se interpretan como los correspondientes a las condiciones iniciales: G0 o Eu0; su obtención es indirecta ya que los métodos de campo sólo proporcionan los valores de la velocidad de propagación de las ondas compresionales Vp y distorsionalesVs. En problemas sísmicos se acepta generalmente que la mayor parte de la energía setrasmite a través de la propagación vertical de las ondas de corte. La teoría de la elasticidad proporciona la relación entre V s y G 0 : 2

G o =  Vs

4.2

es donde r es la densidad del suelo. 46


Tripié

Malacate

Oscilógrafo

Agua o fluido de perforación

Geófono 2

Geófono 1 Configuración deformada de las paredes del pozo Ondas P Generador de pulsos Ondas S

Fig 4.1 Diagrama esquemático de una sonda suspendida

4.4

DETERMINACIÓN DE Vs EN LA CIUDAD DE MÉXICO

4.4.1

Antecedentes

La necesidad de contar con valores confiables de Vs se ha reconocido en función de la alta sismicidad de la cuenca de México; antes de septiembre de 1985 la información sobre la velocidad Vs fue obtenida por J. Figueroa y B. Martínez y otros; con estudios de campo y laboratorio determinaron la variación de Vs en puntos de Tlatelolco y del vaso de Texcoco (Figueroa,1954 y Martínez et al, 1974). Hacia finales de 1986 el Instituto de Ingeniería de la UNAM realizó mediciones de la velocidad de propagación de ondas en 13 sitios de la Ciudad de México (Jaime et al, 1987). Los métodos empleados para realizar las mediciones fueron los de pozo-abajo y sonda suspendida. Esta los investigación puede establecer auna correlación entre perfiles de experimental variación de lademostró velocidadque Vs se y los de resistencia la penetración con cono eléctrico (Figs. 4.2 a 4.6 ); más aún: que se puede justificar el empleo de un modelo teórico para definir el comportamiento dinámico de este suelo. 47

10 0

Vs (m/seg)

100

1000

010

Vs (m/seg)

100

1000

6 10 12 qc 18 m , d a id d n fu o r P

m , d a id d n u f o r P

24 Vs 30

20

qc

30 Vs

36 40 42 48

50 10

100

1000 qc (kg/cm²)

54 60

1

10

qc (kg/cm²)

Fig. 4.3 Secretaría de Comunicaciones y Transportes (SCT), (Jaime, et al, 1987)

100

Fig. 4.2 Sitio Tláhuac - Bombas, (Jaime, et al, 1987) 010

10 0

Vs (m/seg) 1000

100

Vs (m/seg) 1000

100

6 12 18

10

qc

24

m , d a id d n fu o r P

20

m , d a id d 30 n fu ro P 36

qc

30

Vs

42 Vs 48

40

54 qc(kg/cm²) 5010

100

1000

60

Fig. 4.4 Centro Urbano Presidente Juárez (CUPJ), (Jaime, et al, 1987)

1

10

1000 qc (kg/cm²)

Fig. 4.5 Central de Abastos Frigoríficos (CAF), (Jaime, et al, 1987)

48


En efecto la adopción de modelos esfuerzodeformación hiperbólicos, permiten relac ionar a q c como me dida de la resistencia y a Vs como medida de la rigidez inicial del suelo, con una expresión del tipo:

G=

en donde

Go

10 0 10 20

Vs

50

g es la deform ació n de cort e y

t f , g f ) es una función que dep

60

ende del t f y de la esfuerzo cortante de falla, deformación g f , en la que ocurre la f(

qc

m , d 30 a d i d n u f 40 o r P

4.3

f (f , f )

Vs (m/seg) 1000

100

70 10

100

1000 qc (t/m²)

Fig. 4.6 Central de Abastos oficina (CAO), (Jaime, et al, 1987) 100

) g e s / 80 (m S a d 60 n o e d d 40 a d i c o l e 20 v s V

0 0

100

) g e s / 80 m ( S a d n 60 o e d d 40 a d i c o l e 20 v s V

Vs= 100+7.89 q (m/seg) c

4

8

12

16

20

0

Resistencia de punta qc (kg/cm²) SCT

CUPS

NONO

ALAM1

0

2 °

Fig. 4.7 Lago de Texcoco preconsolidado, (Romo et al, 1987)

4.4.2

Vs= 6+12.11 qc (m/seg)

4 6 Resistencia de punta qc (kg/cm²) CAO

CAF

?

8

10

EUVI

Fig. 4.8 Lago de Texcoco virgen, (Romo et al, 1987)

Resultados obtenidos

En las Figs. 4.7 y 4.8 se resumen las mediciones obtenidas entre Vs y qc en diversos sitios del Valle de México; se obtuvieron únicamente para los materiales arcillosos, es decir, se eliminaron los estratos de materiales arenosos o limo arenosos que, en capas de espesor variable, se encuentran intercalados dentro de las formaciones arcillosas. La forma general de esta correlaciones es la siguiente: 4.3

Vs = C + Dq c

49

en donde Vs está en m/seg y qc en ton/m2; C y D son los factores empíricos de correlación, cuyos valores promedio, para diferentes zonas de la Ciudad de México (Romo, M. et al, 1987), aparecen en la siguiente tabla: Tabla 4.1

Factores empíricos de correlación

Tipo de suelo Lago virgen Lago precargado

C 6.00 10.03

D 12.11 7.89

4.5 COMENTARIOS Los resultados generales de la campaña de mediciones in situ de las propiedades dinámicas del subsuelo de la Ciudad de México son muy alentadores; sin embargo, no debe perderse de vista que estos trabajos constituyen solamente el paso inicial hacia la caracterización de los suelos de la cuenca de México, ya que las correlaciones presentadas se obtuvieron a partir de un número limitado de sondeos y, por tanto, deben emplearse con cautela. Es necesario continuar las mediciones para validar o modificar las correlaciones.

50


5 5.1

CONCEPTOS TEÓRICOS

INTRODUCCIÓN

La predicción los eléctrico parámetros de resistencia suelo deducidos de pruebas dede penetración condecono se puede apoyar en: del a) las teorías de capacidad de carga pilotes, b) el concepto de expansión de cavidades y c) el análisis de las trayectorias de deformación. La primera alternativa ha sido la más aplicada, pero también la más limitada teóricamente; por su parte, la interpretación mediante la expansión de cavidades no ha alcanzado mayor difusión; en cambio, las trayectorias de deformación han permitido entender mejor el fenómeno, sobre todo en cuanto a la influencia de las velocidades de deformación, que son altas en el cono, menores en las pruebas de laboratorio y todavía más reducidas en las cimentaciones. También se han llevado a cabo estudios con el método del elemento finito que han contribuído a mejorar el conocimiento de los estados y trayectorias de esfuerzo bajo una punta penetrante. 5.2

TEORÍAS DE CAPACIDAD DE CARGA

Este criterio de interpretación está analizado con suficiente detalle en los Capítulos 3 y 7. 5.3

EXPANSIÓN DE CAVIDADES

Esta teoría se desarrolló para determinar la presión Ps, que aplicada en el interior de una cavidad esférica contenida dentro de una masa infinita de suelo, provoca una expansión continua por efecto del flujo plástico del material (Vesiç, 1972). La metodología también se ha desarrollado en el estudio de cavidades cilíndricas de longitud infinita y puede emplearse para estimar la capacidad de punta de los pilotes, así como para deducir la resistencia a la penetración de un cono eléctrico. En cuanto a las características del suelo, teóricamente es posible utilizar cualquier modelo plástico para representarlo, aunque muchos de los problemas de la teoría de expansión de cavidades han sido resueltos suponiendo que el material es un medio elasto-plástico que satisface el criterio de falla deMohr-Coulomb. Para ilustrar este criterio se presenta la solución obtenida por Ladanyi (Ladanyi, 1967) para el caso de la expansión de un cilindro de longitud infinita y ancho b. El autor considera ' 0); supuso, el caso de un suelo puramente cohesivo sensitivo en condición no drenada (Æ= además, que bajo el cilindro se forma un cono de suelo que no llega a la condición de falla. La curva idealizada esfuerzo-deformación del suelo empleada por Ladanyi, así como el 51

mecanismo simplificado de falla bajo la punta del pilote o del cono eléctrico, se esquematiza en la Fig. 5.1.

Cavidad en Expansión qf

La capacidad de carga qf se expresa en términos del esfuerzo vertical inicial s0 y de la resistencia en condiciones no drenadas Cp obtenida a partir de pruebas UU; entonces: qf=N cC +p s

Cr

Esfuerzo desviador

Nc =

2Cp

L

Resistencia máxima

qc

Eu

Resistencia residual

2C r

+F

Cp

5.2

c

Ep

Fc es función de los estados de esfuerzo y deformación cuando se alcanzan las resistencias máxima y residual: C Fc = 4 r 1 + 1n 3

Cavidad cilíndrica en expansión

Ps

Mecanismo de falla simplificado

en donde C p es la cohesión o resistencia máxima del suelo. El término Nc es un factor de capacidad de carga que se expresa en términos del cociente de la resistencia residual del suelo C r dividida entre su Cr

Cr

Ps

5.1

0

45°

Medio elasto-plástico infinito

Cp

2

+ 4

Deformación unitaria

Fig. 5.1 Definición de términos en las expansión continua de una cavidad cilíndrica de longitud infinita 

3

3 p

Er

r , / p -C r / C p 1n p v / p - 1

5.3

donde: ep Deformación unitaria en la dirección del eje longitudinal del cilindro en expansión, cuando se alcanza la resistencia máxima. e

Deformación unitaria en la dirección del eje longitudinal del cilindro en r expansión, cuando se alcanza la resistencia residual.

Cuando el suelo no es sensitivo, C r = C p y e p=e r, con lo que la ecuación 5.3 se simplifica a: F= 3 4

1 + 1n

2 3 p

= 4 3

1 + 1n

Eu 3Cp

52

5.4


Eu es el módulo de Young para condiciones no drenadas. Sustituyendo las ecuaciones 5.2 y 5.4 en la 5.1, se obtiene para una medición de cono eléctrico: qc = 1 +

4 1n +1 3

Eu

C+

3Cp

p

o

5.5

Esta expresión se puede aplicar para un estrato de suelo homogéneo definiendo qc para dos profundidades cercanas y, a partir del sistema de ecuaciones simultáneas que resulta, obtener los valores de E uy C p. Hasta donde los autores han podidosu averiguar, este método no ha sido utilizado, por lo que conviene experimentarlo y precisar confiabilidad. Conviene aclarar que los valores de Eu y Cp obtenidos con la ecuación 5.5 estarán variando por los efectos de la velocidad de deformación y de la aplicación de esfuerzos cortantes. Sin embargo, esa expresión ofrece menos limitaciones que las ecuaciones para calcular capacidad de carga incluidas en el Capítulo 3, en virtud de que toma en cuenta la condición no drenada del suelo que prevalece, en la mayoría de los suelos finos saturados, durante la penetración de un cono eléctrico; además, considera explícitamente el efecto de penetración continua, tal como se desarrolla durante el sondeo de cono. 5.4

TRAYECTORIAS DE DEFORMACIÓN

El análisis de las trayectorias típicas de la deformación de una masa de suelo, para predecir las alteraciones provocadas por efecto de la instalación de objetos rígidos en su interior, fue por M. Baligh. Su aplicación estudio de lade penetración de conos eléctricos hadesarrollado permitido visualizar y lograr una mejoralcomprensión los fenómenos que ocurrendurantesuhincado( Baligh, 19851975). y El método se desarrolla a partir de la suposición de que, debido a las restricciones cinemáticas que existen en problemas de penetración profunda, las deformaciones que sufre el suelo son independientes de su resistencia. Esto significa que son esencialmente problemas de deformación controlada e implica, según M. Baligh ( 1985), que aun cuando se utilicen propiedades del suelo relativamente simples para predecir los estados de deformación producidos por efecto de la penetración, los errores en estas predicciones serían relativamente pequeños (Baligh, 1985). Conocidas las deformaciones se pueden calcular, en forma aproximada, los esfuerzos totales y las presiones de poro, empleando leyes constitutivas del suelo. Para estimar las deformaciones se deberá evaluar primero el campo de velocidades que satisfaga las condiciones de frontera y el requisito de la conservación de masa. El campo de velocidades describe cómo se mueven las partículas de suelo alrededor de la punta del penetrómetro; diferenciando las velocidades a lo largo de las líneas de flujo que genera el campo, con respecto a las coordenadas espaciales, se obtienen las velocidades de deformaciones unitarias en el suelo. Los detalles del método y su desarrollo matemático se 53

encuentranen( Baligh, 1985) . Los resultados deducidos por M. Baligh permiten obtener las trayectorias de desplazamiento que sufren elementos de suelo situados a diferentes distancias radiales, medidas a partir del eje longitudinal de un cono eléctrico (Fig. 5.2). Estos resultados indican que los vectores de desplazamiento son cualitativamente similares para puntas con diferente geometría. Es interesante observar que, en la dirección radial del cono, el suelo se encuentra siempre en compresión, lo cual muestra que, en la dirección paralela a su eje longitudinal, el suelo se somete primero a compresiones y después a descargas, lo que eventualmente puede inducirle condiciones similares a las que se presentan en una 1

Cono en la posición

Cono en la posición 2 A la distancia vertical 2R atrás de la punta R

Posición

1

Posición 2

Elevación inicial de elementos seleccionados A

R

Posición

B

C

D

E

D

E

1

° 0Tip 6

Elevación inicial de elementos seleccionados Posición 2 A

Posición

R

° 8 1

B

C

1

Tip

Posición 2 Elevación inicial de elementos seleccionados A

A B C D E R 2R 3R 4R 5R

BCDE

0.1R 0.1R Escala de desplazamiento

Fig. 5.2 Trayectorias de deformación del suelo durante la penetración ( Baligh, 1985 )

54


M. Baligh también determinó las deformaciones unitarias según el eje longitudinal del cono (E1) y de deformaciones de cortante simple (E3), que se representan en la Fig. 5.3. Es interesante observar que las deformaciones unitarias producidas en el suelo por efecto de la penetración son mucho más grandes que las que se presentan en los ensayes de laboratorio. De esta figura se concluye que la resistencia residual es la que gobierna la penetración en la vecindad del cono y que la falla del suelo ocurre por debajo de la punta. Esto es porque la resistencia máxima del suelo se moviliza a distancias comprendidas 20

-20

Deformación cilíndrica de expansión, -E 2% 40 60 80 100 120 140 A

0 % 1 -E l, a c i rt e v n ió c a rm fo e D

F

160

triaxial Rango en de extensión la prueba

9

Rango de la prueba triaxial en compresion

8 7

20 R

6

40

5 60

4

80

3R

G

Elemento de suelo

2

100

1

z 120

r

Rango de la prueba del presiómetro

0 -1

0 A

Rango la prueba de cortedesimple

G

20

2

-2

F A

-3

40

-4

% -E , e l 60 p m i s e t 80 n tra o c 100 e d n ió c a 120 m r o f e 140 D

F ro Presión Elemento horizontal de r 0 /R suelo

Deformaciones distorsionales

E 1=  zz E2 =( rr -   

1.0 0.5 0.2

E 3 = 2 rz   rz  

Elementos de suelo

A F G

Presión vertical z/R

1 1/2 0 -1/2(tip) -1

G

160 180

0

20

40

60

80

100

120

140

160

Fig. 5.3 Trayectorias de deformación distorsional durante la penetración de un pilote simple ( Baligh, 1985 )

55

Símbolo

Lo anterior también puede apreciarse analizando los resultados que se presentan en la Fig. 5.4: las curvas de igual deformación cortante octaédrica, g oct. La definición de g octestá en la misma figura, que incluye también una gráfica de las velocidades de deformación obtenidas para un cono penetrando a razón de 2 cm/seg. Conviene aclarar que las velocidades de deformación g oct para el caso presentado en la figura son altísimas: los valores que se dan en la zona achurada son alrededor de 14,000 veces los que se tienen en una prueba UU de deformación controlada realizada a velocidades de deformación de 0.5% por hora. oct = 1/ (É 21+É22 +É23 )1/2 É 1=É zz É2 =(É rz-É )/  É 3 =2 É rz / 

50 20 10 5 2 100 Expansión de la cavidad,  % oct

8 200

100% 50% R

20%

6 10%

500

5%

1000 /R z ,l a c tri e v ia c n ta is D

2%

4 Zona plastificada

2

0

50000 20000 10000

-2

oct = 5000%/hr



2000

oct

1000

-4

0.5%

500 4

2

0 Distancia radial, r/R

Velocidad de deformación octaédrica, oct % / hr Radio del pilote= R= 1.78 cm, velocidad= 2 cm/seg

2

4

Deformación octaédrica, oct %

Fig. 5.4 Contornos de velocidad y deformación durante la penetración de un pilote simple ( Baligh, 1985 )

56


5.5

COMENTARIOS

La deducción de los parámetros de resistencia del suelo aplicando el criterio tradicional de las fórmulas de capacidad de carga de pilotes, se puede calificar como un criterio esencialmente empírico, que soslaya la influencia de las velocidades de deformación y de las condiciones de drenaje. En cuanto a la aplicación de la teoría de expansión de cavidades para la interpretación de sondeos de cono, se puede decir que tampoco involucra la influencia de las velocidades de deformación y que la penetración de la punta está gobernada porla resistencia residual del suelo. Por su parte, el método de las trayectorias de deformación permite establecer las siguientes conclusiones: 1) La resistencia máxima se moviliza por delante de la punta penetrante a distancias que varían, según el tipo de suelo, hasta 1.5 veces el diámetro del cono. 2) Como las velocidades de deformación inducidas en el suelo bajo una punta penetrante son muy grandes, influyen en el comportamiento del suelo incrementando sus parámetros de resistencia máxima y residual y disminuyendo los deformaciones en las que se presenta la resistencia residual. 3) Como en la vecindad de la punta del cono se generan deformaciones cortantes grandes, la resistencia del suelo se reduce a la resistencia residual. Por los comentarios anteriores es muy factible que el método de las trayectorias de deformación permita en el futuro establecer un criterio de interpretación de las pruebas de cono con una mejor base teórica.

57

58


6 6.1

EXPLORACIÓN DE LLANURAS ALUVIALES

PRESENTACIÓN

En este capítulo se describen dos casos de exploración geotécnica para diques, en los que se utilizó el cono eléctrico para definir las características de los suelos; en ambos casos se hicieron sondeos de penetración estándar y se obtuvieron muestras inalteradas. Aquí sólo se describirán las etapas de exploración con cono, para ilustrar las posibilidades de esta herramienta en el diseño de diques para control de inundaciones. 6.2

SITIO MARGINAL DEL RIO COATZACOALCOS

6.2.1

Introducción

En este sitio se construyó un bordo perimetral de casi 8 km de desarrollo para evitar inundaciones en un área de 900 ha; para la exploración preliminar se hicieron 12 sondeos de penetración estándar y en la primera etapa de la exploración final se realizaron 43 sondeos de cono, localizados en las zonas definidas como críticas de acuerdo con la información disponible y con las condiciones observadas mediante fotografías aéreas y reconocimientos del sitio (Fig. 6.1). Los sondeos se ubicaron a equidistancias de 100 m a lo largo del bordo, cruces con de el arroyo Santa Rosa, donde se decidió separarlos entre excepto 10 y 15 en m, los pordos la posibilidad encontrar variaciones estratigráficas importantes; la profundidad explorada fue de 30 m en promedio, de acuerdo con las condiciones de cada tramo. Posteriormente se realizaron otros 35 sondeos de cono para así cubrir todo el desarrollo del dique; esa segunda etapa no se describe en este resumen. 6.2.2 Descripción general de la zona Ubicación. El sitio en estudio se localiza aproximadamente a 40 km de la desembocadura

del Río Coatzacoalcos, sobre su margen derecha, y a 20 km al sur de Minatitlán; la región se ubica en la llamada Cuenca Salina del Istmo. Características actuales del río.

El Río Coatzacoalcos alcanzó hace tiempo su etapa madura o de equilibrio al llegar a su nivel base de erosión en relación con el nivel del mar y prácticamente no erosiona en el sentido vertical sino lateralmente, divagando en su extensa llanura de inundación y generando los rasgos fisiográficos característicos de este tipo de llanuras; esta condición se presenta en varias decenas de kilómetros aguas arriba de la desembocadura, incluyendo el área en estudio. El Río presenta poca pendiente longitudinal (de acuerdo con su etapa de madurez) y reducida capacidad de acarreo: sólamente puede transportar partículas de arcilla, limo y 59

arena de grano fino a medio, y depositarlas de acuerdo con condiciones locales de velocidad y tirante de agua, como sucede en las curvas interiores de los meandros en la llanura de inundación durante las avenidas importantes o bien a lo largo del cauce.

Río Coatzacoalcos

N

SC-26

SC-28 SC-27 SC-47

0

SC-25 SC-24 SC-15 SC-39 SC-14 ED

100

250

500 m

Escala gráfica

SC-13 SC-46 SC-48

SC-45

Otapan

SC-44 SC-43

Sondeo de cono eléctrico ED Ver la Estratigrafía Detallada (Fig. 6.6 a 6.10) Corte estratigráfico (A-A y B-B, ver Fig. 6.11 y 6.12)

y Arro

o St

8 -3 C S

7 SC-34 3 C S SC-35 6 SC-33 -3 C ED S

SC-30 ED

o sa a. R

SC-50 SC-51

SC-40

SC-23

SC-22

SC-41

SC-42

SC-49 ED

2 -1 0 11 -1 C- SC 6 S C- SC 9 S 8 -7 C-8 SC -1 SC S SC D E

8 17 -1 CSC S 9 -1 SC

ío R

ta O

n pa

SC-21 SC-20

n a S

F

c is c n ra

o

Fig. 6.1 Localización de sondeos de cono (1° Etapa)

La marea influye en la depositación de las partículas, produciendo dos efectos: uno físico, al reducir la velocidad de la corriente, y el otro químico, al provocar la floculación o agrupamiento de partículas coloidales por la salinidad del agua marina; las zonas pantanosas de las llanuras de inundación presentan, además, depósitos de materia orgánica. 60


Se puede decir que, en general, los depósitos recientes de suelos finos son de baja consistencia y, los de suelos arenosos, poco compactos. 6.2.3

Rasgos típicos del subsuelo en llanuras de inundación.

Las llanuras de inundación se forman fundamentalmente cuando una corriente, al reducir su velocidad, deposita las partículas que transporta; este proceso de sedimentación genera condiciones estratigráficas heterogéneas, provocadas por los cambios en el curso del río y en los arroyos temporales. La variabilidad del cauce de un río es característica de las llanuras de inundación y es en parte el resultado de los diferentes ambientes geológicos: principalmente las glaciaciones ocasionaron importantes variaciones en el nivel del mar, con los consecuentes cambios en el régimen de los ríos, en cuanto a su nivel de erosión y su pendiente. A continuación se describen brevemente algunos de los rasgos fisiográficos típicos de las llanuras de inundación (Trask, Editor, 1950) (Thornbury, 1969). Bordos naturales .

En las riberas de los cauces se desarrollan los bordos naturales o barrotes que constituyen la parte más elevada de las llanuras de inundación. Estos depósitos se van formando durante las avenidas cuando el agua desborda las márgenes del cauce principal. La disminución repentina de velocidad al escurrir el agua en las llanuras laterales y la pérdida consecuente de la fuerza de transporte, produce la sedimentación de arena y suelos limosos relativamente gruesos cerca del cauce; alejándose de éste se encuentran sucesivamente partículas más finas y depósitos más delgados (Fig. 6.2). Al desplazarse el cauce del río por erosión lateral, forman nuevos bordos como se muestra en la Fig 6.3, en donde también se indican lossebarrotes correspondientes a un cauce enterrado cuya elevación estaba relacionada con un nivel del mar inferior al actual.

Bordo natural

Llanura de inundación

Arenas

Arena y limos

Arcillas y limos

Fig. 6.2 Bordos naturales formados por sedimentación en cauces rectos 61

Laguna

Nivel del mar reciente

Depósito de arroyos temporales

Cauce abandonado Arena Arena y limos

Arcillas y limos

Nivel del mar en épocas glaciares

Antiguo pantano (Turba)

Cauce enterrado

Fig. 6.3 Variación horizontal y vertical de la posición del cauce en una llanura de inundación

Meandros y cinturón meándrico.

Se denomina meandro a cada una de las curvas sinuosas en el curso de una corriente madura, producidas conforme ésta sufre migración lateral a lo ancho de una franja llamada cinturón meándrico. Al modificarse el cauce los sedimentos previos son erosionados, dando lugar a nuevos depósitos y rasgos fisiográficos típicos como los representados en la Fig. 6.4.

Río N Cauce abandonado

Laguna somera (ciénega)

Zona Alta

do or B

lo ra tu na

te rro ba

Barras de punta (barrotes semilunares) con terrenos pantanosos intermedios

Meandro abandonado (río falso)

Zona baja

0 Topografía de crevasse (con hendiduras)

km 5 Escala gráfica

Fig. 6.4 Rasgos fisiográficos típicos de cinturones meándricos (Thornbury, 1969) 62


Barras de punta.

Conforme un meandro incrementa su tamaño y la curva se desplaza hacia el exterior por erosión, se van generando en el terreno interior, a partir de los bordos naturales del cauce, barrotes de forma semilunar, denominados barras de punta, que corresponden a las partes internas de las curvas del cauce que se abandonan sucesivamente; en los espacios entre esas barras de punta se forman terrenos bajos pantanosos como se muestra en la Fig. 6.5.

0

1

km 2

Escala gráfica

Terrenos pantanosos

Bordos naturales o barrotes

Depósitos no diferenciados

Barras de punta

Los bordos naturales y las barras de punta de los cauces actuales o de los abandonados permanecen con el tiempo no sólo por su altura, sino también por su contenido de finos y su buen drenaje, que incluso favorece el crecimiento de vegetación.

Río

En los taludes exteriores de los bordos de mayor curvatura se forman líneas de drenaje en dirección radial y frecuentemente se generan también agrietamientos que srcinan que las curvas de nivel transversales inflexiones quepresenten indican numerosas deslizamientos de suelos en los taludes, limitados por las grietas, formando la denominada topografía de Crevasse. En las partes bajas de terreno o ciénegas que se tienen hacia el exterior de los bordos naturales se depositan extensas capas de limo y arcilla, cuando ocurren avenidas del río que srcinan inundaciones. Las ciénegas son áreas cubiertas de agua en lapsos intermitentes o de manera permanente, con arbustos o árboles pero esencialmente sin

I

t lo s

e

Depósito s en ciénega s.

Río

Fig. 6.5 Formación de barras de punta (Thornbury, 1969)

En los pantanos, que también corresponden con zonas bajas (inundadas permanentemente o no), los depósitos tienen, como característica principal, importantes contenidos de suelos con abundante materia orgánica o turba. Como antes se indicó, entre las barras de punta se desarrollan terrenos pantanosos. 63

6.2.4

Estratigrafía y propiedades de los suelos.

Estratigrafía.

Las condiciones estratigráficas en el subsuelo son muy variables, con cambios importantes aun en cortas distancias, lo que es típico en las llanuras de inundación según se describe en el inciso anterior. Hasta la profundidad explorada (de 20.0 a 40.0 m de acuerdo con las condiciones encontradas en cada tramo) en general predominan los suelos arcillosos, pero se encuentran capas o lentes de arena o de limo, o mezclas de estos suelos, de diferentes espesores y posiciones relativas, que forman parte de antiguos barrotes o bordos actualmente enterrados y donde predominan los suelos arenosos. De los 43 sondeos de cono que se llevaron a cabo, fueron seleccionados 5 representativos de las diferentes condiciones encontradas; sus columnas estratigráficas y las principales características, como son la cohesión (c), la consistencia de estratos arcillosos y la compacidad de los depósitos arenosos se presentan en las Figs 6.6 a 6.10.

Resistencia al corte.

La cohesión anotada en los perfiles fue determinada por medio de

la expresión siguiente: c=

qc Nk

fr

6.1

donde

c qc Nk

fr

2

Cohesión no drenada media del suelo, en kg/c m Resistencia promedio a la penetración de punta del cono eléctrico en un 2 cierto estrato, en kg/cm Factor de correlación N k 10 , evaluado en el estudio de un tramo fallado del camino Otapan –San Francisco 

Factor de reducción, f R 0.75 para corregir por la velocidad de hincado del cono respecto de una prueba triaxial convencional. 

Interpretación de sondeos .

Los perfiles de los sondeos se presentan en dos escalas diferentes en cuanto a la resistencia de punta: la prim era en un rango de 0.0 a 20.0 kg/cm 2, en donde se aprecian claramente los espesores y la consistencia de los suelos finos, y la segunda en el rango de 0.0 a 100.0 kg/ cm 2 en el que se distinguen el espesor y la compacidad de los suelos arenosos. Con los valores de resistencia al corte de las arcillas y densidad relativa de las arenas (ver Capítulo 3), se analizaron todos los sondeos, como se describe a continuación con los 5 seleccionados. En el sondeo SC-33, desde la superficie del terreno hasta 29.0 m de profundidad, predominan los suelos arcillosos de consistencia media a firme, interceptados por capas de 64


limos y arenas principalmente entre 6.5 y 14.0 m; de 29.0 a 35.0 m se encuentran arenas y limos alternados (Fig. 6.6). 0

NTN

c=3.1 ton/m 5

Arcilla de consistencia media

²

Arena de compacidad media a suelta

10

c=4.2 ton/m² 15 m , d a d i d n u f o r P

Arcilla de consistencia firme

c=5.3 ton/m ²

20

25 Arena de compacidad media 30

35

0

5

10

15

20

0

Resistencia de punta qc

25 (kg/cm 2)

50

75

100

Elev. 3.12 m

Simbología Arena

Arcilla

Limo

NTN Nivel de terreno natural

Fig. 6.6 Sondeo SC-33

En el sondeo SC-14, desde la superficie hasta 16.5 m de profundidad, los depósitos son fundamentalmente arenosos, de compacidad media con lentes arcillosos delgados; de 16.5 a 22.5 m se tienen arcillas de consistencia media, subyacidas por capas alternadas de limos, arcillas y arenas hasta los 26.0 m explorados (Fig. 6.7).

65

0 NTN

5

Arena de compacidad media con lentes arcillosos

10

,m 15 d a d i d n fu o r P

c=3.5 ton/m²

20


25

30

35

0

5

10

15

20

0

25

50

75

100

Resistencia de punta qc (kg/cm²) Simbología Elev. 3.44 m Arena

Limo


Arcilla


En el sondeo SC-30 ubicado en el dique Otapan (cruce con el camino Otapan-San Francisco) bajo el dique arenoso y hasta 20.0 m de profundidad, se encontró una serie de capas de arcilla, de limo y de arena interestratificadas; de 20.0 a 26.0 m de profundidad se encontró una arcilla de consistencia media a firme (Fig. 6.8). En los pantanos, que corresponden con característica zonas bajas (inundadas permanentemente o no),también los depósitos tienen, como principal, importantes contenidos de suelos con abundante materia orgánica o turba. Como antes se indicó, entre las barras de punta se desarrollan terrenos pantanosos.

66


0

5 Arena medianamente compacta 10 Capas de limos arcillas y arenas interestratificadas

m , d a 15 id d n u f o r P

20 c=5.0 ton/m²

Arcillas de consistencia media a firme

25

30

35

0

5

10

15

20

0

25

50

75

100

Resistencia de punta q (kg/cm²) c Simbología Elev. 2.81 m Arena

Limo

NTN Nivel de terreno natural Arcilla


El sondeo SC-18 presenta, de 0.0 a 18.0 m, suelos arcillosos de consistencia media interceptados por lentes de limo o de arena; de 18.0 hasta los 26.0 m explorados se tienen capas de limo, arcilla y arena alternadas (Fig. 6.10). Cortes estratigráficos .

La integración de los sondeos permitió elaborar cortes estratigráficos detallados; de los cuales se presentan los tramos A y B (Fig 6.11 y 6.12).

67

0 NTN

5 Arena densa

10

Arena de compacidad media

15

m , d a id d n u f o r 20 P

25

30 Arcilla de consistencia firme

c=7.6 ton/m²

35

0

5

10

15

20

0

25

50

75

100

Resistencia de punta qc (kg/cm²) Simbología Elev. 4.44 m Arena

Limo

Arcilla



En el corte estratigráfico A-A (Fig. 6.11), se observa que predominan los suelos arenosos hasta una profundidad del orden de 15.0 m bajo el nivel del terreno natural, sobre todo en los dos sondeos extremos en los que se detectaron antiguos barrotes de arena; subyace a esos suelos un depósito arcilloso con lentes de limo que abarca todo el tramo. El corte estratigráfico B-B (Fig. 6.12) corresponde a una zona baja o de ciénega en la cual, hasta la máxima profundidad explorada de 26.0 m, predominan los suelos arcillosos, con lentes o bolsas relativamente delgadas de arena y de limo; resalta la baja resistencia de las arcillas en los 6.0 m superiores del subsuelo en el tramo entre los sondeos SC-8 y SC-7. 68


0 NTN

Lente arenoso

5

10 C=3.6 ton/m ²

m , d a d i


15

d n fu ro P

20

25

30

35 0

5

10

15 20 0 25 Resistencia de punta q c (kg/cm²)

Simbología Arena

Arcilla

50

Limo

75

100


Fig. 6.10 Sondeo SC-18 1+600

5

1+700

SC-26 Elev. 3.60m

1+800

SC-27 Elev. 3.60m

SC-28 Elev. 3.55m NTN

Dique arenoso Arcilla Lente limoso

0

Lente arcilloso

Depósitos de limos y Arcillas interestratificadas

Barrote arenoso

-5 m , d a -10 id d n fu ro P -15

Barrote arenoso

Depósito arcilloso con lentes de limo

Arena

-20

-25 0 -30

25

50

75

0

25

50

75 0

qc , (kg/cm²)

Fig. 6.11 Corte estratigráfico A-A 69

25

50

75

2+200

5

2+300

SC-10 Elev. 2.90m

2+400

SC-6 Elev. 3.00m

SC-9 Elev. 3.50m

0

SC-8 Elev. 3.00m

2+700

SC-7 Elev. 3.00m

NTN

Dique arenoso

Suelo blando entrampado bajo el dique

Capa limosa Arena

Arena

Lente arenoso

-20

Arena limosa

Arena limosa Arena limosa

-25 -30

2+600

Formación arcillosa con lentes de limo y arena

-5

m , d a d i -10 d n fu -15 o r P

2+500

0

25

50

75

0

25

50

75

0 25 50 q c , (kg/cm²)

75

0

25

50 75 0

25

50

75

Fig. 6.12 Corte estratigráfico B-B

6.2.5 Conclusiones La exploración efectuada permitió la zonificación geotécnica detallada del sitio, identificando los tramos críticos para la estabilidad del dique por construir, los tramos que sufrirán hundimientos por consolidación, así como aquellos con posibilidad de presentar problemas de licuación o subpresión; esta información resultó básica para realizar los análisis geotécnicos correspondientes. Respecto de la estratigrafía de la zona y sin abundar en detalles adicionales, se puede concluir que las condiciones del subsuelo y los rasgos fisiográficos son los característicos de una llanura de inundación. 6.3 6.3.1

SITIO MARGINAL DEL RÍO TAMESÍ Introducción

En este sitio se proyecta construir un bordo de 16 Km de desarrollo para el control de las crecientes del Río Tamesí; la exploración geotécnica preliminar se realizó con una campaña de 36 sondeos mixtos y de penetración estándar, por lo que la separación entre ellos fue del orden de 450.0 m, surgiendo la conveniencia de complementar los trabajos con sondeos de cono eléctrico. La Fig. 6.13 muestra un croquis de localización de esta obra, que protegerá a las zonas más bajas de las ciudades de Tampico y Cd Madero; en la figura se aprecia que el bordo se construirá siguiendo el cauce de uno de los brazos del río aprovechando su barrote natural izquierdo como parte del bordo mismo.

70


8.5 m I

Sondeos iniciales con cono eléctrico

A

B H

Sondeos de comprobación con cono eléctrico

C

J

D E

Sondeos de comprobación de cono mecánico

4.0 m

F

Sondeos 43

G

3.5 m NOTA: De los sondeos F,G y H no se incluyen sus perfiles

Sitio de prueba 2

K Sondeos 44

Carretera N Laguna Champayan

Laguna La Puerta

Río Tamesí Eje de la presa Tamesí

Sitio de la prueba 1 km 4+800

Sitio de la prueba 2 km 11+750

Golfo de México

km 0+000 Laguna La Escondida

Laguna Chairel Cd. Madero Tampico Laguna Carpintero uco Pán Río

Laguna de Pueblo Viejo

Fig. 6.13 Croquis de localización

El cono empleado en el estudio se construyó en el Instituto de Ingeniería de la UNAM (Santoyo y Olivares, 1981); la ejecución de los dos primeros sondeos la llevó a cabo el personal de ese Instituto y después continuó el de la Secretaría de Recursos Hidráulicos. En la descripción que se hace de la exploración se entra en detalles de los errores de ejecución que ocurrieron, para borrar la imagen tendenciosa de que los sondeos de cono están exentos de problemas; cabe aclarar que esos errores también permitieron detectar detalles del cono mal resueltos y que fue necesario corregir durante los trabajos. 71

6.3.2

Estratigrafía y propiedades de los suelos

Sondeos preliminares.

Para demostrar la utilidad que podría alcanzar el cono en este proyecto se realizaron los sondeos preliminares (Fig. 6.13) junto a un terraplén de prueba construído 5 años atrás; el sondeo S-1 se realizó sobre el terreno natural y el S-2 desde la corona del terraplén de 5.0 m de altura. En los dos se midieron las resistencias de punta y fricción (Fig. 6.14) que para el sondeo S-1 resultan muy razonables: se acusa la costra superficial, un estrato duro entre 4.0 y 5.5 m y un cierto incremento de la resistencia con la profundidad; en el S-2 se detecta el terraplén sobre la costra superficial y el estrato duro entre 5.0 y 6.2 m, más abajo se obtuvieron valores muy paradójicos de la resistencia de punta, ya que su tendencia usual de incrementarse con la profundidad no se desarrolló en este sondeo. Para evaluar la información obtenida con estos dos sondeos de cono, se realizaron otros dos de tipo inalterado continuo, así como mediciones de campo con veleta y presiómetro. Las resistencias al esfuerzo cortante determinadas se resumen en la Fig. 6.14 y se presentan con detalle en las Figs. 6.15 y 6.16: los resultados del sondeo S-1 son concordantes, en cambio en el S-2 resultan mayores como era de esperarse; sin embargo, los valores son erráticos y no coinciden con los resultados del cono. Estas diferencias no fueron

0 0

Resistencia de punta qc (kg/cm²) 5 10 15

Resistencia de punta qc(kg/cm²) 10 15

0 5

5

20

fs

qc

-5

0

fs -10

qc

-5

Cu

m , n ó i c a v le E

m , n ó i c a v e l E

-15

Cu qc fs Cu Sv Sr

-10

-20

Sr

-15

Sv

NOTA: -A la superficie natural del terreno se le asignó arbitrariamente el nivel 0.0m Sv

Sr

b) Sondeo S-2

a) Sondeo S-1 -25 0

0.2

0.4

0.6

0.8

Resistencia de punta Resistencia de Fricción Resistencia no drenada (UU) Resistencia máxima con veleta Resistencia remoldeada con veleta

-20 0

Resistencia C u, Sv, S rs , F , en kg/cm ²

0.2

0.4

0.6

0.8

Resistencia C uvrs . S , S , F , en kg/cm ²

Fig. 6.14 Sondeos preliminares S-1 y S-2 72

1.0


Conviene aquí mencionar la experiencia reciente que se ha tenido (8 años después) en la exploración de las zonas de transición abrupta de los suelos blandos con las formaciones rocosas del Valle de México, donde a consecuencia del fenómeno de consolidación se inducen asentamientos diferenciales, que a su vez generan condiciones de tensión y fisuras en el suelo; en estas transiciones el cono ha demostrado ser sensible a las condiciones de tensión del suelo, produciendo resultados como los descritos en el inciso 7.5.2, con variaciones de la resistencia muy bajas, que no se incrementan con la profundidad; basta salir de la zona de tensión para obtener resultados convencionales. q o 2 E rt m e 'pl c m y /g io k s Ep n re e P

'l p 0 3 0 2

p E

0 6 0 4

'l p

0 2

0 1

q 6 1 2 m /c g 2 k 1 n e fs 8 y c q 4

fs 8 . 0

c

o ic t á ts e o n o C

6 . 0

c

q

.4 0 fs

.2 0

2

m c / g k n e

ta e l e V

r

S y

u

4 . 0

S

2 . 0

S

r

u

S a d a in f n o c o n n ó is re p m o C

2

m /c g k n e 2 / u q = u c

L

W W p

W

.6 0 .4 0 2 . 0

0 8 0 6 0 4 0 2

n ó i c a c fii

.s ri g a lli rc A

l s a C

n o c ,s ri g a s l lio c r a a ifn a n re A

. a ic n á g r o a ir e t a m y s lla i h c n o c

l lia h c n o c n o c s ri g a lli rc A

s ri g a lli rc A

s ir g a lli c r a a c o p n o c s a h c n o C

s ri g li la rc A

e d s o . mo i ru lc g a n c o e c d s ri o t g a n la il o rc rb a A c

. o r a lc é f a c a s lio l rc a a n re A

o r a lc é f .s a a cd a la ss i o lil a rc a av a ar ng re n o Ac

n o c , ro la c é f a c li la rc A

. s a d a l is a s lla i v ra g

aí gol ob m i S

0

0 1 -

0 2 m, nó-i c av el E

73

0 3 -

0 4 -

5 4 -

. o ir o t a r o b a l y o p m a c e d s a b e ru p s a l e d s o d ta l u s e R . -1 S o e d n o S 5 .1 6 . ig F

p

ro t e m 'l ó is p e r yp P E

E0 8 0 m /c 6 g 0 k 4 n 0 e 2

'l p 0 4 0 3 0 2 0 1

'l p

2

p E

qc

o c it tá s e o n o C

2

m /c g k n e fs y

0 4

fs 8 . 0

0 3

.6 0

0 2

4 . 0

c

q

0 1

fs

.2 0

qc 2

ta le e V

m c / g k n e r S y

u S

.4 0 .2 0

r S

u

S a d a n fi n o c o n n ió s e r p m o C

2

m c / g k n e 2 /u q = cu

l W W p W

7 .9 0

.6 0

6 .8 0

.4 0 .2 0

0 8 0 6 0 4 0 2 . n é f g r o c a c ao a c i ari irs s e t gao n a , n á rg m a ic n re dá n a o a co ra g i o r ur e ifs o m t sri i l a ag ri a a lil e l m lal t il i rc a rc n o rc A mA c A

é f a) c n , é a lp da ra rr ue ifs t( o a lil ru rc c s Ao

n ó i c a c fii s a l C

é f a c o m il o c o p n o c s a h c n o C

é f a c a s o n re a o m il a lil rc A

n o c s ri g a s os m il la il a h lil c c r n o Ac

s ri g lia l c r a n o c s a h c n o C

s ri g a s o m il a ill c r A

o r u c s o s ir g a ill c r A

a s o n m li o y c s aa s lli oh nc e r n o ac a ill n o c r c Ay

s a l ilv ra g s a n u lg a

n o c o s o n e r a o m li a ill c r A

. iro to ra o b a l y o p m a c e d s a b e ru p s a l e d s o d a lt u s e R . -2 S o e d n o S 6 .1 6 . g i F

o i lc a c e d to a n o rb a c

aí gol ob m i S

5 +

0

0 1 -

0 2 -

0 3 -

0 4 -

m, nói c av el E

Aplicando lo anterior al caso de la Presa Tamesí se aclara la incertidumbre del sondeo S-2 ya que, por su localización, corresponde con la del sector central donde la presencia del terraplén induce condiciones de tensión en el suelo, tal como lo demuestran las mediciones de deformaciones horizontales de la Fig. 6.17. 74


Elevación (m) +5

Estanque 4:1 Talud

0 -5 -10 -15 -20

-10

Zona en tensión

0

-25 10 cm

Escala gráfica

Fig. 6.17 Deformaciones horizontales medidas con inclinómetro.

Campaña de exploración . Los

sondeos descritos en el párrafo anterior fueron realizados por personal calificado y sirvieron de entrenamiento a la brigada que posteriormente se encargaría de los trabajos de campo; los perfiles de resistencia obtenidos al inicio de la campaña de exploración fueron lógicos, pero después resultaron desconcertantes, tal como se aprecia en los ejemplos de la Fig. 6.18. La revisión cuidadosa del aparato en el campo hizo evidente que el error residía en que la carga se trasmitía de la punta cónica a la funda de fricción, en vez de hacerlo a la celda sensible (Fig. 6.19); también se descubrió que ese desajus te lo provocó accidentalmente el operador con entrenamiento insuficiente. Para demostrar que ese problema se le colocaron en era el el campo dos rondanas de ajuste al cono (Fig. 6.19) y se hicieron 3 sondeos en el

0

5 0

5 0

q

c

5 Sondeo 43-A Vel= 0.5 cm/seg

Sondeo 43-B Vel= 0.5 cm/seg

Sondeo 43-C Vel= 0.5 cm/seg

10 m , d a d i d n u f ro P

15

20

25

Fig. 6.18 Sondeos realizados por personal no entrenado 75

5

36 mm

Sitio de Pruebas 2 (Fig. 6.13). Los perfiles obtenidos (Fig. 6.20) confirmaron la hipótesis pues las gráficas ya tienen la formaesperada; sin embargo, como la envolvente de resistencia pasa por debajo del srcen, todavía se consideran sondeos con errores de medición. Surgió entonces la necesidad de hacerle al cono un ajuste de taller y de completar el entrenamiento del personal.

Aros-sello laterales

Aro-sello inferior

Una vez hechas todas las correcciones, la información resultaba lógica, como lo muestran las gráficas de los sondeos mostradas en la Fig. 6.21 a, en los que se detecta la costra superficial y la resistencia resulta creciente con la profundidad; la zona errática ubicada entre 5.5 y 8.8 m de profundidad se exploró con un muestreo inalterado, el cual mostró que correspondía a una antigua colonia de crustáceos, cuyas conchas generaban un incremento aparente del área del cono. Esto también lo comprueba el sondeo de la Fig. 6.21 b, que tiene las mismas resistencias pero sin el depósito de conchas. En el Sitio de Pruebas 2 se realizaron también 3 sondeos de cono mecánico, dos de los cuales se muestran en la Fig. 6.22; se observa que los valores de resistencia del sondeo 43.J son muy similares a los del cono eléctrico.

Funda de fricción

Celda sensible

Rondanas de ajuste 60°

Punta cónica

Fig. 6.19 Punta de cono eléctrico. 0

5

10

qc , en kg/cm 2

5

10

m , d a id d n fu ro P

15

A, v= 0.5 cm/seg B, v= 2.0 cm/seg C, v= 1.0 cm/seg

Sondeo 44-A ByC km= 11+620 24 m Aguas arriba

Influencia de la velocidad de hincado .

Para estudiar la influencia de la velocidad de hincado del cono se llevaron a cabo varios sondeos con distintas velocidades; en la Fig. 6.23 se reproduce uno de ellos: las variaciones son tan importantes que resulta evidente la necesidad de mantener constante ese parámetro, para asegurar la confiabilidad de los sondeos. Por ello toda la campaña se operó 76

20

25

Fig. 6.20 Sondeos de prueba

15


2

0

0

2

Resistencia de punta qc , en (kg/cm ) 5 10 15

0

5


0

5

44-D 44-E

m10 Z , d a d i d n u f ro P 15

m10 Z , d a d i

Sondeo 44-K Cono eléctrico Velocidad= 1cm/seg km 11+620 64 m Aguas arriba

d n u f ro P 15

Sondeo 44-D, 44-E Velocidad = 1cm/seg km 11+620 24 m Aguas arriba

20

20 a) Sondeos a 2m de distancia

b) Sondeos a 40m de distancia

25

25

Fig. 6.21 Sondeos confiables 2

0

0

2


0

5

0


5 qc fs

m 10 , d a d i d n u f o r P

m 10 , d a id d n fu o r P

Sondeo 43-J vel. hin= 1 cm/seg

15

15

20

20

25

43-l v=0.5 cm/seg

25 0

0.25

0.50

0.75

Fricción lateral f s, (kg/cm² )

Fig. 6.22 Sondeos con cono dinámico 77

43-J v=1.0 cm/seg

0

5

10

qc , en kg/cm² 15

5 A v=2.0 cm/seg B v=1.0 cm/seg C v=0.5 cm/seg

Sondeos 46 A, B y C Cono eléctrico y= 0.5, 1.0 y 2.0 cm/seg 47 m Aguas arriba

m , d a d i d n u f ro P 10

15

18

Fig. 6.23 Influencia de la velocidad.

Continuación de la campaña de exploración. La reanudación de la campaña permitió

definir que los suelos del sitio son normalmente consolidados, porque su envolvente de resistencia siempre pasa por el srcen (ver inciso 3.2.5); cabe mencionar que, a pesar de las correcciones que se introdujeron al aparato y al mejor entrenamiento del personal, ocasionalmente algún sondeo resultó similar a los de la Fig. 6.20 porque se introducía arena entre el cono y la funda, provocando el error. Variación de la resistencia con la profundidad. Los sondeos exhiben un incremento

lineal de la resistencia con la profundidad según la expresión: 78


qc = KZ

6.2

donde qc Z

Resistencia de punta, en kg/cm Profundidad

2

El valor de K varió entre 0.31 y 0.35 para la velocidad de hincado igual a 1 cm/seg, dependiendo del espesor del barrote (costra superficial): el primer valor corresponde a un espesor del orden de 3.0 m y el segundo a uno cercano a 5.0 m. Correlación de resistencia. La comparación de las resistencias mediante la expresión: qc = N C k

6.3

permite definir que el coeficiente N tiene un valor medio adimensional igual a 16. k

6.3.3

Conclusiones

Este proyecto hizo factible construir el primer cono eléctrico que se utilizó en México, ensayarlo para conocer sus defectos y corregírselos hasta hacerlo confiable; además permitió definir el procedimiento de medición y la forma de capacitar al operador. En cuanto al subsuelo del Río Tamesí, se comprobó que tiene una condición estratigráfica simple: el barrote de arena sobreyace a los suelos aluviales blandos, en los que las colonias de conchas son la única discontinuidad. El suelo blando está normalmente consolidado y su resistencia se incrementa linealmente con la profundidad, con un coeficiente K que varía de 0.31 a 0.35. Por otra parte, el coeficiente de correlación de las resistencias medidas en prueba triaxial con respecto a la del cono, resultó igual a 16.

79

80


7 7.1

EXPERIENCIA EN LA CIUDAD DE MÉXICO

INTRODUCCIÓN

En este capítulo se resume la información recopilada sobre las características geotécnicas del subsuelo de la Ciudad obtenidas exploraciones con el ycono eléctrico; es necesario señalardequeMéxico la experiencia conmediante esta herramienta es incipiente que seguramente la información que aquí se presenta será ampliada y superada en el corto plazo. 7.2

TÚNEL EN SUELOS ARCILLOSOS BLANDOS

7.2.1 Generalidades En este trabajo se describe el estudio geotécnico de un tramo de túnel excavado en la zona de suelos blandos durante la construcción del Sistema de Drenaje Profundo de la Ciudad de México, integrado por una red de túneles de 6 m de diámetro, localizados algunos hasta 25 m de profundidad. Los objetivos del estudio fueron esencialmente: a) Determinar la variación con la profundidad de la resistencia al corte no drenada de los suelos. b) la

Definir la extensión de suelo remoldeado que se induce por la excavación del túnel y consiguientepérdida de resistenciaal corte que sufren los suelos.

El sitio donde se realizó el estudio se muestra en la Fig. 7.1; los trabajos de campo fueron sondeos inalterados y de penetración con un cono eléctrico, y los de laboratorio pruebas de resistencia al corte en condiciones no drenadas. C

Jardín

Lumbrera Nº6

ol im

Sc-4 a

B-2 B-1

Zona instrumentada

l t únel Eje d e

B-3

Sc-2

B-4

Sc-1

N

Sc-3 0

50 m Escala gráfica

Eje del túnel

moc auhté Av. Cu

B Banco de nivel profundo Sc Sondeo inalterado Sondeo con cono

Fig 7.1 Localización del sitio 81

7.2.2 Trabajos de campo Sondeos con cono desde la superficie. Se realizaron cuatro sondeos verticales con cono eléctrico; la comparación gráfica entre los sondeos A-1 y B-1, con velocidades de hincado iguales (0.52 y 0.57 cm/seg) se presenta en la Fig. 7.2. La similitud entre ambas gráficas es completa, excepto por el estrato duro (localizado a 8.5 m de profundidad) que falta en el sondeo B-1; una posible explicación es que, tratándose de un estrato delgado y probablemente fisurado, el cono pudo haber coincidido con una de las fisuras y así haber medido un valor bajo de la resistencia de punta. Basándose en que la separación entre ambos sondeos es de 17 m, es de esperarse que los valores de resistencia al corte sea muy parecidos, tal como se observa en esa figura. Los sondeos B-1, B-2 y B-3, separados 1.0 m entre sí, se realizaron con velocidades de hincado de 0.32, 0.57 y 2.00 cm/seg para determinar la influencia de esta variable. En la Fig. 7.3 se comparan los resultados obtenidos: en los suelos blandos se observan diferencias casi constantes en la resistencias medidas; en cambio, en los estratos duros ocurre dispersión porque se trata de suelos grumosos, erráticos y fisurados. En la Tabla 7.1 se resumen los valores de los coeficientes de influencia de la velocidad de hincado: asignando el valor de 1 al de 2.0 cm/seg de velocidad, que se considera como convencional, los coeficientes resultan de 0.8 y 0.6 para velocidades de 0.57 y 0.32 cm/seg respectivamente. En la tabla 7.1 se incluye el coeficiente 0.9 para la velocidad de hincado de 1.0 cm/seg, valor que fue obtenido por interpolación de los anteriores; este valor interesa porque permite realizar las mediciones de campo con mayor precisión. 5

5

Sondeo A-1(0.52cm/seg) Sondeo B-1(0.57cm/seg)

10

10

m , 15 d a id d n fu o r P

15

m , d a id d n fu ro P

20

Velocidad de hincado cm/seg

20

25

30

B-1 0.57 B-2 0.32 B-3 2.00

25

0

5

qc , en kg/cm2

10

30

15

Fig. 7.2 Pruebas de cono con velocidad de hincado similares

0

5

10 qc , en kg/cm2

Fig. 7.3 Pruebas de cono con velocidad de hincado diferentes 82

15


Tabla 7.1

Coeficiente de influencia de la velocidad de hincado del cono (Cd de México).

Tipo de suelo Suelos blandos qc < 10 Suelos duros qc > 10 Notas:

Velocidad de hincado (cm/seg) 1.0 0.57

2.0 (1)

(1)

1.0

0.9 (3)

1.0

-

0.8 0.3–1.5 (2)

0.32 0.6

0.4–1.8 (2)

1)

qc está definido con la velocidad de hincado igual a 2 cm/seg

2)

Estos valores son poco confiables porque el suelo en esos estratos es muy errático

3)

Valor definido por interpolación

Sondeos con cono desde el interior del túnel. Los trabajos de campo consistieron de tres sondeos horizontales con cono eléctrico hasta una distancia de 8.3 m; su orientación fue normal al eje del túnel y se localizaron del lado izquierdo, entre los anillos 237 y 245 (Fig. 7.4). A

Arcilla café rojizo Arcilla gris verdoso

Lente de vidrio volcánico Lente de arena

limosa grumosa yArcilla quebradiza SI Sondeo inalterado

Acotaciones en metros SI-1

SC Sondeo de cono SC-2 SC-3

2.25

0.75

6.20

SC-1

1.55

2.30

0.20 A

C-1

2.50

Zona inyectada

to e r c n o c e d s o lli n A

SI-1

C-2

C-3

6.20

Anillos de concreto CORTE A-A

Fig. 7.4 Localización de los sondeos en el interior del túnel 83

Para iniciar los sondeos se perforó el concreto de las dovelas con un martillo neumático y, con una varilla, se retiró el relleno de grava suelta que se encontró hasta descubrir la arcilla. Las mediciones se iniciaron en la periferia del túnel y se llevaron hasta que la máquina alcanzó su capacidad de carga axial, definiéndose la variación de la resistencia de punta del cono según una horizontal. Es importante destacar (como se comprobará más adelante) que la zona inyectada con cemento (Fig. 7.4) se extendía hasta el anillo 240 en la fecha cuando se realizaron los trabajos aquí descritos. En la Fig. 7.5 se presenta la información obtenida: en el sondeo C-1 se detectaron dos zonas duras, una comprendida entre 0.5 y 1.0 m y otra de 0.2 m de espesor a 1.5 m de distancia; continúa una zona con resistencia media igual a 10 kg/cm2 y después, a 4.3 m de distancia, otra zona de resistencia alta que ya no pudo penetrarse porque se alcanzó la capacidad máxima de carga axial de la máquina perforadora. 15 C-1

² 10 m c / g k n e

C-2

,c q

5

Túnel 24.1-24.9

C-3

TS-1 TS-2 0

TS-3 TS-4 TS-5

2.5

TS

5.0 Distancia horizontal, en m

Tubo Shelby

7.5

C

10.0

Sondeo con cono

Fig. 7.5 Sondeos con cono en el interior del túnel y localización de muestras

Con el sondeo C-2 se identificaron dos tramos muy resistentes de 0.15 m de espesor a 1.1 y 1.4 m de distancia; continúa un tramo de 4 m en el que la resistencia se incrementa de 6 a 10 kg/cm2 y después otro de 1.4 m en el que la resistencia es de 6 kg/cm 2, para finalmente alcanzar otra zona dura que ya no pudo ser penetrada, por lo que el sondeo se suspendió a 84


Por último, en el sondeo C-3 se midieron las resistencias más bajas de punta que, empezando con valores de 7 kg/cm 2, se reducen al final del sondeo a 5 kg/cm 2, y no se presentaron zonas de resistencia alta. Las pruebas se realizaron en la parte media de un estrato de arcilla color gris verdoso, material considerado como el más significativo del frente del túnel. Como se observa en la Fig. 7.4, se localiza bajo una capa dura de arcilla limosa grumosa y quebradiza y queda limitado por debajo con un lente de vidrio volcánico; tiene un espesor de 2.5 m y resistencia al corte (medida en los sondeos verticales) de 0.55 kg/cm2 aproximadamente. La información descrita arriba tiene dos aspectos significativos: a) La presencia de delgadas zonas duras detectadas con mayor espesor en el sondeo C-1, con menor en el C-2 y ausentes en el C-3. b) La resistencia media resultó mayor en el sondeo C-1, intermedia en el C-2 y menor en el C-3. El primer aspecto se supuso provocado por la inyección de lechada de cemento penetrando en las fisuras del suelo; posteriormente con el muestreo inalterado se comprobó esta hipótesis. Sobre la variación de la resistencia media, se podría intentar justificarla también como otro efecto de la inyección, considerando que por la presión inducida se incrementa el confinamiento y se sellan las fisuras. Sondeo inalterado desde la superficie. El sondeo SC-3 se hizo con el criterio de muestreo selectivo tomando muestras de los suelos blandos con tubos shelby y de los estratos duros con tubo dentado (Santoyo et al, 1975)(Santoyo y Olivares, 1981); los shelby cumplieron con las condiciones geométricas de los tubos de pared delgada (Hvorslev, 1949), y se hincaron en longitudes de 75 cm siguiendo los criterios convencionales para el muestreo inalterado. El tubo dentado a rotación se ensayó porque ha demostrado, en algunos suelos duros, rescatar muestras de mejor calidad que otros muestreadores, debido a que su procedimiento de operación le facilita el labrado de la muestra de suelo duro. Durante el proceso de identificación de suelos se puedo comprobar que la calidad de las muestras obtenidas tanto a presión como a rotación fue muy buena (sobre esto se entra en detalle más adelante, donde se describe el perfil estratigráfico del sitio en estudio). Los muestreadores utilizados fueron 19 tubos shelby y 11 tubos dentados; la recuperación media de las 30 muestras fue de 92 % y solamente 3 muestras salieron con recuperación menor a 75 %. La perforación se realizó con una broca con descarga lateral del fluido que incide en los planos de las aspas de corte (Tamez, 1987). Durante la realización de los sondeos ocurrieron fugas de lodo bentonítico, que más tarde se comprobó que pueden correlacionarse con las zonas fisuradas.

85

Muestreo inalterado desde el interior del túnel. Se efectuó con tubos shelby de 7.5 cm de diámetro que cumplían las condiciones geométricas de los muestreadores de pared delgada; únicamente se obtuvieron 5 muestras. La secuencia consistió en el hincado del tubo, seguido del rimado del agujero en seco. Esto último se realizó con un tubo de 7.5 cm de diámetro con aletas y ventanas laterales longitudinales para cortar y acarrear el material (Tamez, 1987). El sondeo fue estable los dos primeros metros, después se observó la tendencia de la perforación a cerrarse; esto provocó que con el tubo shelby TS-5 (Fig 7.5) se recuperara una longitud de 75 cm, habiendo hincado únicamente 60 cm. Después de 3.6 m ya no pudo avanzar la perforación por lo que se suspendió el sondeo. Lo anterior lleva a concluir que, para realizar sondeos horizontales como el descrito, se requiere ademe metálico y que aun así el suelo se podrá extruir y sufrir alteración. 7.2.3

Perfil estratigráfico del sitio.

Las muestras del sondeo vertical fueron cuidadosamente transportadas al laboratorio y extraídas de los tubos antes de transcurrir tres días de su obtención; para ello se cortaron en tres segmentos: los dos inferiores de 25 cm y el superior de acuerdo con la longitud de la muestra.

5

0

qc , en kg/cm2

5

15

10 1

Velocidad de hincado= 2cm/seg 10 3 4

2

GV- Arcilla gris verdosa CC- Arcilla café clara CR- Arcilla café rojizo GO- Arcilla obscura 5

En la clasificación de los suelos se observó que su color varía del café con tonalidades clara, verdosa y rojiza, al gris verdoso; en

15

m , d a id d n u f ro P

general los suelos color café y rojizo sony relativamente másdeblandos, homogéneos poco fisurados; por su parte, los de color gris verdoso se presentan con dos texturas: una homogénea que corresponde con los suelos blandos y otra grumosa, quebradiza y algo limosa, que define algunas de las capas duras de resistencia alta.

20

Arena Caliche Raíces Vidrio volcánico Fisura Arcilla quebradiza Fisurada 6 7

25

8

9 En la Fig 7.6 se incluyen el corte estratigráfico del sondeo SC-3 y la variación 30 de la resistencia de punta del cono para 2 cm/seg de velocidad de hincado; se Fig. 7.6 Comparación de la estratigrafía con la distinguen los siguientes tramos: resistencia qc

Tramo entre 0 y 5 m de profundidad (no incluido en la Fig. 7.6). Los materiales se identificaron sólo con muestras lavadas tomadas durante la perforación; entre 0.0 y 2.0 m se observó un relleno de escombro de construcciones; entre 2.0 y 4.5 m, arena arcillosa gris oscura con lentes de arena negra y gris claro y, finalmente, entre 4.5 y 5.0 m una arcilla arenosa gris verdosa. 86


Tramo entre 5 y 10 m de profundidad. Se encontraron arcillas cuya resistencia disminuye con la profundidad porque forman parte de la costra superficial endurecida; en este tramo se observan dos lentes de arena que facilitaron la consolidación de las arcillas vecinas. Tramo entre 10 y 17.5 m de profundidad. Se detectaron arcillas blandas cuya resistencia se incrementa ligeramente con la profundidad; se definen tres capas duras: de ellas, la 3 y la 5 (Fig 7.6) corresponden con suelos arcillosos limosos grumosos quebradizos. En esas dos capas, particularmente en la 5, se observan ductos verticales cilíndricos de 2 a 4 mm de diámetro y varios centímetros de longitud; en algunos de ellos se encontraron restos de fibras vegetales que prueban que fueron abiertos por las raíces de plantas que crecieron en ese suelo; muchos de los ductos están rellenos de carbonatos y algunos de vidrio volcánico. Lo anterior lleva a concluir que las capas 3 y 5 estuvieron expuestas a secado solar y que en particular la capa 5 sufrió secado durante un período prolongado de tiempo. Por su parte, la capa 4 corresponde con una abundante colonia de fósiles, de unos 4 cm de espesor. Conviene aclarar que la presión hidrostática que genera el lodo bentonítico, empleado para la perforación, activa las fisuras y aumenta su espesor. Por el volumen de lodo que se perdió cuando se desarrollaron, se pudo establecer que estas fisuras se activan en longitudes hasta de 6 m. Tramo entre 17.5 y 30 m de profundidad. En este tramo la resistencia se incrementa significativamente y se observan cuatro capas duras: la 6 y la 7 son de arcilla limosa grumosa y quebradiza que se considera coinciden con capas que sufrieron secado solar, observándose en la 6 la presencia de raíces que pueden confirmar esta hipótesis. Las capas 7 y 8 coinciden con lentes de vidrio volcánico cementado de 3 cm de espesor que posiblemente se depositaron seco; en formarse la capa 7, por abajo del vidrio volcánico, hay fisuras rellenas de vidrio que sólo en pudieron secado superficial o porque al depositarse a temperatura alta, el vidrio secó y agrietó la arcilla superficialmente. De la descripción anterior se concluye que las capas duras identificadas como 1 y 2 (Fig. 7.6) se produjeron por consolidación de arcillas, proceso favorecido por la presencia de lentes delgados de arena que se depositaron a esos niveles. Las capas 3, 5, y 7 son zonas endurecidas por secado solar, de manera similar a la que ha producido la actual costra endurecida superficial. La capa 4 es resultado de una colonia de fósiles. Las capas 7 y 8 muestran dos lentes de vidrio volcánico cementado, probablemente depositado en seco. Por último, de la capa 9 de arcilla gris verdosa homogénea no puede afirmarse que se produjera por secado solar, aunque debajo de ella se encuentran abundantes restos de raíces. 7.2.4

Trabajos de laboratorio

Con muestras obtenidas la superficie. Secomo realizó un programa de resistencia al corte: tanto desde de compresión simple triaxiales; en las de de pruebas compresión simple, que corresponden con los materiales grumosos -sin duda los de mayor resistencia in situ- las probetas frecuentemente fallaron bajo cargas pequeñas; lo mismo ocurrió con los especímenes que presentaron fisuras imperceptibles a simple vista y, por supuesto, 87

aquellos que tenían lentecillos de arena o fisuras abiertas y aun rellenas de material blando o de arena. Para juzgar la importancia de los factores mencionados se decidió realizar un programa de pruebas triaxiales no drenadas (UU), con muestras gemelas de las falladas en compresión simple, ensayadas con presión de confinamiento aproximadamente igual a la del sitio: (s3=k0h) , asignando al coeficiente k 0 el valor 0.5. Con ambos grupos de pruebas se intentó definir la variación de la resistencia con la profundidad y detectar la presencia de las diferentes capas duras. De las muestras, no pudieron destacar 3 de ellastodas corresponden con cuatro dos estratos duros labrarse; de suelosademás que seconviene han calificado deque textura grumosa, localizados a 11.15 y 22.10 m de profundidad. Con muestras obtenidas desde el interior del túnel. Las muestras se llevaron al laboratorio y permanecieron dentro de los tubos de acero más de 10 días antes de ser extraídas; por ello en su periferia se observó ligera oxidación que dificultó su extracción. Los suelos se identificaron como arcilla gris verdosa con algunas vetas de arena fina; en la muestra TS-2 se encontraron tramos delgados de lechada de cemento que coincide con las resistencias qc máximas de los sondeos C-1 y C-2. En la muestra TS-3, que al tacto era esponjosa, se observaron poros. El programa de pruebas de laboratorio consistió en 13 pruebas triaxiales tipo UU con presión de confinamiento constante de 2 kg/cm2 y velocidad de deformación en la etapa de falla de 1 mm/min. 7.2.5 Resistencia al corte La resistencia al corte de los suelos cohesivos en condiciones no drenadas puede deducirse de una prueba de cono aplicando la siguiente expresión debida a Terzaghi (Lunne, T. et al, 1977)(Bell, F. G., 1978).

qc = N

k

7.1

f +  z

donde

qc

Resistencia de punta del cono

Nk

Factor de car ga Resistencia al cor te Peso uni tari o del suelo (t otal) Pr ofundidad de la pr ueba

f

 Z

88


entonces 

qc - z Nk

=

7.2

Begemann (Begemann, 1953 y 1963) fue el primero en plantear que de la expresión 7.1 debe eliminarse el término gz por ser poco significativo, quedando:

f

=

qc Nk

7.3

Evidentemente el coeficiente de correlación así evaluado será confiable sólo cuando haya sido confirmado o establecido para los suelos de la zona en que se esté aplicando este criterio. Para iniciar dicha acción con los suelos del Valle de México se ha correlacionado la resistencia de punta del cono con las diferentes pruebas de corte en condiciones no drenadas de los suelos del sitio cercano a la lumbrera 6. En la tabla 7.2 se presenta la información obtenida con la expresión para la resistencia y nomenclatura siguiente: c=

qc Nk

7.4

donde

c

Resistencia al corte no drenada (c =  f )

Nk

Coefi ciente de correlación para las dif erent es pruebas

Los valores de q c afectados de un coeficiente N k de la tabla 7.2, permiten predecir tentativamente el valor de la resistencia que se obtendría mediante la prueba de corte a que corresponde el valor de N k utilizado. Esto lleva a subrayar que los coeficientes de correlación anotados deben utilizarse con cautela y que únicamente correlacionando información de sondeos inalterados cuidadosos con la de pruebas de penetración estática del sitio en estudio, se pueden predecir valores más confiables de la resistencia al corte. 7.2.6

Correlaciones de la información obtenida

En este inciso se compara gráficamente la variación de la resistencia de penetración de punta con los coeficientes de las pruebas triaxiales de la Tabla 7.2; con el contenido de agua y las resistencias al corte determinadas en el laboratorio y campo, obtenidas estas últimas del ensaye de muestras del sondeo SC-3; y con determinaciones in situ: en la estación 0 + 125.90 con el torcómetro y penetrómetro manuales, con las pruebas de veleta de la

89

Tabla 7.2 Correlaciones de la resistencia al corte qc / N K  c

Costra superficial

Prueba Triaxial Compr. UU Simple 5< qc < 10 qc /14 qc /20

Suelos blandos

qc < 5

qc /13

qc /16

-

-

-

Capas de arcilla dura

q > 10

q /24

q /54

-

-

q /29

Suelo

qc, kc/cm²

c

c

Torcómetro Laborat. -

Penetró metro Campo manual -

c

c

Arcillas blandas qc /12 5< qc < 10 qc /13 qc /20 NOTA: qc está definido para velocidad de hincado igual acm/2seg Contenido de agua vs cono. En la fig 7.7 se han graficado las variaciones con la profundidad del contenido de agua y de la resistencia al corte no drenada deducida de la información del cono. El primero está dibujado en valores decrecientes a fin de facilitar la comparación; se observa que las capas duras coinciden con los contenidos de agua bajos (Marsal y Mazaro, 1962) (Zeevaert, 1953).

5

0

qc /14

-

Cohesión, en kg/cm 2 0.5 1.0

1.5

Velocidad de hincado= 2 cm/seg

10 Contenido de agua m , d a id d 15 n u f o r P

La fig 7.7 de invita correlacionar el contenido aguaa yintentar la resistencia obtenida con el cono; convendría para ello realizar sondeos con mayor densidad de determinaciones del contenido de agua y posiblemente también de los límites de plasticidad.

20 Cono

Triaxial no drenada vs cono. En los perfiles de los sondeos realizados desde la superficie (Fig. 7.8) se muestran las variaciones de la resistencia al corte no drenada, determinada con pruebas triaxiales con esfu erzo de co nfin amien to aproximadamente igual al srcinal, así como la obtenida con la resistencia de punta del cono. La similitud entre ambas es

25

30 500

300 100 Contenido de agua

0

Fig. 7.7 Correlación de la resistencia de

punta qc con el contenido de agua excelente, exceptolabrarse, por algunas que no pudieron y pormuestras algunas otras correspondientes a los estratos profundos; además debe tenerse en cuenta que en algunos estratos la zona dura no se detecta con las pruebas triaxiales por que su espesor puede ser insuficiente para obtener los especímenes convencionales para ensayar, como ocurrió en los estratos localizados a 22.0 y 22.5 m de profundidad. 90


De los sondeos realizados desde el interior del túnel la información obtenida se presenta en la Fig. 7.9: la resistencia al corte no drenada deducida de la información del cono se calculó dividiendo la resistencia de puntaq c entre un factor N k igual a 13 (Tabla 7.2); se eliminaron los picos poco significativos con el fin de simplificar la figura; de cada prueba triaxial se presentan en las Figs 7.8 y 7.9 los

5


3

1.5





UU Resistencia ( 1+ 3 ) 2 Muestras que no pudieron labrarse

10

valores -s ) uniendo con líneasa contínuadelas½(s pruebas que corresponden muestras de un mismo tubo shelby. 1


0

1.7 15 Cono (q c /N k) 20

La interpretación de la Fig. 7.9 conduce únicamente a conclusiones preliminares porque la información disponible es escasa; conviene subrayar que uno de los sondeos con cono está en la zona tratada con inyección de lechada de cemento, y que los otros dos están alejados de ella: uno 1.5 y el otro 3.8 m. Esta inyección genera las zonas de resistencia alta de los sondeos C-1 y C-2 al penetrar el cemento en las fisuras.

25 2.0 2.6

30

Fig. 7.8 Resistencia al corte con cono y triaxial no drenada C-1

1.0

2

m /c g k n e , C

C-2 0.5 C-3

Triaxial UU

Túnel 24.1-24.9 0.0

2.5

5.0

7.5

10.0 d, en m

Fig. 7.9 Resistencia al corte con cono y triaxiales no drenadas desde el interior del túnel 91

Por otra parte, es factible que la diferencia de las resistencias medias entre las zonas tratadas y las no tratadas se deba al aumento de presiones de confinamiento inducido por la inyección que, inclusive, podría sellar las fisuras. Con estos sondeos no se define la posible zona de suelo remoldeado provocada por la excavación del túnel; esto puede deberse a que no sea significativa o que no se detectó porque las mediciones se hicieron 10 días después de la excavación y al menos parte del remoldeo pudo haberse recuperado. Por lo anterior, parece razonable admitir que la variación horizontal de la resistencia al corte determinada con el sondeo inalterado, localizado en la frontera de la zona tratada, debe ser similar a la del sondeo C-2. Se observa en la Fig. 7.9 que los resultados de las pocas pruebas triaxiales realizadas parecen confirmar esta hipótesis. Compresión simple vs cono. En la Fig. 7.10 se presentan las variaciones con la profundidad de la resistencia al corte obtenida con pruebas de compresión simple y la deducida para condiciones no drenadas de la resistencia de punta del cono. La dispersión de las pruebas de compresión simple es grande; los valores mínimos son muy reducidos para ser confiables, en cambio los máximos son similares a los valores obtenidos con el cono. Esto parece comprobar que la presencia del fisuramiento produce valores muy bajos y que su ausencia conduce a valores similares a los del cono. Veleta y pruebas de corte vs cono. En septiembre de 1979 se realizó en la lumbrera 5 un sondeo con pruebas de veleta (Montañez, L. et al, 1979). Los resultados se dividieron en pruebas donde se definieron confiablemente las resistencias máximas y las de suelos remoldeados, y otras de resultados confusos por la influencia de las fisuras. La Fig. 7.11 muestra las pruebas confiables mediante una línea horizontal acotada, que representa en sus extremos los valores de las resistencias máxima y remoldeada y, con un círculo, el valor de la resistencia máxima aplicando la corrección propuesta por Bjerrum (Bjerrum, 1972).

5

0


1.5

Velocidad de hincado= 2cm/seg

10

m , d a d i d n u f o r P

Resistencia no confinada (qu /2)

15

Cono (qc /N k ) 20

La comparación con la resistencia obtenida con el cono es sólo cualitativa por la lejanía entre ambos sondeos y por el número reducido de pruebas de veleta; sin embargo,

25

es interesante observar que en la zona de suelo más blando (arriba de 13.0 m), el valor de la resistencia corregida según Bjerrum coincide con la del cono y que en los suelos

30

Fig. 7.10 Resistencia al corte con cono y compresión simple 92


más duros la resistencia máxima no corregida coincide. Debe señalarse que la corrección que Bjerrum propone se aplica únicamente a los suelos blandos. En cuanto a las pruebas de corte simple con aparato tipo sueco, se realizaron algunas con muestras de un sondeo cercano a la lumbrera 6 (Schmitter, 1980). Son tan pocos los valores obtenidos que sólo permiten establecer los comentarios preliminares siguientes: las pruebas de corte producen valores de resistencia bajos en relación con los definidos con el cono, y parecen coincidir con los obtenidos con la veleta aplicando la corrección de Bjerrum. Torcómetro y penetrómetro vs cono. Durante construcción del túnel se realizaron mediciones in situmanual de la resistencia al cortelautilizando los instrumentos manuales: en los suelos blandos se recurrió al torcómetro y en los duros al penetrómetro de bolsillo. En la Fig. 7.12 se muestran las mediciones realizadas en la estación 0 + 125.90, muy cercana a los sondeos con cono. Cohesión, en kg/cm 2 0

0.5

1.0

Cohesión, en kg/cm 2 1.5

0

5 Velocidad de hincado= 2 cm/seg

10


0.5

1.0

5 Velocidad de hincado= 2 cm/seg

10

Corrección de Bjerrum v Pruebe de veleta Corte Simple

Cono

15

m , d a id d n u f ro P

Cono (qc /Nk )

20

15 Penetrómetro de bolsillo Torcómetro 20

Túnel 25

30

30

Fig. 7.11 Resistencias al corte con cono, veleta y corte simple

Fig. 7.12 Resistencias al corte con cono, penetrómetro manual y torcómetro

93

1.5

7.2.7

Conclusiones

De los sondeos realizados desde la superficie La información obtenida con el cono eléctrico se correlacionó con precisión con la estratigrafía del sitio y permitió la selección racional de la técnica de muestreo adecuada para cada tramo del sondeo. Se demostró que la velocidad de hincado del cono es una variable significativa de la resistencia de punta del cono. 

· Se confirmó que, para el muestreo de suelos blandos, los tubos de pared delgada deben satisfacer las condiciones geométricas de Hvorslev y ajustarse a una técnica de operación depurada. En cuanto a los suelos duros, se demostró que pueden obtenerse muestras de buena calidad con el tubo muestreador dentado hincado a rotación. · En lo referente a las pruebas de laboratorio para definir la resistencia al corte no drenada, se comprobó que las de compresión simple proporcionaron información muy dispersa por la influencia de las fisuras; en cambio, con las triaxiales no drenadas (UU), la variación de la resistencia al corte con la profundidad resultó congruente con la estratigrafía del sitio y muy similar a la obtenida del cono. · Se presentan factores de correlación de la resistencia de punta del cono con la resistencia al corte no drenada de pruebas de laboratorio (Tabla 7.2); la confiabilidad de esos valores aumentará cuando se obtenga más información experimental. · La estratigrafía observada en el frente del túnel coincide fielmente con la determinada en los sondeos; las resistencias medidas in situ con torcómetro y penetrómetro manuales son similares a las determinadas con el cono. De los sondeos desde el interior del túnel · La experiencia descrita demuestra que las pruebas horizontales de penetración con cono pueden realizarse desde el interior del túnel y que inclusive esa herramienta podría operarse en el frente, desarrollando previamente un sistema hidráulico de carga que se fijaría al escudo de excavación. · Los sondeos inalterados horizontales en suelos blandos pueden ser confiables sólo en una distancia limitada por la estabilidad de la perforación; posiblemente utilizar ademe metálico permita incrementar su alcance. 94


· Las gráficas de variación de resistencia al corte reflejan dos efectos de la inyección de lechada de cemento: a) se definen zonas delgadas muy resistentes porque penetra en las fisuras, y b) se observa que la resistencia al corte media es mayor en la zona tratada; esto se debe posiblemente a que la inyección aumenta la presión confinante e inclusive sella las fisuras. Por otra parte, no se detectó que exista una zona de suelo remoldeado cercana al túnel. · aquí

La información de la resistencia al corte obtenida es escasa, por ello los valores presentados deben tomarse con reserva.

7.3

EXPLORACIÓN DEL CENTRO DE LA CIUDAD

7.3.1

Generalidades

En este subcapítulo se describe la exploración con cono eléctrico efectuada en dos tramos alternativos de la línea 8 del metro; con la información recopilada en esta exploración se elaboró un modelo estratigráfico típico de los depósitos arcillosos en el Valle de México; se aclara también la evolución de la resistencia al corte en función del proceso de preconsolidación, detectado en los perfiles de resistencia de punta del cono. Localización de los sondeos. La exploración de las dos alternativas de un tramo de la línea 8 se desarrolló en dos campañas de sondeos con cono localizados en los sitios mostrados en la Fig. 7.13. N E Z A H U A L C O Y O T L

J . M . IZ A Z A G A

S A N J E R Ó N IM O

R E G IN A

M E S O N E S

R E P . S A L V A D O R

R E P . U R U G U A Y

V . C A R R A N Z A

1 6 D E S E P T

M A D E R O

ISABEL LA CATÓLIC A

9A

B A

2

8A

5 DE FEB 7ARERO

6A

20 NOVIEMBRE

3

4

5

PINO SUÁREZ

5A

5 D E M A Y O

7

T A C U B A

D O N C E L E S

PALMA 8

CATEDRAL ZÓCALO

R E P . C U B A

N

B D O M ÍN G U E Z

0

m 500 Escala gráfica

REP. CHILE

9

10

REP. BRASIL

12 A´

4A

3A

REP.

PALACIO NACIONAL

2A

ARGENTINA

1A B´

CARMEN

CORREO MAYOR 1ª Campaña de exploración 2ª Campaña de exploración Sondeo inalterado Corte A-A’ ver Fig. 7.16 Corte B-B’ ver Fig. 7.15

M O N E D A

G U A T E M A L A

J U S T O S IE

S A N I L D E F

R A

O N S O

R E P . V E N E Z U E L A

R E P . C O L O M B I A

R E P . B O L IV IA

R E P . P E R U

R E P . H O N D U R A S

R E P . P A R A G U A Y

R E P . E C U A D O R

R A Y Ó N

Nota: Los números indicados son sondeos de cono (SC)

Fig 7.13 Localización de sondeos 95

7.3.2

Estratigrafía de la zona

Se propone un modelo estratigráfico para los suelos blandos del lago, que se describe a continuación y se ilustra en la Fig. 7.14. Costra superficial (CS). Este estrato está integrado por 4 subestratos que constituyen una secuencia de materiales naturales cubiertos con un relleno artificial heterogéneo: Relleno artificial (RA). Se trata de restos de construcción y relleno arqueológico cuyo espesor varía entre 2.0 y 7.0 m. Costra seca superior (CSS). Esta costra más superficial se formó a consecuencia de una disminución del nivel del lago, quedando los suelos expuestos a los rayos solares y provocando con ello su endurecimiento. Suelo blando (SB). Se le puede describir como una serie de depósitos aluviales finos intercalados con lentes de material eólico, que se formó en el último período del lago. Costra seca inferior (CSI). Esta es otra costra similar a la descrita arriba. Arcilla preconsolidada superficial (OCS). Esta arcilla es el producto de un proceso de consolidación inducido por efecto de las sobrecargas y rellenos superficiales que alcanzó a los suelos localizados por debajo de la costra superficial (CS). Arcilla normalmente consolidada (NC). Las arcillas normalmente consolidadas se localizan por debajo de la profundidad hasta la que influyen las sobrecargas superficiales y por arriba de los suelos preconsolidados por el bombeo profundo. Es importante aclarar que se han identificado como normalmente consolidadas únicamente para las sobrecargas que actualmente soportan, pues estas arcillas también han sufrido un proceso de consolidación a partir de su estadoinicial. Arcilla preconsolidada profunda (OCP). Arcilla que estuvo sujeta a un fenómeno de consolidación generado por el bombeo de agua para abastecer a la ciudad, cuyos efectos han sido más significativos en las arcillas profundas que enlas superficiales. Lentes duros (LD). Los estratos de arcilla interrumpidos por lentes duros que pueden están ser costras de secado solar, arena o vidrio volcánicos; estos lentes se utilizan como marcadores para facilitar la interpretación de la estratigrafía. 96

COSTRA SUPERFICIAL (CS)

Relleno artificial (RA) Costra seca (CSS) Suelo Blando (SB) Costra seca (CSI)

ARCILLA PRECONSOLIDADA SUPERFICIAL (OCS)

Lente duro (LD)

ARCILLA NORMALMENTE CONSOLIDADA (NC)

Lente duro (LD)

ARCILLA PRECONSOLIDADA PROFUNDA (OCP)

Lente duro (LD)

Lente duro (LD)

Lente duro (LD)

CAPA DURA (CD)

Fig 7.14 Modelo estratigráfico tipo


7.3.3

Perfil estratigráfico

0 2 5 1 0 1

Línea Brasil - 20 de Noviembre (1ª. Campaña). Los 11 sondeos con cono eléctrico de la primera campaña, localizados en el Centro de la ciudad, se presentan en la Fig. 7.15.

0 2 5 1 0 1

Línea Argentina - 5 de Febrero (2ª Campaña). Los 9 sondeos realizados a lo largo de las calles Argentina y 5 de Febrero se muestran en el

Relleno artificial. El espesor de los rellenos artificiales es de particular interés para el caso del Metro con estructura en cajón, por ello es interesante identificarlo losdeperfiles estratigráficos. Así, a lo en largo las calles Brasil y Argentina los espesores son similares, incrementándose gradualmente 2.0 m, en la calle de Rayón, hasta alcanzar 7.0 m en la calle Tacuba; sobre la calle Argentina se forma una verdadera loma con su parte más alta entre las calles Justo Sierra y San Ildefonso. En el lado poniente del Zócalo el espesor de rellenos es de sólo 2.5 m. A lo largo de la Av. 20 de Noviembre, entre el Zócalo y República de El Salvador, el espesor de rellenos es de 6.0 m; a partir de ahí disminuye hasta la calle Nezahualcóyotl, en donde se tienen 3.0 m; por su parte, a lo largo de la calle 5 de Febrero, los rellenos son significativamente menores alcanzando un espesor medio de 3.0 m.

97

A -2 C S

5 0 0 2 5 1 0 1

perfil estratigráfico de la Fig 7.16. Comentarios de ambas campañas. Observando simultáneamente las Figs. 7.15 y 7.16 se concluye que todos los sondeos presentan la secuencia estratigráfica descrita en el capítulo anterior, demostrando la generalidad del modelo; las diferencias entre los espesores de los estratos y la resistencia de punta tienen su srcen en los distintos efectos de precarga que han ocurrido en cada sitio.

A 1 C S

5 0

A -3 C S

5 0

) 2

m c / g k ( c

q , a t n u p

0 2 5 1 0 1

0 0 2 5 1 0 1

A -5 C S

5

e d

0

a i c

0 2 5 1 0 1

n e t s i s e R

A -4 C S

5

A 6 C S

5 0 0 2 5 1 0 1

A -7 C S

5 0 0 2 5 1 0 1

A -8 C S

5 0 0 2 5 1 0 1 5 0 0

5

0 1

5 1

0 2

5 2

0 3

m, Z dadi dnuf or P

5 3

0 4

9 A C S

) 3 1 . 7 g i F r e v e tr o c l e d a t n a l p n e n ó i c a liz a c o l a r a p ( a n ti n e rg A o r e r b e F e d 5 o m a r T

’ -A A e tr o C 5 .1 7 . ig F

7.3.4

5 1 0 1

2 1 C S

5 0 5 1 0 1

1 -1 C S

5 0 5 1 0 1

0 1 C S

5 0 5 1 0 1

9 C S

5 0 5 1

) 2

m c / g k ( c

q , a t n u p e d a i c n e t

s i s e R

n ó i c a t ro a e c n a v A

0 1 5 0

8 C S

0 2 5 1 0 1

7 C S

5 0 0 2 5 1 0 1

6 C S

5 0 0 2 5 1

’ -B B e tr o C 6 .1 7 . ig F

0 1

5 C S

5 0 0 2 5 1 0 1

4 C S

5 0 0 2 5 1 0 1

3 C S

5 0 0 2 5 1 0 1 5 0

0

5

0 1

5 1

0 2

) 3 .1 7 g i F r e v tre o c l e d ta n a l p n e n ó i c a z il a c lo ra a p ( li s a r B e r b m ie v o N e d 0 2 o m a r T

5 2

m, Z dadi dnuf or P

0 3

2 C S

Resistencia al corte

Evolución de la resistencia al corte. El proceso natural de formación de los suelos del lago generó una secuencia de suelos muy blandos que, como resultado del desarrollo urbano, se han consolidado, asentándose e incrementando notablemente su resistencia al corte; la Fig. 7.17 ilustra esta evolución en 5 etapas: la última es la típica del centro de la ciudad. Las diferencias de las resistencias medidas en los diferentes sondeos se explican analizando las dos causas que srcinaron la preconsolidación de los suelos blandos: las sobrecargas superficiales y el bombeo profundo; estos fenómenos se describen brevemente a continuación: Antecedentes de la preconsolidación superficial. La urbanización del centro de la Ciudad de México ha sido un proceso largo y muy complejo; se inicia con los primeros asentamientos humanos y el desarrollo agrícola sobre primitivos rellenos, realizados con fango del mismo lago. La construcción de los grandes templos aztecas, con sus etapas de reconstrucción y ampliación, incluyendo sus amplias plataformas anexas, requirieron rellenos de mayor calidad y espesor; estas construcciones sufrieron el notable proceso de consolidación de las arcillas del lago. La posterior destrucción de esos templos proporcionó parte del material para ampliar la ciudad y dejó zonas preconsolidadas que serían aprovechadas para localizar las principales construcciones que se levantaron durante la época colonial. En el siglo XVI la zona urbana de la Ciudad de México estaba limitada por la traza, que corresponde actualmente a las calles República de Perú, San Jerónimo, La Santísima y el eje Lázaro Cárdenas (Fig. 7.18); existía entonces un canal por la actual calle Corregidora (Acequia Real) continuaba por se la calle 16 de Septiembre. En elque siglo XVIII (1793) publicó un plano de la ciudad donde se aprecia que la actual Av. 20 de Noviembre era una sucesión de callejones que se eliminaron para abrir la avenida; 98


q c Resistencia de punta del cono Suelo normalmente NC consolidado

CS

OCP

Suelo preconsolidado profundo

OC

NF Nivel freático LD Lentes duros NF

OCS

Costra seca por secado solar Suelo preconsolidado Suelo preconsolidado superior

qc

0

qc CS OC

NF 10

RA

Relleno artificial

LA

Lente de arena

Q qc

qc

RA CS OC

NF

20

Q

RA NF CS

NF

LA ,m d a id d n u f o r P

Sobre cargas Q superficiales

qc RA CS

OCS

d1

d2

d3

LD NC

d5

NC

NC

30

OCS

d4

NC NC

40 OCP 50 d1 d2 = a Condición inicial

b

Formación de la costra seca

d2 d3 = c

d3 = d1 Formación del relleno artificial

d5 = d4

d3 d4 = d

Aplicación de sobrecargas

e Efecto del bombeo profundo

Fig 7.17 Evolución de la resistencia al corte

Por otra parte desde el siglo XIX existía, en la esquina SW de la Plaza de la Constitución, un mercado conocido como “El Parián” que fue demolido para ampliar el zócalo al área actual. Preconsolidación por bombeo profundo. Con la información disponible se puede detectar, en la parte inferior de los sondeos, el incremento de resistencia generado por este efecto; también se advierte en las diferencias de profundidad de los lentes duros. Valores de resistencia al corte. Los valores de la resistencia de punta qc, medidos en cada sondeo, muestran excelente correlación con los antecedentes de preconsolidación y con el espesor del relleno artificial de cada lugar estudiado. Los valores más altos de la resistencia se observan en todos los sondeos localizados entre la calle Colombia y la Catedral, así como los realizados a lo largo de la Av. 20 de Noviembre (Figs. 7.15 y 7.16). El sondeo 4-A ubicado sobre Argentina, entre Justo Sierra y San Ildefonso, no pudo realizarse, porque se encontraron piedras y relleno muy compacto; por ello la información obtenida en este sondeo no puede interpretarse confiablemente. Los valores más bajos de la resistencia se midieron en los siguientes sondeos: a) en el sondeo 9 localizado en la Plaza de Santo Domingo, b) en los 2 sondeos realizados en el Zócalo (6 y 5-A), que se comentan más adelante, y c) en el 6-A, que arrojó los valores 99

N E T Z A H U A L C O Y O T L

N

S J A .M N G . I E Z A R Z Ó A N G I A M O

R E G IN A

M E S O N E S


(EL PARIAN) R E P . U R U G U A Y

V . C A R R A N Z A

1 6 D E S E P T

M A D E R O

5 D E M A Y O

ISABEL LA CATÓLICA

D O N C E L E S

T A C U B A

B . D O M ÍN G U E Z

R E P . C U B A

ACEQUIA DE PERÍ ACEQUIA TEZONTLE

REP. CHILE

PALMA

5 DE FEBRERO

REP. BRASIL HASTA 1973

PINO SUÁREZ CORREO MAYOR TRAZO DE LA AV. 20 DE NOVIEMBRE (A PARTIR DE 1930)

CATEDRAL REP. ARGENTINA

HASTA PALACIO EL SIGLO NACIONAL XIX

ACEQUIA REAL (HASTA 1760)

CARMEN

M O N E D A

G U A T E M A L A

J U S T O S IE R R A

TENOCHTITLAN (1325)

S A N IL D E F O N S O

V R E E N P E . Z U E L A

R E P . C O L O M B I A

R E P . B O L IV IA

R E P . P E R U




R A Y Ó N

0

LA TRAZA (SIGLO XVI)

m500 Escala gráfica

Fig 7.18 Antigua traza de la ciudad de México

Sondeos en el Zócalo. Se efectuaron dos

Resistencia de punta, qc (kg/cm² ) 0

sondeos entre sí aproximadamente distantes 30.0 m; el sondeo 6 se realizó durante la primera campaña de exploración y el 5-A formó parte de la segunda; por su localización al SW del Zócalo ambos quedaron en lo que era del antiguo mercado “El Parián”, que seguramente sólo tuvo cargas pequeñas.

B-SC-5A B-SC-6

10

15

5

En la Fig. 7.19 se presentan ambos so ndeos hasta 30 m de profundidad, dibujados de manera que los principales lentes duros se superpongan y dejando como referencia la retícula del sondeo 5-A; de la figura surgen los siguientes comentarios: a) la variación de la resistencia con la profundidad en ambos sondeos es muy semejant e, b) en el sondeo 5-A se pierde uno de los lentes duros delgados, c) se detecta una 100

) m ( z , d a d i d n u f o r P

10

15

Sondeo SC-5A Sondeo SC-6

20

25

30 B= Brocal del sondeo

Fig 7.19 Sondeos en el Zócalo

20


diferencia de nivel de 70.0 cm entre los brocale s, quedando el del sondeo 5A por arriba del brocal del sondeo 6; esta última diferencia puede explicarse como la suma de los desniveles topográficos actuales y del hundimiento diferencial entre ambos puntos ya que, en el sitio del sondeo 5A, el espesor del re lleno artificial es aproximada mente 40 cm mayor que en el del sondeo 6. La Fig. 7.19 demuestra la capacidad del cono eléctrico de captar aún pequeñas diferencias entre sondeo s, además de la repetibilidad y precisión de la exploración con esa herramienta; conviene aclar ar que el tiempo transcurrido entre ambos sondeos fue de dos meses. 7.3.5 Zonificación del subsuelo Criterios aplicables. El sector estudiado (Fig. 7.13) corresponde con la zona del lago, en la que se encuentran los suelos más blandos y compresibles: actualmente estos suelos exhiben preconsolidación inducida por las estructuras ya destruídas, así como por los rellenos artificiales y el efecto de los pozos de bombeo profundo. Como consecuencia de todo ello la zona del lago ha dejado de ser uniforme; ahora es compleja, ya que en ella se encuentran sectores con suelos muy blandos y sectores en que la resistencia se ha incrementado notablemente. Actualmente se reconoce la importante variabilidad el espesor de la costra superficial, así como las propiedades mecánicas de las arcillas (compresibilidad y resistencia al corte); surge entonces la necesidad de zonificar el área de acuerdo con estas variables íntimamente relacionadas. N

J . M . I Z A Z A G A

E T Z A H U A L C O Y O T L

R E G IN A

S A N G E R O N IM O

M E S O N E S



V .C A R R A N Z A

1 6 D E S E P T IE M B R E

M A D E R O

5 D E M A Y O

D O N C E L E S

T A C U B A

R E P . C U B A

B .D O M ÍN G U E Z

N

ISABEL LA CATOLICA

REP. CHILE

7.0 8.0

7.5 8.0

5 DE FEBRERO

7.0 10.0

PINO SUÁREZ

8.0

10.5 8.0 10.0

PALMA 11.5

7.5 11.0

5.5

REP. BRASIL

5.5

CATEDRAL REP. ARGENTINA

PALACIO NACIONAL

10.0

6.5

10.0

5.0

CORREO MAYOR 2ª Campaña de exploración 1ª Campaña de exploración Costra con mayor 5.0A16.6 Espesor de laespesor costra en m de 10 m

0

M O N E D A

500 m

G U A T E M A L A


S A N IL D E F O N S O

V R E E N P E . Z U E L A

R E P . C O L O M B IA

R E P . B O IL V I A

R E P . P E R U

R E P . H O

R E P . P A

R E P . E C

N D U R A S

R A G U A Y

A U D O R

Escala gráfica

Fig 7.20 Espesor de la costra superficial en los tramos explorados 101

R A Y Ó N

Espesor de la costra superficial. El criterio de zonificación según el espesor de la costra superficial es particularmente significativo para el diseño del cajón del metro, porque en algunos tramos esta estructura queda alojada en su mayor parte en ese estrato. El espesor de la costra superficial varía entre 8.0 y 11.0 m en el centro de la ciudad, como se muestra en la Fig. 7.20. Es conveniente aclarar que el sondeo 4-A ubicado en Argentina entre Justo Sierra y San Ildefonso, tiene una costra de por lo menos 16.6 m; este valor se tiene porque se trata de una parte del Centro Histórico y por ello el sondeo resulta tan peculiar. Consolidación inducida. En los perfiles con cono eléctrico se identifican los tramos normalmente consolidados con ayuda de un criterio empírico, que consiste en encontrar el tramo lineal del perfil, que prolongado intercepta el srcen de la gráfica (Fig. 7.17); así se pueden también identificar los sondeos que exhiben mayor consolidación superficial o profunda. Este criterio se aplicó en el caso de estos sondeos, observándose que existe una región bien definida que acusa mayor consolidación superficial; esto es, donde el estrato preconsolidado superficial (OCS) es más significativo. En la Fig. 7.21 se define la zona más consolidada: la figura se completa con los valores de la resistencia de punta (qc) del suelo que se encuentra por debajo de la costra superficial, observándose excelente correlación entre ambas características mecánicas. N E T Z A H U A

S A J N .M G . E I R Z A O

L C O Y O T L

A Z G A

R E G IN A

IN M O

M E S O N E S



V . C A R

1 6 D E

R A N Z A

S E P T

M A D E R O

5 D E M A Y O

ISABEL LA CATÓLIC A

T A C U B A

D

R

O N C E L E S

E P . C U B A

B . D O M ÍN G U E Z

N

REP. CHILE

4.0

2.5

PALMA 7.0

6.5

5 DE FEBRERO

3.5

4.0

6.0

4.5

REP. BRASIL

4.0 6.5

5.5

7.0

CATEDRAL

6.0

REP. ARGENTINA

PINO SUÁREZ

PALACIO NACIONAL

5.0

3.5

5.0

3.0

CORREO MAYOR

1ª Campaña de exploración 2ª Campaña de exploración

M O N E D A

Zona más preconsolidada 2.5 a 7.0 Valores de la resistencia de punta abajo de la costra (qc en kg/cm² )

G U A T E M A L A


S A N I L D E F O N S O

R E P . V E N E Z U E L A

R E P . C O L O M B A I

R E P . B O L I V I A

R E P . P E R U




500 m

0 Escala gráfica

Fig 7.21 Tramos más consolidados 102

R A Y Ó N


7.3.6

Conclusiones

Esta exploración permite interpretar la compleja condición estratigráfica del subsuelo del centro de la Ciudad de México, modificada por influencia de los rellenos que se hicieron para la construcción de los templos prehispánicos, así como por los efectos de consolidación de esos templos y de las estructuras construidas durante la colonia; también se detecta el incremento de resistencia provocado por la consolidación inducida por la extracción de agua en pozos profundos. 7.4

SONDEOS EN DIVERSOS SITIOS DE LA CIUDAD

7.4.1

Generalidades

En este subcapítulo se presentan sondeos en distintos sitios del subsuelo de la Ciudad de México que muestran los detalles captados por el cono eléctrico, tanto de estratigrafía como de los dramáticos cambios que sufre, a consecuencia del proceso de consolidación inducido por el intenso bombeo de agua para el abastecimiento urbano. Los casos que aquí se describen fueron complementados con sondeos inalterados selectivos y algunos con instrumentación de campo, aunque aquí sólo se describe la etapa de exploración con cono. 7.4.2

Ejemplos de exploración con cono

Sondeos en la zona del lago. En esta parte de la ciudad la resistencia de los suelos es variable a consecuencia del fenómeno de consolidación que afecta al subsuelo, donde esta influencia es apenas perceptible: la resistencia es tan baja como la determinada en el sondeo de la Fig. 7.22 a. Por ello, a la zona con resistencias así de reducidas se le identifica como en (Tamez et al, 1987 se encuentra un plano detallado de la zonificación de losZona suelosVirgen; del Valle. Resistencia de punta q c , (kg/cm 2 ) 0

5

10

15

20 CS

0

5

10

15

20

0

5

10

15

CS 5

20 CS

PC

m 10 , d a d i d 15 n u f ro P 20

PC

PC AVANCE CON BROCA

NC

NC

25

NC PC

30 a) LAGO VIRGEN

b)CENTROI

c)CENTROII

Fig 7.22 Sondeos en la Zona del Lago

En zonas de consolidación intermedia o Centro I, se miden resistencias con el cono como las de la Fig. 7.22 b. Por su parte, en las zonas más consolidadas o Centro II, los sondeos de cono resultan semejantes a los de la Fig. 7.22 c. 103

Sondeos en una transición abrupta. En el proceso de la formación de los suelos del Valle de México se desarrollaron diferentes tipos de orilla o zonas de transición; así, en contacto con los cerros de roca volcánica generalmente de pendiente fuerte, se tienen transiciones abruptas entre suelos blandos y roca. Estas zonas tienen un ancho de decenas de metros y características estratigráficas similares a las del lago; sin embargo, por su cercanía con los cerros adquieren mayor complejidad en el número y espesor de sus capas duras, tal como se observa en la Fig. 7.23, que corresponde con un sondeo cercano al cerro del Peñón. Es interesante mencionar que en la parte sur de la ciudad este tipo de transición es el dominante. Sondeo en la zona de transición baja. Al poniente del Valle de México las formaciones geológicas que predominan son tobas volcánicas, depositadas en seco o bien redepositadas en agua, así como ocasionales corrientes de antiguos lahares; las pendientes suaves de esas laderas limitaron el espesor de los suelos blandos depositados en el lago. Un sondeo representativo de la zona de transición baja se ilustra en la Fig. 7.24, con los suelos blandos del lago intercalados con lentes duros hasta los 20.0 m de profundidad; abajo se detectan suelos muy duros y tobas.

qc , (kg/cm² ) 0

5

10

15

20

42 5

10

38 69 36 82

15 m , d a d i d n u f ro P

33 49 82 20

54 25

30 82

30

35

2 E

40

SC-4

0.6 m

42 42 22 20 70 45 25

Localización

Fig 7.23 Sondeo en la Zona del Lago, junto al Peñón

Sondeo en la zona de transición alta. La zona de transición baja se tra nsforma en alta, cuando el espesor de suelos lacustres se reduce a sólo unos metros sobr eyaciendo a las tobas y cubierto por suelos de pradera recientemente deposit ados. La Fig. 7.25 es típica de un sondeo de esa zona, en ella se advierte la baja resistencia de los suelos lacustres entre 8.0 y 10.0 m de profundidad; le sobreyacen los suelos erráticos y secos, denominados de pradera. Por debajo de los 10.0 m aparecen las tobas de resistencia

104


0

Resistencia de punta q c (kg/cm² ) 10 15 5

20 CS

0

5

Resistencia de punta q c (kg/cm² ) 100 200

PCS 5

10 m , Z d a id d n u f 15 o r P

m , Z d a d i 10 d n fu ro P

20

15

25

20

Avance con tricónica

Fig 7.25 Sondeo en subzona de transición alta

30

Fig 7.24 Sondeo en subzona de transición baja

7.5 7.5.1

DETECCIÓN DE PECULIARIDADES DEL SUBSUELO Consolidación por sobrecargas y bombeo

La exploración con cono permite detectar con facilidad la condición de consolidación de un sitio; así, en la Fig. 7.26 se advierte la influencia superficial de una antigua plataforma prehispánica: al comparar los sondeos de esa figura, distantes 70.0 m entre sí (Fig. 7.27), se aprecia el significativo incremento de resistencia provocado por la consolidación profunda causada por el abatimiento del nivel freático. 7.5.2

Detección de fisuras

En las zonas de transición abrupta, donde la consolidación de los suelos está muy avanzada, se desarrollan fisuras superficiales que profundizan hasta más de 20.0 m y que incluso han provocado deformaciones horizontales de más de 20.0 cm; la Fig. 7.28 esquematiza el mecanismo de fisuramiento y en ella se señala el área fisurada A y otra área B a 60.0 m de distancia, en la cual todavía no se han desarrollado las fisuras. La comparación de los sondeos de cono de esas dos áreas (Fig. 7.29), hace evidente que entre 9.0 y 12.5 m de profundidad, el cono A coincidió con una de esas fisuras y por ello la resistencia resulta tan baja. Al ejecutar el sondeo B, se tuvo incertidumbre sobre su validez, pero al repetirlo se comprobó su confiabilidad. 105

Es necesario aclarar que la baja resistencia medida en estos sondeos no es la real, y que no se debe interpretar como una limitación experimental del cono, porque necesariamente un suelo así de consolidado debe tener la resistencia de la envolvente señalada en la Fig. 7.29 a; simplemente ocurre que al penetrar el cono en suelo en estado de tensión y eventualmente fisurado, acusa mediciones de resistencia aparentemente bajas. 0

0

5

5

1 2 3

1 2 3

10

12.5 m

4

m , Z d 15 a d i d n u f ro P

4

10

m , Z d 15 a d i d n u f ro P

11.2 m 5

6

20

5

6

20

25

25

30

30

B

A 35

0

15 10 5 Resistencia de punta q c (kg/cm 2)

35 0

20

5

10

15

Resistencia de punta qc (kg/cm 2)

Fig 7.26 Consolidación por sobrecargas y bombeo B Torre Edificio actual 70 m Cuerpos bajos A

Plataforma Prehispánica

Fig 7.27 Localización de sondeos 106

20


60 m A

o

B

A A'

B

Original

B'

Final

H

Zona de fisuras

Roca volcánica

Arcilla blanda

H: Hundimiento regional

Fig 7.28 Mecanismo de fisuración 0

0

5

5

Envolvente de la resistencia 10

10

m , 15 Z d a id d n u f o r P 20

m , Z d a d i d n u f o r P

15

20

25

25

30

30

35

A 0

5 10 15 Resistencia de punta q c (kg/cm2 )

35

20

B 0

5

10

15

Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )

Fig. 7.29 Detección de fisuras 107

20

En las Figs. 7.30 y 7.31 se muestra otro caso de exploración de un sitio en una transición abrupta; los dos sondeos se presentan en dos escalas, para facilitar su interpretación: llama la atención su aparente diferencia, siendo que sólo están separados unos 60.0 m. La cercanía del SC-1 a la formación rocosa explica que tenga mayor numero de lentes duros que el SC-2; sin embargo, que los estratos guía sean similares en ambos sondeos se puede comprobar comparando sus perfiles, colocando el SC-1 a 6.0 m por arriba del SC-2. En cuanto a zonas en condiciones de tensión y posiblemente fisuradas, el cono las detecta en el SC-1 entre 15.0 y 17.0 m, y entre 27.0 y 29.0 m, y en el SC-2 entre 15.0 y 25.0 m. Este caso confirma también que, cuando se opera el cono en suelos en un estado de tensión, la resistencia aparente resulta muy baja. 0

5

10

15

m 20 , d a d i d n u f o r P 25

30

35

40

45 0

25

50

75

100

0

5

Resistencia de punta qc (kg/cm2 )

Fig. 7.30 Sondeo SC-1 en transición abrupta

108

10

15

20


0

0

5

5

10

10

15

15

m , Z d a id d n 20 fu o r P

m , Z d a d i d n u f o r P

20

25

25

30

30

35

35 0

25

50

75

100

0

5

10

15

20

Resistencia de punta qc (kg/cm 2 )

Fig. 7.31 Sondeo SC-2 en transición abrupta

7.5.3

Características de la capa dura

En el subsuelo de la Ciudad de México se identifica como capa dura al estrato ubicado entre las llamadas formaciones arcillosas superior e inferior; su frontera superior se encuentra entre 25.0 y 35.0 m de profundidad y su espesor varía entre 2.0 y 6.0 m. Se sabe que esta capa se formó en el interglacial Sangamon, que en el Valle de México se caracterizó por ser un período de intensa sequía (ver inciso 13.2). Los sondeos de cono eléctrico que se presentan más adelante demuestran que por lo menos ocurrieron dos ciclos de sequía, que provocaron el secado solar de los suelos y su consecuente endurecimiento, generándose suelos limosos y limo-arenosos, que pueden estar erráticamente cementados con carbonatos de calcio. En algunas zonas, esta capa dura tiene lentes intercalados de arcillas, que corresponden a los ciclos húmedos de este período geológico. Otra característica peculiar de la capa dura es su variación en espesor y resistencia, que gradualmente aumenta del oriente al poniente, debido a que en la zona de Texcoco, el antiguo lago al conservar un tirante mínimo, debilitó la formación de esa capa dura. Adicionalmente, durante el Sangamon, la erosión de cauces superficiales adelgazó el espesor de la capa dura, provocándole también erraticidades locales. 109

La complejidad estratigráfica de la capa dura ha dificultado e imposibilitado la extracción de muestras inalteradas que permitan definir confiablemente sus propiedades mecánicas, particularmente resistencia al corte, compacidad y grado de cementación. Por esta limitación el estudio experimental de esta capa dura sólo se ha realizado puntualmente; sin embargo en los últimos años, cuando se ha venido empleando el cono eléctrico en la exploración geotécnica, ha sido posible medir la resistencia de punta en la capa dura. La Fig. 7.32 corresponde con un mismo sondeo en escalas aritmética y semilogarítmica; en la aritmética se observa la variación natural de la resistencia y en la semilogarítmica se definen los valores pico de la capa dura: se aprecia que el estrato superior de la capa dura tiene un valor máximo de q c del orden de 200 kg/cm 2, mientras en la cap a resistente inferior el valor máximo medido es mayor que 300 kg/cm2, sin contar los tramos donde se tuvo que perforar debido a que la resistencia fue tan alta, que el sistema de hincado no fue capaz de hacer penetrar el cono. En la Fig. 7.33 se muestra otro sondeo ejecutado en la zona central de la Ciudad de México, que también define la variación de la resistencia en la capa dura: se confirma que la capa está formada por dos estratos duros, intercalados con uno blando (Santoyo y Lin, 1988) 0

0

5

5

10

10

15

15

20

20

m , s e d a d i 25 d n fu o r P

m , s e d a d i 25 d n u f o r P

30

Capa dura

30

35

35

40

40

45

45

50 0

25

50

Resistencia de punta q c

75

50 0

100

(kg/cm2)

10

100

1000

Resistencia de punta q c (kg/cm2)

Fig. 7.32 Sondeo de cono eléctrico que muestra la resistencia de la capa dura en diferentes escalas 110


Resistencia de punta, q c (kg/cm 2 ) 0

25

50

75

100

ORIENTE RELLENOS SUPERFICIALES

1

5

m , d a id 40 d n u f ro P

Arcillas precosolidadas superficiales

10

LD 15

20

LD LD

m , d 25 a id d n fu o r P

PRIMERA SERIE

Arcillas normalmente ARCILLOSA consolidadas

2 m , d a d i d 35 n u f o r P

LD

LD Arcillas preconsolidadas profundas

30

CAPA DURA

3

35 m , d 35 a d i d n fu ro P

LD LD 40

LD LD

SEGUNDA SERIE ARCILLOSA

40 0

25

50

75

45

PONIENTE DEPOSITOS PROFUNDOS

Ciudad Deportiva (La Magdalena)

50

San Antonio Abad y L. Alamán LD LENTE DURO

Ayuntamiento y Dolores

55

Fig 7.34 Sondeos que ilustran la variación de la capa dura

Fig 7.33 Sondeo de cono en el centro de la ciudad de México

111

100

En la Fig. 7.34 se muestran tres sondeos del tramo que corresponde a la capa dura, ordenados según el sentido oriente a poniente, de los cuales se puede concluir lo siguiente: a) La resistencia máxima de la capa dura se aumenta de oriente a poniente, de una baja resistencia con valores menores que 50 kg/cm 2 a resistencias altas, mayores que 300 kg/cm 2. b) En toda la extensión estudiada de la capa dura, se identifican dos subcapas resistentes separadas por una blanda. Esta última de acuerdo con su resistencia, corresponde con una formación lacustre, más consolidada debido precisamente a su pequeño espesor y la presencia de las dos subcapas resistentes. c) En la dirección Norte-Sur la reducción de resistencia es en general de menor magnitud; sin embargo, la extensión cubierta por los sondeos realizados es relativamente pequeña, comparada con la extensión abarcada por la ciudad. Por razones geológicas se espera que más hacia el Sur esta resistencia vuelva a aumentarse por acercarse más a la transición entre los antiguos lagos de Texcoco y Xochimilco. Importancia de la capa dura. La capa dura desempeña un papel importante en las cimentaciones profundas de la Ciudad México, ya que para muchas estructuras sirve como apoyo de sus pilotes, sean éstos de punta, de control o de punta penetrante; resulta sorprendente que se confíe tanto en ella, a pesar de la escasa información disponible acerca de sus características mecánicas. Podría decirse que una forma de investigarla serían las pruebas de carga de pilotes; sin embargo, son muy pocas las que se han realizado y su acceso tan difícil, no ha permitido ampliar el conocimiento sobre ella. 7.5.3

Conclusiones

Las experiencias aquí descritas demuestran la capacidad del cono para determinar no sólo la estratigrafía de un sitio, sino también, algunas de sus peculiaridades geotécnicas como son: las diferencias de consolidación entre puntos y las condiciones de tensión en suelos expuestos a la formación de grietas, fenómeno que se está desarrollando en las zonas de transición abrupta donde los suelos blandos del lago entran en contacto con las tobas volcánicas, al sur y oriente de la Ciudad de México. Por lo que respecta a la capa dura, el cono ha permitido definir su peculiar estratigrafía y medir su resistencia; información que hasta ahora no ha sido posible obtener con la metodología convencional de muestreo inalterado y pruebas de laboratorio. 7.6

INTERPRETACIÓN DE SONDEOS

7.6.1

Fundamentos teóricos de correlación

Puesto que un sondeo de cono es una prueba de carga con un pilote miniatura, la resistencia de punta se puede calcular aplicando el criterio general para la capacidad de 112


q = cN +

c

c

7.5

v

donde N

c v

Factor de capacidad de carga Esfuerzo efectivo vertical al nivel de la punta del cono

Para el valor de Nc tanto Skempton (Skempton, 1991) como Meyerhof (Meyerhof, 1953), con base en sus respectivas teorías semiempríricas, sugieren que el coeficiente tome un valor de 9. Por lo que la ecuación 7.5 se puede escribir así: qc = 9c + s v

7.6

Por otro lado la evolución de resistencia al corte de un suelo cohesivo tiene la siguiente ley geológica (Zeevaert, 1953): c = c o+ S (l c ) + s rf(  ,  )

7.7

El término co es la cohesión inicial del suelo y depende únicamente de la forma de depositación del material y su composición mineralógica. Para la arcilla de México este término es prácticamente nulo debido a que se formó en un ambiente lacustre, con una estructura coloidal. El componente S(r s),f g es función de la velocidad de a plicación de carga y de la viscosidad de la arcilla durante la etapa de falla. Para velocidades bajas de distorsión angular este término es nulo; así, con el fin de simplificar las correlaciones empíricas, se propone aquí la hipótesis de que: Srr ( f ,  ) = 0

7.8

El otro término Sl (sc ) de la ecuación 7.7 tiene un significado claro de que la cohesión es función de la historia de esfuerzos, por la acción de los agentes cementantes. Aquí la ley de resistencia de la arcilla de México en condición drenada resulta de forma lineal y definida por: S=  tan

7.9

con un ángulo de fricción Æ = 25°. Graficando esta relación en función del esfuerzo efectivo v vertical , se recurre círculos3 de Mohr (Fig. 7.35) igualando el esfuerzo confinante al esfuerzoshorizontal en al campo, = sh y utilizando un factor de empuje de reposo K0 = 0.75 (Zeevaert, L., 1953se ) encuentraque:

7.10

S= 0.496 v 113

Por lo tanto la ecuación 7.89 queda: 7.11

c = 0.496 v

Sustituyendo esta relación con la ecuación 7.6 se obtiene que: qc = 11.02 c

7.12

qc = 5.49 v

7.13

S 

 + = 1 2

 v=

n

ko

=

-

 1 + 3

2

sen Ø

ko = 0.75 Ø= 25° c= 0.496 v

3

ko

C = S = tg 25°

Ø= 25° S =  tg 25°

Ø

O



3

h



v

1

Fig 7.35 Evaluación de la resistencia de la arcilla de México

Esto demuestra que se puede admitir una correlación lineal entre los parámetros qc y c así como qc y sv . Si se definen los factores de correlación de la siguiente manera: Nkc=q /cc

7.14

Nc=q /c v

7.15

Los valores teóricos de acuerdo con el planteamiento presentado resultan: 7.16

Nkc = 11.02

7.17

Nk = 5.5

114


7.6.2

Esfuerzo vertical efectivo

Para arcillas de México se obtuvo en el subcapítulo 7.6.1, que el valor teórico del factor de correlación es de: Nk = 5.5

0

Resistencia de punta q c (kg/cm2 ) 5 10 15

0

Tubo de observación

NAF

5

10

15 

m , Z d a id d n fu o r P

Pv

v

20

25

30

35 Arcilla Arena

Pv Esfuerzos totales v Esfuerzos efectivos



Esfuerzos de preconsolidación, t/m 2

Ceniza volcánica 40

45 0

Limo

10

20

30

40



2 v ,Pv, t/m

Fig. 7.36 Correlación de v y qc de un sondeo en la zona Lago Virgen 115

En las Figs 7.36 a 7.38 se muestran tres casos reales y típicos en la zona lacustre de la Ciudad de México, en las que se indica la variación de la resistencia de punta qc y la piezometría en los lentes permeables. Los diagramas de esfuerzo vertical efectivo, calculados con datos de laboratorio y con mediciones piezométricas se trazan en las figuras correspondientes, con una escala de 5 veces de ampliación. Resistencia de punta qc (kg/cm2 ) 0

0

5

10

Tubo de observación 20

5

Pv

10

15

m , 20 Z d a id d n fu o r P 25

s v

30

35 Arcilla

Pv Esfuerzos totales s v Esfuerzos efectivos Ceniza volcanica Esfuerzos de 2 preconsolidación, t/m Limo Arena

40

45 0

10

20

30

40

s v ,Pv, t/m2

Fig. 7.37 Correlación de sv y qc de un sondeo en la zona Lago Centro II

116


Resistencia de punta q c (kg/cm 2)

0

5

0

10

15

20

NAF

5

10

15



v Pv

m , Z d a d i d n fu ro P

20

25

30 Relleno Limo Arcilla 35

Arena Concha

40

45 0

Grava Esfuerzos de preconsolidación, t/m 2 Pv Esfuerzos totales v Esfuerzos efectivos

10

20 

30

40

,P , t/m 2 v v

Fig. 7.38 Correlación de v y qc de un sondeo en la zona Lago Centro I

De los tres casos presentados uno corresponde a la zona recién urbanizada (Fig. 7.36), que geotécnicamente se conoce como zona de Lago Virgen (Tamez et al, 1987), la cual ha sufrido relativamente poca preconsolidación debido a la sobrecarga superficial y prevalece en el subsuelo principalmente la condición hidrostática. 117

El segundo caso (Fig. 7.37) corresponde con una zona de la antigua ciudad geotécnicamente conocida como Lago Centro II, donde las construcciones pesadas prehispánicas e hispánicas han causado una mayor consolidación en los primeros metros de la serie lacustre y el prolongado bombeo para extracción de agua subterránea ha srcinado la consolidación y aumento de resistencia en la parte inferior de la serie arcillosa lacustre. El tercer caso (Fig. 7.38) corresponde a una situación intermedia entre los dos primeros, en una zona urbanizada con una historia relativamente corta, denominada Lago Centro I. No obstante de estasentre diferencias en la de historia de carga, enslas tres figuras observa una buena coincidencia el diagrama esfuerzo efectivo perfil de laseresistencia de v y el punta qc, excepto en la parte superior del perfil y en los lentes duros. De la diferencia de las escalas utilizadas es fácil admitir que el valor del factor de correlación es: Nk = 5

7.18

Las razones por las cuales en la parte superior y en los lentes duros no existe buena correlación, son varias. Una de las cuales puede atribuirse a la resistencia al corte co, ya que en el planteamiento teórico se involucró la importancia de la ley lineal de evolución de resistencia, definida en la ecuación. 7.6; en la cual el término co, que se había despreciado, resulta de gran magnitud para los lentes duros de srcen volcánico y aluvial, y dependiendo de su grado de compactación de magnitud variable para el relleno artificial. En cuanto a la costra superficial y los lentes duros de arcillas secas, así como en arcillas preconsolidadas, el esfuerzo actual sv es muy inferior al del esfuerzo de preconsolidación. Concluyendo lo anterior se puede establecer la siguiente regla práctica. a)

La relación qc = 5 v

que b)

7.19

es aplicable en arcillas cuyo esfuerzo efectivo vertical actual sves el máximo han soportado en su historia (Fig. 7.39a). En el caso de que qc > 5  v

7.20

se debe interpretar que la arcilla es preconsolidada por haber soportado en alguna época de su historia un esfuerzo mayor que sv . Las causas más probables son: o

- Una carga superficial que fue removida posteriormente, por una excavación por erosión. - Bombeo de agua que se suspendió. 118


3 qc , 5

10

C=O y q co =O C=O.1 kg/cm2 y q co= 1 kg/cm

4

kg/cm 2 15

D

2

0

E H

q c , kg/cm 2 1

Rellenos recientes

5

5

10

15

0 5

10 m , d a d i d n fu ro P

10 ,m d a d i d n 15 fu ro P

15

20

20 25 25 30 a) Suelo normalmente consolidado (NC)

30 b) Suelo preconsolidado (OC)

1

Superficie actual del suelo preconsolidado (OC)

2

Superficie que tendría el suelo si mantuviera la condición de normalmente consolidado (NC), que ocurrió durante la formación (depositación) del suelo; excepto por la influencia de la costra superficial reciente.

3

Superficie que debería tener el suelo para ser NC, si no tuviera cohesión ( c = O y q co = O )

4

Superficie que debería tener el suelo 2para ser NC, si tuviera 2 una cohesión mínima ( c = O.1 kg/cm y q co= 1 kg/cm )

H D

Asentamiento menos rellenos recientes Espesor de suelo equivalente a la sobrecarga de consolidación en arcillas de cohesión nula ( c = O )

E

Espesor de suelo equivalente a la sobrecarga de consolidación 2 con cohesión mínima ( c = 0.1 kg/cm )

Fig. 7.39 Interpretación de la influencia de la consolidación, según un sondeo de cono

En esta condición el esfuerzo de preconsolidación es más representativo como valor de correlación (Fig 7.40). c)

En caso de que 7.21

qc > 5 v

la razón generalmente se atribuye a que la arcilla aun está en proceso de consolidación, debido a un aumento de presión por bombeo o por carga 119

superficial (Fig 7.41). Este fenómeno siempre está acompañado por un fuerte hundimiento de la superficie del terreno natural, incluyendo el fenómeno llamado hundimiento regional. d) El manejo correcto de los incisos a) a c) permite o ayuda a entender e interpretar mejor las propiedades de resi sten cia y defo rmabilida d de la arcilla, fundamentándose siempre en la historia de esfuerzos. Resistencia de punta q c (kg/cm 2)

7.6.3 Fenómeno de evolución de la resistencia

0

Con base en los factores de correlación obtenidos en los incisos anteriores se puede establecer que:

5

7.22

10

qc = 13c = 5 v

Es decir, la ley de evolución de la resistencia de la arcilla, deducida indirectamente de las correlaciones experimentales, es la siguiente: c = 0.385 v

7.23

0

5

10


15

20

15 Pv

m , Z d a d i d

20 v

u n f o r P

Comparando esta relación empírica con la ecuación 7.11 surge una diferencia del 29% que se atribuye a los siguientes factores: a) La inf lue nci a de los términos despreciados de la Ec. 7.7 b) Los parámetros Æ y k o utilizados para obtener la Ec. 7.11.

25

30

35 Arcilla

Pv Esfuerzos totales v Esfuerzos efectivos Esfuerzos de preconsolidación, t/m2

Limo



Arena Fósiles

40

Vidrio volcánico

c) La pre cis determinaciones de ión N en las y k Ns.

45 0

10

20 

v

,P , t/m 2 v

10

Fig. 7.40 q c > 5 v , suelo preconsolidado 120

40




0

0

5

10

15

v

Pv

20

5

10

15

m , 20 Z d a d i d n u f o r P

25

30

35 Relleno Arena 40

Arcilla Limo Fósiles Raíces

45

Pv Esfuerzos totales Esfuerzos efectivos Esfuerzos de preconsolidación, t/m 2

v

10

20 

v

30

40

,P , t/m 2 v

Fig. 7.41 qc < 5v, suelo en proceso de preconsolidación

Es recomendable investigar esta ensayes de de esfuerzo, laboratorio materiales remoldeados y preconsolidados bajo relación diferentescon magnitudes con en el fin de afinar los valores teóricos de correlación; sin embargo, la ecuación 7.23 puede dar resultados más confiables que la 7.11, debido a que en la primera no se involucraron consideraciones o hipótesis que pueden conducir a incertidumbres teóricas. 121

7.6.4

Coeficiente de compresibilidad volumétrica

La resistencia y compresibilidad son dos conceptos independientes y aparentemente no existen teorías que relacionen rigurosamente ambas propiedades importantes de un material. Por lo tanto no es posible recurrir a un planteamiento teórico para establecer la correlación de qc con la compresibilidad de los diferentes tipos de suelo. En el caso específico de la arcilla de México, puesto que se formó en el mismo ambiente geológico lacustre, adquirió una gran homogeneidad en su estructura y en su composición mineralógica, por lo que es fácil entender el fenómeno físico de que en la arcilla al mismo tiempo de aumentarse la resistencia, se hace más compacta su estructura y se reduce su deformabilidad. En la fig 7.42 se muestra una gráfica de correlación entre la resistencia de punta qc y el coeficiente de la compresibilidad volumétrica unitaria mv de la arcilla de México, obtenida con base en datos de laboratorio, para arcillas que han sufrido un ligero grado de  0 < mv <  0 

2 3

 c    0

Donde c 0

Esfuer zo de pr econsolidación Esfuerzo ver tical in icial

0.4

0.3 mv

mv En la rama virgen mv En la rama de recompresión

g /k

2

m c r

0.2

m ó v

m

0.1 mr

0.0 0

2

4

6

8

10

12

qc en kg/cm2

Fig. 7.42 Curvas de correlación de la compresibilidad (Cuevas, 1988) 122


7.6.5

Resistencia no drenada

El coeficiente de correlación Nk entre las pruebas de cono y las triaxiales no drenadas, en los suelos arcillosos de la ciudad de México, ha despertado incertidumbre sobre su confiabilidad, particularmente los valores de 13 para suelos blandos y hasta de 24 para los preconsolidados (Tabla 7.2); incluso se ha publicado que en los suelos blandos se pueden alcanzar valores hasta de 29 (Rico et al, 1985) y en algunos informes técnicos no publicados, se ha propuesto un valor de 10. Actualmente no se dispone de información experimental suficiente para aclarar esta incertidumbre con rigor; sin embargo, la discusión que se hace a continuación, de los factores experimentales más significativos, permite aclarar las diferencias descritas. Muestras inalteradas. La calidad del muestreo inalterado necesariamente está condicionado por las características geométricas y mecánicas del muestreador, la habilidad de los operarios y los cuidados en el manejo y transporte de las muestras; el descuido en cualquiera de los detalles del proceso de muestreo (Tamez et al, 1987), forzosamente induce remoldeo y la consecuente pérdida de resistencia. Disminución del contenido de agua. La reducción en el contenido de agua se genera con mucha facilidad, cuando las muestras rescatadas pierden humedad por falta de protección adecuada, tanto en el campo como en el laboratorio; esta alteración produce un ligero efecto de preconsolidación que necesariamente incrementa la resistencia. Precisión de un sondeo de cono. Como se mencionó en el Capítulo 2, en la medición de qc es posible alcanzar una precisión de 10 gr/cm2. Se requiere para mantener esto la frecuente calibración del cono y cuidar que la velocidad de penetración sea constante. Precisión de una prueba triaxial. Asumiendo que las muestras que llegan al laboratorio son de excelente calidad y que el laboratorio que las ensaya está calificado, entonces la confiabilidad de las pruebas triaxiales queda principalmente condicionada por: a) la resistencia impuesta por la membrana de látex con la que se protege al espécimen, que incrementa el esfuerzo necesario para alcanzar la falla en condiciones no drenadas, hasta en unos 20 gr/cm 2 y b) la fricción del vás tago de la cámara tria xial que también genera un incremento aparente de la resistencia, el cual en una cámara convencional resulta del orden de + 30 gr/cm 2. Por ello, en pruebas triaxi ales muy cuidadosas se corri ge teóricamente el efecto de membrana; en cambio, para la fricción del vástago, la única alternativa es emplear una cámara de muy baja fricción, que puede reducir este error a valores del orden de 10 gr/ cm²(Santoyo y Reséndiz, 1991). Por lo anterior, se puede decir que la precisión de las pruebas triaxiales será comparable a la del cono (10 gr/cm 2 ) sólo si se emplean cámaras de muy baja fricción y se hace la corrección del efecto de la membrana. Interpretación de las diferencias. Considerando que la precisión de las pruebas triaxiales fuera similar a la del cono, quedarán sólo como factores significativos: el remoldeo y el 123

secado de los especímenes, aceptando también que los valores publicados del coeficiente Nk (tablas 3.1 y 3.2) muestran como tendencia que los correspondientes a las arcillas blandas son menores que los definidos para las preconsolidadas. Por todo lo anterior, la divergencia de valores de Nk se puede interpretar como se muestra en la Fig. 7.43; en ella se plantea que los especímenes que no han sufrido remoldeo o secado, definen un coeficiente mínimo cercano a 13 para la condición de normalmente consolidado y que en función de su factor de preconsolidación definen valores hasta de 24, en una curva única (Curva I, Fig. 7.43).

Nk

Importancia del remoldeo

30

R

20 I

S 10

Importancia del secado

0

1

2

345 OCR

Suelos preconsolidados

Suelos normalmente consolidados

CURVA

DESCRIPCIÓN

I

CALIDAD DE LAS MUESTRAS ENSAYADAS

ÚNICA

INALTERADAS

R

FAMILIA

ALTERADAS POR REMOLDEO

S

FAMILIA

ALTERADAS POR SECADO

Fig. 7.43 Interpretación preliminar de la variación de Nk en los suelos de la Cd. de México

124


En cambio los suelos remoldeados definen la familia de curvas R, dependiendo de su valor inicial de preconsolidación; así, refiriéndose a los normalmente consolidados, al perder resistencia por remoldeo se define erróneamente un coeficiente mayor de 13. Por el contrario, cuando los especímenes sufren secado se genera una de las curvas de la familia S; nuevamente, refiriéndose a los normalmente consolidados la pérdida de humedad les genera una ligera preconsolidación, que a su vez conduce a un coeficiente aparente del orden de 10. 7.6.6 Conclusiones La Fig. 7.43 muestra esquemáticamente que el factor de correlaci ón N k se debe interpretar en función del factor de preconsolidación del suelo y que la influencia del remoldeo incrementa su valor, en cambio el secado lo reduce. Sin embargo, partiendo del hecho que los suelos blandos de la ciudad de México son normalmente consolidados o ligeramente preconsolidados, es de esperarse que el factor de correlación debería resultar con un valor de 13; que valores menores sean espurios, porque seguramente provienen de muestras que sufrieron pérdida de su contenido de agua. Por su parte con valores mayores de 13 se tienen dos posibilidades: a) que sean válidos, porque corresponden a un suelo con cierta preconsolidación, del cual se rescataron y ensayaron especímenes inalterados o b) que sean falsos, porque se obtuvieron con especímenes que sufrieron cierto nivel de remoldeo. La complejidad descrita obliga a reconocer que la correlación de resistencia sólo podrá alcanzarse realizando pruebas triaxiales confiables, complementadas con pruebas de compresibilidad, para evaluar la relación de preconsolidación de los suelos ensayados. 7.7

COMENTARIOS

La información presentada en este capítulo demuestra la utilidad actual de cono eléctrico para la exploración de los suelos blandos de la ciudad de México; se ha expuesto también que, gracias a su sensibilidad, la información que proporciona supera en calidad a la obtenida de sondeos supuestamente inalterados. Esto obliga a reconocer la necesidad de depurar las técnicas del muestreo inalterado, de transporte, de manejo y conservación de las muestras y finalmente de los ensayes de laboratorio, porque solamente así la información obtenida de los sondeos será verdaderamente confiable.

125

126


8 8.1

CAPACIDAD DE CARGA EN LOS PILOTES

METODOLOGÍA DE ANÁLISIS

Metodología convencional. La determinación de la capacidad de carga de los pilotes se basa en la aplicación de una cierta teoría, que el usuario considera válida para las condiciones de su caso particular; requiere adicionalmente de la obtención de muestras inalteradas y la realización de pruebas de laboratorio para precisar los parámetros de resistencia de los suelos. Este complejo proceso está expuesto a errores conceptuales y experimentales, por lo que su confiabilidad frecuentemente se basa más en la costumbre que en la comprobación experimental; por otra parte, una restricción importante de esta metodología es su elevado costo que en muchas ocasiones conlleva a admitir sondeos y pruebas de laboratorio de baja calidad. Metodología alternativa. Las pruebas de cono estático permiten definir la capacidad de carga de pilotes con base en correlaciones semi-empíricas, considerando que la prueba de cono simula a escala el trabajo de un pilote; sin embargo, puede decirse que algunos de los procedimientos de interpretación propuestos sólo han incorporado confusión al tema. La comparación entre las dos metodologías no es fácil, porque ambas despiertan incertidumbres sobre su confiabilidad, aunque es factible que la del cono evolucione todavía más y sobre todo se amplíe la experiencia en casos reales. Actualmente, el cono supera en dos aspectos a la metodología convencional: a) en la disminución del tiempo en que se obtiene información para el diseño y b) en la reducción del costo de esa información. 8.2

CAPACIDAD DE CARGA

8.2.1

Conceptos básicos

Resistencias de punta y fricción. La capacidad de carga de un pilote se define en función de las resistencias unitarias de punta y fricción que se pueden desarrollar. En cuanto a la evaluación de estas variables, se puede decir que la metodología convencional las determina en el laboratorio, mediante pruebas que tratan de simular las condiciones de trabajo del pilote. 127

En cambio con la técnica del cono se miden directamente en el lugar; aceptando que el cono es un verdadero pilote de diámetro pequeño, sus capacidades de carga simplemente deberán escalarse al diámetro del pilote que se adoptará, tomando en cuenta los tres factores principales: a)

Las características del contacto pilote-suelo, en comparación a las que genera el cono, ya que sobre todo en pilotes de concreto puede desarrollarse una costra de suelo consolidado, que incrementa la capacidad del pilote en el tiempo.

b) La influencia de la velocidad de penetración del cono, que induce una condición de carga rápida no drenada, diferente a la condición estática con la que usualmente trabaja el pilote; pero por otra parte, esta velocidad de penetración es lenta para interpretar la condición dinámica que impone el sismo. c) El tercer aspecto es la alteración que provoca el procedimiento constructivo para el hincado o fabricación de los pilotes; admitiendo que esto es independiente de la metodología con la que se estime la capacidad de carga del pilote; sin embargo, debe siempre tenerse presente al predecir el comportamiento de los pilotes. Se puede concluir que hasta ahora la interpretación de las pruebas de cono para cálculo de pilotes ha tenido un enfoque simplista, que A. Vesiç resume aplicando los siguientes criteriosderesistencia( Vesi ç , 1977) : Resistencia de punta (qp). Este parámetro se puede obtener directamente de la prueba de cono con la igualdad: q =q

p

8.1

c

Resistencia de fricción (fs ). Sobre este parámetro se puede decir que, con excepción de las arcillas altamente sensitivas, la resistencia de fricción de pilotes hincados resulta similar a la medida con el cono eléctrico, mientras que con el cono mecánico se mide una resistencia de hasta la mitad de la que desarrollan los pilotes hincados. f =f 8.2.2

s

8.2

s

Expresiones de cálculo

Capacidad de punta. La capacidad de carga última que puede alcanzar un pilote está dada por las siguiente expresión: Q =q A

up

p

8.3

p

128


donde Qup Capacidad de carga última de punta p Resistencia de punta

q

La resistencia de punta se puede considerar igual a la medida con el cono, o de acuerdo con la experiencia, aceptar alguno de los criterios de la Tabla 8.1 (ver también el inciso 8.3) En términos generales se puede decir que en los tres primeros criterios de la Tabla 8.1, está implícita la diferencia de los diámetros del cono y del pilote y sus correspondientes profundidades de como influencia. Fig 8.1,pesado se muestran esquemáticamente esas profundidades, así el valorEn dellapromedio de la resistencia que esos autores consideran que se alcanza (punto B). Por su parte los criterios de Vesiç y Tamez consideran el valor medio de resistencia que se desarrolla (puntos B y C); finalmente, con el criterio de Soletanche se maneja ese mismo valor medio, reduciéndolo por el valor de escala. Las diferencias a las que conducen estos criterios se suavizan por efecto de los factores de seguridad que precisan la carga admisible de trabajo. 0

20

q c (kg/cm2) 40 60 80

100 120 Costra

2

Superficial

4 6 m , d 8 a id d n10 fu ro P12

14 16

Cono

Pilote

Suelo blando A

B P

Estrato resistente C

18 3.6 cm

20

B

dc = Profundidad de influencia del cono dp = Profundidad de influencia del pilote

dp dc dc

Fig. 8.1 Comparación de las profundidades de influencia 129

Profundidad de penetración

Tabla 8.1 Autor H. J. Kolk y E. van der Velde, (1996)

Criterios de evaluación de la resistencia de punta

Resistencia de punta

Referencia

Comentario qc1

qp 

qc1  qc2

13

2

qc 2

Valor medio de qc a 1.08 B por arriba de la punta del pilote qc1 (2)

H. K. S. Begemann

L.C. Nottingham, (1975)

qp 

qp 

qc1  qc2

1

2

Valor medio de qc entre 0.7 B y 3.7 B por debajo de la punta del pilote

13

qc 2

13

Valor medio de qc entre la punta del pilote y 8.0 B por arriba de ella Similar a Begemann, excepto que en lugar de 3.7 B se utiliza 4.0 B Resistencia del cono corresponqc diente a la profundidad del pilote

2 qc  qc

Valor medio de qc entre la punta del pilote y 3.5 B (1) por debajo de ella

2

A. Vesiç

q p  qc

77

E. Tamez

q p  qc

Comunicación Personal

Soletanche

q p  q cp oc p

13

Similar al anterior Resistencia del cono en la punta del pilote Factor de escala cono -pilote, varía entre 0.35 y 0.50

Notas: (1) B=Dimensión lateral del pilote (2) El valor admisible máximo de qc lo restringe a 150 kg/cm2, ver inciso 8.3.2

Capacidad de fricción. La capacidad de carga última que puede desarrollar un pilote trabajando a fricción se determina mediante la expresión: 8.4

Quf=f As L

donde Qu

Capacidaddecargaúltimadefricción

fs

Resistenciadefricción

AL

Area lateral del pilote 130


La resistencia de fricción se define siguiendo algunos de los criterios resumidos en la Tabla 8.2 (ver también el inciso 8.3). Sobre esta tabla se debe aclarar que los primeros tres criterios están enfocados a materiales cohesivo-friccionantes; por su parte los de Vesiç y Thornburn se aplican a materiales granulares y los tres últimos a los suelos cohesivos. Con el propósito de comparar estos criterios y captar sus diferencias, en la Fig. 8.2 se ha graficado el de Vesiç, señalando los valores a los que conducen otros autores; se observa que el de Schmertmann para arenas, así como el de Thurnburn corresponden al de arenas compactas de Vesiç. En cuanto a los suelos cohesivos, para definir el orden de sus diferencias, en la Tabla 8.3 (Pág. 184) se resumen los coeficientes de correlación , considerando un valor arbitrario de qc = 13 f .s

O V I S E H O C

S E T N A N O I C IC R F

Tabla 8.2 Criterios de evaluación de la resistencia de fricción Resistencia de RefeAutor Comentarios fricción rencia Valor medido directamente de la L. C. fs  fs 13 fs prueba de cono Nottingham S E Coeficiente de corrección que TJ. H. N f s  cqc 13 c varía de 0.0018 a 0.12, según el ASchmertmann N tipo de pilote O I s Coeficiente que depende del ti po C q de suelo y varia entre 50 y 200 IC fs   f c RSoletanche 13 F Factor de escala cono-pilote varía s p entre 0.35 y 0.50 Factor adimensional que se f s  qc  denomina relación de fricción ( F s A. Vesiç 0

Thornburn y mac Vicar (1971)

.

11

q arenas  200 q lim os  f  150 fs  m fS f 

Tumay Y Fakfroo (1981) m  10  9.51  e9 f S O V I S E H O C

f s  0.8

E. Tamez

qc Nk

N k  13

J. H. Schmertmann

según otros autores) ’ Ángulo de resistencia expre sado en esfuerzos efectivos.

77 10 1.3 tan '

  0.11

fs   ' fs

S

4.5 Fricción local media S m Coeficiente de adherencia que varía de 0.50 a 3.70 Factor que toma en cuenta la 0.8 velocidad de carga de la prueba de cono Coeficiente de correlación e ntre Nk la resistencia de cono y la triaxial f



7.8 ió c a ci n u m o C

13

131

l a n o s r e p n

no drenada Factor de adherencia propues to por Tomlinson, que varía de 0.26 ’ a 1.00 según la resisten cia del suelo

0.0040

250

0.005 Thornburn (Arenas)

0.0050

n ó i c la e rr o c e d te

0.0066 Thornburn

0.0066

0.0100

200

1

150

100

n ie ic f e o C

Shmertmann (Arenas)

0.012

0.0200

50 Curva de vesió

0

10

20

Ángulos de resistencia

30

40

0 50

Ø'

Fig. 8.2 Comparación gráfica de factores de correlación en suelos granulares

8.3

PROCEDIMIENTOS DE ANÁLISIS

8.3.1

Introducción

A continuación se presentan de los aislados; procedimientos de análisis de las capacidades de carga de puntadescripciones y fricción de pilotes la influencia del grupo de pilotes y del procedimiento constructivo deben ser tomados en cuenta para definir la capacidad última. Finalmente, se deben tomar en cuenta la fricción negativa y el factor de seguridad para precisar la capacidad admisible de trabajo. 8.3.2

Método Begemann

Generalidades. Este procedimiento holandés para el diseño de pilotes que atraviesan suelos blandos compresibles y se apoyan en estratos de arena, considera que la capacidad de carga del pilote se desarrolla en la zona delimitada entre 4 diámetros por debajo del pilote y 8 diámetros de su fuste (Schmertmann, 1977). Expresiones de cálculo. a) Para la capacidad de punta: Qp=A qp qp =

8.5

p

qc1 + qc2 2

8.6

132


donde A q debajo

Qp Capacidad última del pilote trabajando de punta en kg 2 Area transversal de la punta en cm p pResistencia media de falla, obtenida de los valores qc1 Valor medio de q c a una distancia XB (Fig. 8.3) por de la punta del pilote, calculado con la expresión: qc qcmin + n

qc1 =

8.7

2

Variando x de 0.7 a 3.7 se obtienen por lo menos tres valores de q ;c1y de ellos se toma el valor mínimo. q Valor medio de q obtenido del valor mínimo y del valor c2 c promedio del tramo entre la punta del pilote y 8 diámetros por arriba. qc qcmin + n

qc2 =

8.8

2

Comentarios. 1) La práctica holandesa es admitir valores máximos para la resistencia qc aceptando 150 kg/cm2 para arenas y 100 para arenas limosas; esta restricción se debe a que a esos niveles de esfuerzo no hay congruencia entre las deformaciones de las capacidades de punta y fricción. Además el cono en arenas muy densas puede generar presión de poro negativa y se desarrollan fenómenos de rotura de partículas y hasta de deformación plástica (creep). qc

d

D-8B

8B

c b

D

a XB

D + XB

z

Fig.8.3 ProcedimientoBegemann( 133

Schmertmann, 1977 )

2) Cuando los pilotes se apoyan en arcillas preconsolidadas, se presentan diferencias significativas entre la prueba estática y el comportamiento de los pilotes tales como: la disipación de la presión de poro en función del tiempo, la influencia de planos de menor resistencia y fisuración, y también la deformación plástica (creep). Por ello Schmertmann (Schmertmann, 1977), sugiere aplicar el mismo factor de reducción() que se aplica para estimar la capacidad última de fricción; este factor se muestra en la Fig. 8.4. 1.0 ia c n re e h d a

0.8 u

S / fp '= c o

d e r to c a F

Peck

Kerisel

0.6

Woodward

0.4 0.2 0

Tomlinson

oc'

Factor de reducción

fp Su

Resistencia última del pilote en fricción (adherencia) Resistencia no drenada del suelo arcilloso

0.5 1.0 1.5 Resistencia no drenada Su , kg/cm2

Fig. 8.4 Correlación del factor de adherencia  de la fricción pilote-arcilla con la resistencia no drenada

8.3.3

Método Soletanche

Generalidades: Este procedimiento se basa en la aplicación del criterio convencional de cálculo de capacidad de carga de pilotes; las capacidades de punta y fricción se obtienen de la resistencia de punta del cono mediante factores de corrección experimentales, deducidos de numerosas pruebas de carga realizadas por la empresa Soletanche (Schmertmann, 1977). Expresiones de cálculo. Las expresiones de cálculo de las cargas de ruptura (falla) y admisible de pilotes de sección uniforme son: Q= u Aq p

cpp

Qa =

8.9

+ pfsihi Qu FS

8.10

donde Q Q A

u a p

Carga de ruptura en kg Capacidad de carga admisible en kg Area transversal de la punta de pilote en cm

2

q cp Resistencia de punta del cono en el extremo del pilote, kg/cm a p Factor de escala cono-pilote (tabla 8.4) p Perímetro del pilote, en cm fs Adherencia lateral pilote-suelo para estrato I, en kf/cm 2 134

2


Factores de correlación. Este procedimiento de cálculo implica la evaluación del factor de escala y de la adherencia con ayuda de las tablas 8.4 a 8.6 La fricción lateral de cada estrato significativo se puede calcular con la expresión: fsi =

donde

f q c

8.11

s

as af

Coeficiente que depende del tipo de suelo, tabla 8.5 Coeficiente que depende del tipo de pilote, tabla 8.6

qc

Valor medio de la resistencia de punta a lo largo del pilote Tabla 8.3. Factores de correlación en suelos cohesivos Criterio

1/ 

Tumay

26 a 3.5

Tabla8.4.Factordeescalacono–pilote(

0.038 a 0.286

) Schmertmann, 1977

Tipo de suelo

p

Arcillas

0.50

Tabla 8.5. Valores del coeficiente s (Schmertmann, 1977) Tipo de Suelo Arcilla

50

s

qc qc qc

Tabla 8.6. Valores del coeficiente f (Schmertmann, 1977) Tipo de pilote

f

Pilote de concreto

1.25

135

Ejemplo de aplicación. Determinar la longitud de un pilote de concreto de 30x 30 cm para soportar una carga de trabajo de 40 ton con un factor de seguridad de 2, para un suelo arcillo-arenoso cuyo sondeo de cono se presenta en la Fig. 8.5.

0

Comentarios.

6

1) La identificación de que se trata de un suelo arcilloarenoso proviene del conocimiento geológico que se tiene del sitio; de la sola gráfica del sondeo de cono podría interpretarse que se trata de un depósito de arena de compacidad media a suelta o de una arcilla preconsolidada, porque la línea B se incrementa gradualmente con la profundidad. 2) El análisis se puede hacer por iteraciones, suponiendo que el pilote pudiera resultar de una cierta longitud efectiva (11.0 m en la Fig. 8.5), para definir el valor medio de la resistencia de punta a lo largo del fuste (qc= 24 kg/cm2 en el ejemplo ) y en la punta del pilote (qcp = 28 kg/cm2 ).

B 20

40

60

80

qc , kg/cm 100 120 ²

2 4

8

qc

Pilote (30x30 cm)

qcp

m 0 , d a d i d 12 n fu o r P 14

16 18 20 22 24

Fig. 8.5 Método Soletanche

Aplicando las expresiones 8.9 y 8.10 para los datos del ejemplo con los coeficientes de las tablas 8.4 y 8.5, se tiene: u = 80 000 kg; p = 0.45; f = 1.25; p Q= 120 cm; A a=p900 cm; q a=cp28 kg/cm² f s = 1.25 x 24/60 = 0.5 (valor medio de la adherencia)

a s = 60

sustituyendo: 80 000 = 900 x 28 x 0.465 + 120 x 0.5 L L = 11.4 m Como este valor resulta muy similar al supuesto, no se hará otra iteración y se propondrá que los pilotes se dejen con una longitud efectiva igual a 11.5 m. Comentarios. 1) El método descrito se puede también aplicar en sondeos con medición de las resistencias de punta y fricción. 2) Este método es particularmente aplicable cuando las mediciones de la resistencia de 136


8.3.4

Método Nottingham

Generalidades. Este método se apoya en la información experimental de 17 pruebas de pilotes llevados a la falla, ( Schmertmann, 1977)hace un resumen del mismo; esencialmente consiste en analizar los valores de las resistencias de punta y fricción medidas con el cono mecánico (Begemann) o eléctrico (Fugro). La resistencia de punta de pilote se deduce de las resistencias del suelo entre 0.7 y 3.75 B, por debajo de la punta del pilote; la resistencia de fricción del pilote se obtiene con la adherencia calculada del tramo definido entre la punta y 8 B por arriba de ella. Podría decirse que este método es muy similar al Begemann, excepto por los coeficientes de correlación y un manejo numérico peculiar de las resistencias medidas con el cono. Se calcula con la expresión: q

A

= Q

p

8.12

f p

donde Q p Resistencia de punta del pilote, en kg A f Area del pilote en la punta q p Resistencia medida de punta del cono en kg/cm

2

qc1 + qc2

qp =

8.13

2

q c1 es el valor mínimo de la resistencia media entre 0.7 y 4.0 B por debajo de la punta, que se obtiene dando mayor peso a los valores mínimos de ese tramo. qc2

es la resistencia media que se tiene entre la punta y 8 B arriba de ella.

Aclaración. El procedimiento numérico para obtener qc1 y qc2 propuesto por Nottingham y Schmertmann parece innecesariamente complicado ( Schmertmann, 1977 ), porque aplicando las expresiones siguientes: qc 2qcmin +

qc1 =

n

8.14

3

qc =

qc n 137

no se hacen intervenir los valores picos, como se muestra en la Fig. 8.6. La resistencia de ficción Qf se calcula con la expresión: d=8

Qf = k

 d=0

donde

L

d 8B

fss A' +

8.16

 ss f A'

d=8B

Q fResistencia última del pilote a fricción, en kg/cm 2 k Coeficiente de corrección, tabla 8.7 d Profundidad del valor considerado, en cm B Dimensión lateral del pilote (ancho o diámetro), en cm fs Resistencia de fricción del cono kg/cm 2 A's Area lateral suelo-pilote para un intervalo, en cm 2 qc , ó fs

Cuando no hay mucha variación de la resistencia en la fricción con la profundidad, la ecuación (8.16) se puede simplificar a:

B

1 2

Qf = k

fs A”s

Qf = k +

fs A”s

D-8D

8.17

8B-L

q c ó fs L

donde S Valor medio de la resistencia de fricción en el intervalo del tramo correspondiente

qc , ó fs corregidos

A'' s Ar ea de co nt ac to qu e corresponde con el valor defs

8B

3.7B

Cuando el suelo está estratificado se usa la expresión: 1 2

Qf = k

fs A”s

L

+  D-8D

d-8B

fs A”s

Z

Fig. 8.6 Criterio de Schmertmann para definir los valores de las resistencias

8B-L

8.18 Comentarios de Schmertmann. El cálculo de la resistencia de carga última de fricción Qs de pilotes en arena, se puede deducir de la variación de la resistencia (Schmertmann, J. et al, 1977) con la expresión: Q = c qf A donde

s

8.19 Qf

q

c

c

As

Resistencia última de fricción de un pilote, en kg Valores de q , kg/cm² c Area lateral de influencia de un cierto q ,cen cm² 138


Tabla 8.7 Coeficientes de corrección k y c Valores de k Cono Mecánico 0.35

Pilotes Acero

Tipo de pilote Concreto precolado

Cono Eléctrico 0.75

c 0.012

El valor máximo de qc que se admite es de 300 kg/cm2, es también usual restringir el valor de la fricción fs a 1.2 kg/cm2 para arenas y a 1.0 kg/cm2 para arenas limosas; sobre todo si los pilotes no quedan bien confinados lateralmente Comentarios. 1) La predicción de la capacidad de carga con el método Nottingham, en comparación con los resultados de las pruebas de carga de los 17 pilotes ensayados, tuvo diferencias que variaron entre -40%y +20% con un errorpromedio de -11%. 2) El mismo autor concluyó acerca del resultado de sus pruebas, que conviene adoptar factores de seguridad de 2.25 para el cono Fugro (eléctrico) y 3.0 para el tipo Begemann (mecánico). 8.3.5

Método de Schmertmann

Generalidades. La capacidad de carga por la adherencia de un pilote en arcillas se estima con base en la resistencia no drenada de la arcilla; esto es, el análisis usualmente corresponde con la condición de esfuerzos totales, aunque también hay la tendencia de estimar la capacidad de los pilotes analizando la condición de esfuerzos efectivos. Expresión de cálculo. a) Cuando se mide la resistencia de fricción con el cono, Schmertmann (Schmertmann, 1977) propone la expresión: 8.20

Qf = ' fs As

donde Q a'

f

s

A

s

Resistencia última del pilote de fricción en kg/cm Factor de relación de escala pilote-penetrómetro Resistencia de fricción con cono en kg/cm 2 Area lateral total pilote-suelo en cm 2 139

2

El factor ' se obtiene de la Fig. 8.4 que está basada en los factores de corrección obtenidos porTomlinson( Schmertmann, 1977 ). b) Cuando sólo se conoce la resistencia de punta, qc, se puede utilizar la expresión: Qf = p 

qc Nk

Li

8.21

donde 2 f Resistencia del pilote de fricción en kg/cm pQ Perímetro delúltima pilote cm qc Valor representativo de q cen un cierto espesor L en kg/cm N k Coeficiente de correlación L i Espesor del suelo en cm

2

Los valores de Nk se pueden estimar de las Tablas 3.1 y 3.2. En caso de que la variación de qc con la profundidad se pueda considerar lineal, la expresión 8.21 se puede simplificar a:

Qf =

qc Nk

8.22

Al

donde

qc A 8.3.6

Valor medio de q c

Area lateral del pilote Método Tumay l

Generalidades. Este procedimiento está enfocado al análisis de pilotes en arcillas (Tumay, M. T. y Fakfroo, M.,1981); se apoya en estudios experimentales con 37 pilotes de prueba hincados en suelos cohesivos blandos. Para la evaluación de la resistencia de punta, Tumay recomienda adoptar el procedimiento de Notthingham y para la resistencia de fricción propone un método derivado del análisis estadístico de las 37 pruebas realizadas. Expresiones de cálculo. Se parte de las relaciones estadísticas de la fricción f que desarrolla el pilote con la fricción media fs, medida con el cono.

fs =

8.23

Ft L

8.24

f = m fs

140


donde 6.0

¦s Fricción media medida con el cono F t Fricción total a la profundidad L f Fricción que desarrolla el pilote m Factor de adherencia

ia c 5.0 n re e h d a 4.0 e d te 3.0 n e i c fi e 2.0 o C

La fricción Ft sede determina sumando los valores total medidos la fricción con el cono; este parámetro se incrementa gradualmente con la profundidad.

1.0

Factores de correlación. El factor de adherencia se estima en la expresión 8.25, que se muestra gráficamente en la Fig. 8.7.

0

s

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0

1.2

1.4 1.6 fs , kg/cm2

Fig. 8.7 Variación del coeficiente m . n800 to

a d i 600 d e m a itm400 l ú d a id c a 200 p a C

8.25

El coeficiente m alcanza valores mayores que la unidad en los suelos blandos, por el efecto de la consolidación que se desarrolla en los pilotes. Comentarios. El trabajo experimental de Tumay lo hizo en pilotes hincados en los

0

Fricción media

-9

m = 10 - 9.5 1 - e f

Arcillas Duras

Blandas

00

200 400 600 800 ton. Capacidad estimada con el método m.

Fig. 8.8 Comparación de capacidades estimadas y medidas

8.4

PILOTES EN LA CIUDAD DE MÉXICO

8.4.1

Correlaciones del cono con pilotes de fricción

En el subsuelo arcilloso de la Cd. de México se pueden establecer dos procedimientos equivalentes para definir la capacidad friccionante de un pilote, con base en la resistencia a la penetración del cono eléctrico. Procedimiento A. Varios de los criterios para evaluar la resistencia de fricción, presentados en la Tabla 8.2, tienen la siguiente forma común: f = rq

141

s

c

Aplicando este criterio para estimar la capacidad de carga de un pilote de fricción, hincado en suelos estratificados, conduce a la expresión: 8.27

Qf = qc Al

donde Qf

Capacidad de carga última de pilote de ficción Promedio pesado de la resistencia de punta q cen todos los estratos abarcados por la longitud del pilote Al Área lateral del pilote r Factor adimensional (relación de fricción)

qc

Arreglando los términos de la ecuación 8.27 para facilitar la comparación de resultados, se llega a la siguiente expresión: q=

1 Q

8.28

 A l

Procedimiento B. En la práctica profesional también es común utilizar la siguiente expresión: Qf = c Al

8.29

donde c

Cohesión promedio de los estratos blandos abarcados por la

Arreglando los términos y sustituyendo la correlación establecida en el Capítulo 3, c=

3.3

q Nk

La ecuación 8.29 se transforma a lo siguiente: q = Nk

Qf

8.30

Al

Comparando las ecuaciones 8.28 y 8.30 se puede establecer la equivalencia entre ambas con la siguiente relación: 8.31

Nk = 1



Pruebas de carga. La información experimental recopilada para la verificación de las relaciones establecidas con las ecuaciones 8.28, 8.30 y 8.31 corresponden con nueve pruebas de carga en pilotes, realizadas en seis sitios diferentes de la zona del lago, en los 142


cuales se ejecutaron sondeos de cono eléctrico cuyos perfiles de resistencia se muestran en las Figs. 8.9 a 8.16, junto con las características relevantes de los pilotes y las curvas cargadesplazamiento de las pruebas decarga. Obtención de los factores. Los valores de r y Nk calculados con las ecuaciones 8.28 y 8.30 se presentan en la Tabla 8.8, en la cual se observa que en cinco de los casos, el valor de Nk es muy similar, variando alrededor de 12.5, que para los casos 5 y 6 se eleva a 15.5 y para los casos 8 y 9, resulta de 44.7; por su parte, la variación del valor de r es simplemente el recíproco de N k. Influencia del procedimiento constructivo. Para los pilotes de fricción hincados, el diámetro y la longitud de la perforación son los su factores importantes pueden influir en la capacidad de carga;previa para evaluar efectomás se introduce aquíque el concepto de la calificación de la perforación, según un número que varía de 0 a 1, con la siguiente expresión: Cp = 1-

Dp lp D l

8.32

donde C

p

Dp D

Calificación de la perforación previa Relación del diámetro de la perforación previa entre la

dimensión del pilote lp

Relación entre la longitud de la perforación y la del pilote

l

T abla 8.8. N ° de prueba

Result ados de las pr uebas de car ga en pil ot es

Perfor ación pr evi a

Resul t ados exper im ent ales

DP D

Q f , ton

lP l

Cp

D P D lP l

1 0.83 1.0 0.17 100 2 0.83 0.45 0.59 146 3 0.80 0.26 0.80 115 4 0.75 0.51 0.62 220 5 ? ? ? 84 6 ? ? ? 108 7 0.83 0.92 0.23 81 8 0.94 1.0 0.06 20. 9 0.94 1.0 0.06 20 Relación entre diámetro de la perforación previa y dimensión lateral del pilote Relación entre la longitud de perforación y la del pilote

qc

Valor medio de qc

_

143

Al , m 2

29.0 39.0 32.9 41.0 42.0 58.0 25.2 23.1 23.1

_

qc ,

t on

Fact or es de correlación 

Nk

0.0766 0.0814 0.0794 0.0853 0.0643 0.0638 0.0831 0.0224 0.0224

13.05 12.29 12.59 11.72 15.55 15.68 12.04 44.70 44.70

/m 2

45.0 46.0 44.0 62.9 31.1 29.2 38.7 38.7 38.7

Qf Cp

Carga de falla Calificación de la perforación previa

Al

Area lateral

, N k

Factores de correlación

0 2

5 2

0 2

5 1 m c / g k .7 4 = c q

0 1

²

n o T 5

5 0 2 1

0 1

5

5 m1 m , n ió c a m r 0 o f 1 e D

5

1 = f Q 0

)

2

5 1

0 2

5 2

0 0 n8oT, agr a 4 C 0 3

5 3

0 4

m c / g k 0 . 5 =c q ²

n o T 6 4 1 = f Q 0

0 1

5

m /c g k 0 . 5 =

m /c g k 8 . 3 = c q

²

²

5 1

0

4 2

8 2

5 2

5 3

n o T 0 0 1 = f Q

0

0 4

0 5 1 >

5 8 3 3

m /c g k 9 . 3 = c q

²

5

0 3

0 0 1 m c / g k 2 . 4 = c q

0 2 m m 6 ,n 1 ó i 5 2 c 1 1 a rm 8 o f e D 4 0 1 0

c q

m, dadi d2nuf or P

m o r 5 . P8 x2 á4 M4

0 0 0 0 6 2 4 1 . n1oT, a8gr a C

0

0 6

0 4

0 2

0

not , agr a C

0 1

²

m c / g k .7 6 =

5

c q

5

0 1

5 1

0 2

5 2

m, dadi dnuf or P

144

0 3

5 3

0 4

)

2

m /c g (k c

q ta n u p e d ia c n e t is s e R

0

0 2 0m 3m , n 0 ió c 2a rm 5 0o 1 1f e D 0 8

3 o s a c , n ó ic irc f e d

e t lio p n e a g r a c e d a b e u r P 0 1 . 8 . g i F

2 o s a c , n ió c irc f e d

e t o il p n e a g r ca e d a b e u r P 9 . 8 . g i F

1 o s ca , n ó ic ci fr e d

0 2

4 2

²

c

q a t n u p e d ia c n te s i s e R

0

m, dadi dnuf or P

m c / g k 3 . 4 = c q

m /c g k (

e t o li p n e a rg a c e d a b e u r P 1 .1 8 . g i F

0

)

2

m /c g (k c

q a t n u p e d ia c n e t is s

e R


0 2

2 2

m / g k 1 .1 3 = c q

m / n o t . n2 0 o t m .2 4 2 = 8 4 I = = A / f

f

I

te o il p l e d a rít e m o e

.5 5 1 = k

QA Q N 2

2

m / g k 2 .9 2 = f I f c q QA Q

2 3 =c q

n o t 8 0 1 =f Q

/m n o t n 6 to 2 .8 8 m1 0 8 = 1 5 I = = /A

.7 5 1 =

9 . 3

k

0 1

0 1

=c q

5

q a t n u p e d a i c n te is s e R

m c 0 5 0 2

5 1

m /c g k ( c

m c 0 5

0 . 4

=c q

N

5 1

0 3

9 . 7 5

m c 0 5

G

.9 2 =c q

0

)

2

5 2

0 3

0 0 4

5 3

te o il p n e a rg a c e d a b e u r P 4 .1 8 . g i F

6 o s a c , n icó ci fr e d

e t o il p n e a g r a c e d a b e u r P 3 1 . 8 . g i F

5 o s a c , n ó i cic rf e

m, dadi dnuf or P

/m n 2 to 6 /m n 8 g o t 2 .1 k 8 m = 1 0 8 I 7 1 . . 3 1 5 5 = = /A 1 = f f I = c Q A Q N q

2

m / g k 2 9 . 2 = c

q

0 2

e t o li p l e d a rít e

2 2

/m n to . n 2 0 o t m 2 4 2 = 5 8 4 I . 5 = = A / 1 f f = I Q A Q N

m c 0 3 )

2

5 1

m o e G

m c 0 3

c

0 1

.2 3 =

n to 4 8 =

.0 4 =

9 . 2 =

c

q

c

q

qc

5

Q 0

0 1

5

5 1

0 2

5 2

0 3

5 3

0 4

m, dadi dnuf or P

m / n o t 7 .3 5 = A / f Q ²

n o t 0 2 2

m 6 .9 0 4 = = f I Q A

²

m /c g k .3 8 =

. n to

c

.7 4 1

c

q

0 2 2 =

q

²

/m g k 8 . 4 = . 4 8

q

²

m / g k .0 6

8 . 9 1

=c q

e d a rg a C

f

Q

m .4 0 0

5

0 1

0 5 2

5 1

0 2

5 2

m, dadi dnuf or P

145

²

/m g k 9 .2 6 = c q ²

1 .7 1 1 = k N

xm ac m9 f. .2 e D

c

²

m / g k 6 . 5 =

q ta n u p e d ia c n e t s i s e R

m c 0 3

9 . 7

f

m /c g k (

5 7 . , 0 0 3 = o Ø tr e o m id t iá a d b n n e ó i c mn ó a i r 5 c o rf 1 la e= e PZ R

0

0 2

)

2

5 1

c

0 4 0 1 0 3

. n o t0 2 2 a ll fa

0 2 0 1

0 0 2

0 3

0 5 1

0 0 1

5 3

0 5

m /c g (k

5

0 00 4

q ta n u p e d a i c n te is s e R

e t o il p n e a g r a c e d a b e u r P 2 1 . 8 . g i F

d

4 o s a c , n ó ci irc f e d

0 .0 1

3 s o s a C 2 s o s a C

C n ó i c a r o fr e p a l e d n ó i c a c if li a C

5 .7 0

4 s o s a C

0 .5 0 6 y 5 s o s a C

9 y 8 s o s a C n ó i c a r fro e P

ia v e r p

, m c 3 3 = Ø

0 5 m 0 . 2 2 = L

0 4

0 3 k

0 2 1

0 5

7 s 1 o s s a o C s a C

0 2

5 .2 0

0 1

0

5 8

0 4

5 7

5 7

7 o s a C

0

5 n ó i c ra fo r e P

ia v e r p

, m c 5 2 = Ø

0 1

5 7

0

5

0

0 2

5 1

5 2

0 2 0 3 m m , 0 n 2 ó i c a 5 0 rm 1 1 o f e D 0

5 1

n6ot , ag4 r aC 3

0 1

e t o il p l e cm d 35 íra t m e c53 m o e G 0 3

9 y m8 cs 5o 3s a C

5

)

2

m c / g k ( c q a t n u p e d a i c n te s i s e R

e t lio p n e a g r a c e d a b e u r P 6 1 . 8 . ig F

9 y 8 o s a c , n ó cci i fr e d

00 4

5 3

m, dadi dnuf or P m .5 9 1 = L

0 2 1

0 5

5 7

5 7

n o t 1 8 =

0 4

5 8

0 9

5 7

f

Q 5

0 1

5 1

0 3

0 5 0 6not , a4gr a C 3

te lo i p l e d a ír t e m o e G

m c 0 3

0

0

9 o s a 8C o s a C

m c 5 3

=f 2 Q

7 .1 8 . g i F

o v i ct u rt s n o c to n e i m i d e c ro p

N et nei ci f eo C

0 9

n o t 0

l e d a ic n e u lf n I

p

0 2

m, dadi dnuf or P

146

5 2

0 3

0 2

m m 0, 2n ió c 0a 5 1m 1 r fo e D 0

5 1

0 1

m c 0 3

5

m c 0 3 5 3

00 4

)

2

m /c g (k c

q a t n u p e d ia c n e t is s e

R

te lo i p n e a g r a c e d a b e u r P 5 1 . 8 . g i F

7 o s a c , n ó cci ir f e d


La variación del valor de Nk en función de Cp (Fig. 8.17) muestra que para una calificación Cp mayor de 0.2, el valor de Nk es estable y del orden de 12; la influencia de la perforación empieza a notarse cuando el valor de Cp es menor de 0.2 y para valores de Cp menores que 0.1, la influencia de la perforación previa es tan grande que reduce fuertemente la capacidad de carga, alcanzando valores muy altos de Nk como sucedió en los casos 8 y 9, resultando con ello una capacidad de carga muy baja. Es conveniente aclarar que los casos 7 y 9 corresponden con el mismo predio, son pilotes de longitud y área lateral similares, por lo que al compararse la capacidad del pilote del caso 7 con la 8.15 de losy 8.16). casos 8 y 9, se nota claramente la influencia del procedimiento constructivo (Figs. Análisis estadístico. En la Fig. 8.18 se indica la relación entre qc y Qf /Al descartando los casos 8 y 9. La línea de regresión obtenida tiene la siguiente forma: Q 8.33 qc = 9.49 f + 1.07 Al o bien, de acuerdo con la ecuación 8.29 qc = 9.49 c + 1.07

8.34

Para ambas ecuaciones, se deberá utilizar valores en ton/m2 Esta relación estadística sólo puede aplicarse con reservas en la práctica profesional, puesto que se ha basado en pocos casos experimentales y merece una ratificación más amplia. Además, tiene dos desacuerdos con el conocimiento actual: 10.0 a) La condición inicial qc=11.07 ton/m² carece de explicación experimental. b) Para el rango usual de c= 1 a 8 ton/m² se puede obtener que el valor equiva lente de N k varía e ntre 2 0.5 y 10.9, lo cual difiere del valor de N k = 13, obtenido con los ensayes de laboratorio. Por otro lado, de la Tabla 8.8 se puede obtener que para los casos con Cp mayor que 0.15 (casos 1 a 4 y 7), la media de los valores 147

7.5 2

Nk =11.0

/m n o t

Nk =12.3 Caso 4 Nk =13.0

5.0

A /f Q

Caso 2 Caso 3 Caso 1 Caso 7

2.5

0.0

Línea de regresión Q q c =9.49 f +11.07 AI

Caso 5 Caso 6 0

25

50 75 q c ton/m2

100

Fig. 8.18 Relación entre q c y Q f/A

125

Interpretación de resultados. Comparando los valores obtenidos de las pruebas de carga (Nk = 12.3), y de ensayes de laboratorio (N k = 13), caben dos posibilidades en la interpretación de esta pequeña diferencia: c) El muestreo inalterado de los suelos, junto con el manejo y operación de las muestras en campo y laboratorio, a pesar de todo el cuidado en las maniobras, puede inducir un ligero remoldeo que reduce un 5 % la resistencia de las muestras inalteradas. d) Para una perforación de buena calificación, de Cp mayor de 0.2, el concreto del pilote produce por consolidación un aumento del orden del 5 % de la resistencia al corte de la arcilla que lo circunda. A pesar de que los casos experimentales disponibles son todavía muy reducidos en número, se considera que la capacidad de carga última Qf de un pilote de fricción, se puede determinar mediante las siguientes expresiones: Caso A. En sondeos de estratigrafía muy uniforme qc Qf = 12.3 Al

8.35

donde qc

Valor medio de la resistencia

Al

Area lateral de pilote

Caso B. En suelos estratificados qc Qf = S 12.3 Dl

8.36

donde q

c

DL

Valores medios de cada estrato blando Longitud de influencia

Se aclara que para ambas expresiones los estratos de suelos duros se consideran como si fueran de arcilla blanda, porque seguramente no desarrollan la resistencia que mide 148


8.4.2

Mecanismo de transferencia de carga

La carga aplicada en la cabeza de pilote (Fig. 8.19a) se transfiere al suelo mediante: a) los esfuerzos cortantes que se desarrollan en el fuste, a los que comúnmente se les identifica como la resistencia de fricción del pilote y b) por la condición de esfuerzos cortantes que conduce la punta del pilote, que se reconoce como la resistencia de punta. En pilotes instrumentados con celdas de carga instaladas a distintas profundidades (Whitaker, 1979) se ha podido definir que el mecanismo de transferencia de la carga al suelo evoluciona como se esquematiza en la Fig. 8.19b; se observa que para cargas Q pequeñas (curva 1) sólo se desarrolla fricción a una cierta profundidad, de un valor significativamente menor que el máximo Q. Si la carga Q sigue creciendo (curvas 2 y 3), la profundidad a la que se desarrolla resistencia de fricción se incrementa y empieza a generarse la resistencia de punta; si la carga Q continúa incrementándose, cuando se alcanza la resistencia máxima de fricción (curva 4), ya no se podrá desarrollar más fricción, porque esta componente ya fue movilizada; lo cual requiere de una cierta deformación o hundimiento del pilote de 1 a 3cm para arcillas blandas. En ese momento, se empieza a desarrollar la resistencia de punta del pilote; las celdas de carga demuestran que la curva de transferencia se desplaza paralelamente, hasta que se alcanza el máximo de esacomponente, la que corresponde a la condición de falla del pilote o a la movilización total de las resistencias de fricción y punta (curva 5). Q 0

5

10

qc 15 Qf

5

a rg a C

Qp

Carga total 1 1 Carga de fricción Qf

C

Qf

1 10 m , d a id d 15 n fu o r P

20

2

C


C Pilote

Carga en la punta 1

3

Qp

4

Deformación

5

Q = Fuerza aplicada al pilote QI = Resistencia de fricción

C

Qp = Resistencia de punta 25

1y2

= Curvas de transferencia de carga correspondientes a valores muy pequeños de Q

2y4

= Curvas de transferencia de carga para cargas Q < Qmáx

C=celda de carga Carga

Qp

30 a) Estatigrafía y resistencia de los suelos.

Q máx = Q f + Q p

b) Curvas de transferencia de carga

5

= Curvas transferencia para la cargade máxima, Q = Qmáx

c) Curvas carga deformación

Fig. 8.19 Mecanismo de transferencia de carga de un pilote en arcilla 149

Las curvas de transferencia de carga sólo pueden determinarse con pruebas de carga en pilotes instrumentados, que por su costo y complejidad, sólo se han realizado en programas de investigación del comportamiento de pilotes (Whitaker, 1979); en la práctica de la ingeniería se recurre a las gráficas de carga-deformación obtenidas de las pruebas de carga convencionales, en las que únicamente se puede determinar la curva que relaciona la carga total aplicada al pilote, contra la deformación que se induce (curva A Fig. 8.19c); siendo esta carga total la sumatoria de la fricción (curva B) y de la punta (curva C). Como las curvas B y C no llegan a conocerse, la interpretación convencional de una prueba de carga se basa siempre en la curva A, y la carga máxima se define sin aclarar que la componente de fricción se desarrolla antes que la correspondiente de punta. 8.5

COMENTARIOS

El empleo del cono para el diseño de pilotes es la técnica más usual en los países del norte de Europa. En México la experiencia es todavía muy limitada; sin embargo, seguramente se desarrollará ampliamente, sobre todo por los ahorros de tiempo y costo que permite.

150


9 9.1

PREDICCIÓN DE LA SUSCEPTIBILIDAD DE LICUACIÓN

INTRODUCCIÓN

En los primeros estudios para determinar la susceptibilidad de los suelos de sufrir licuación, se admitía que el dominantedepara saber sirelativa un estrato de arena suelta saturada podría licuarse erafactor su parámetro densidad (Gibbs et al, 1959). Posteriormente se demostró que además existen otros factores que influyen en el comportamiento de materiales granulares bajo la acción cíclica de los esfuerzos inducidos por un sismo. Las investigaciones de Seed e Idriss (Seed et al, 1982), los llevaron a proponer un procedimiento semiempírico para la determinación de la susceptibilidad de licuación de arenas sueltas saturadas a partir de los perfiles de resistencia a la penetración estándar; este procedimiento se ha venido aplicando a los perfiles de resistencia obtenidos con el cono eléctrico, con ventaja sobre los primeros. 9.2

FACTORES SIGNIFICATIVOS

Seed e Idriss ( Seed H. B. et al, 1982 ) identifican los siguientes factores significativos en el fenómeno de la licuación: a) La estructura del suelo. b) La forma de las partículas, que puede ser de redondeada a angulosa, y su distribución granulométrica. c) La edad o envejecimiento del depósito de arena, que con el tiempo puede desarrollar contactos intergranulares y eventualmente alguna cementación, aun permaneciendo sujeta a un mismo estado de esfuerzos. d) El estado de esfuerzos que involucra su historia y trayectoria de cargas, el grado de preconsolidación y el valor del cociente de esfuerzos principales efectivos. La importancia de algunos de estos factores en la susceptibilidad de licuación aún no se precisa y por ello son todavía objeto de investigación; sin embargo, como todos ellos influyen en el comportamiento de las arenas ante cargas cíclicas, en forma semejante en la que afectan su resistencia a la penetración, se recurrió a este parámetro como índice para juzgar la susceptibilidad de licuación de un depósito de arena suelta (Seed et al, 1982). 9.3

MÉTODO PARA ESTIMAR EL POTENCIAL DE LICUACIÓN

El método que se presenta aquí fue el desarrollado srcinalmente para ser usado con sondeos de penetración estándar; sin embargo, como actualmente se tiene más confianza 151

en la prueba de cono eléctrico porque las condiciones del ensaye son más controladas y por la misma razón menos propicias a verse afectadas por errores deejecución, actualmente se prefiere esta técnica sobre la prueba de penetración estándar. El método semiempírico consiste en: a)

Medir la resistencia a la penetración.

b) por

Estimar el estado de esfuerzos inicial así como los esfuerzos cortantes inducidos un sismo.

c)

Definir por comparación estadística si el suelo es susceptible de licuación.

El método se desarrolló para estudiar arenas finas que son los materiales más propensos a sufrir licuación; también se ha aplicado en materiales limo-arenosos cuyo diámetro medio, D50, es menor de 2.5 mm. En el caso de depósitos artificiales de jales de minas que también están expuestos a sufrir licuación y que en ocasiones suelen contener materiales más gruesos como gravas y gravillas, sólo puede aplicarse con reserva, por que no hay suficiente información estadística. 9.3.1

Medición de la resistencia

Considerando que la información experimental sobre la estimación del potencial de licuación se basa predominantemente en pruebas de penetración estándar, se hace necesario establecer correlaciones con la resistencia de punta medida con el cono eléctrico. Idealmente se deberán establecer estas correlaciones para cada sitio en particular. Cuando esto no sea posible, se sugiere aplicar las relaciones para arenas limpias y arenas limosas propuestas por Schmertmann (Schmertmann, 1977): Para arenas limpias: q =c 4 a 5 N 9.1 Para arenas limosas: q =c 3.5 a 4.5 N 9.2 Donde N es el número de golpes para penetrar 30 cm en la prueba de penetración estándar y qc es la resistencia a la penetración medida en el cono eléctrico en kg/cm2 Seed, Idriss y Arango ( Seed et al, 1982) proponen corregir q con un factor que toma en c cuenta el estado de esfuerzos verticales iniciales, introduciendo así el concepto de resistencia modificada: Qc= c qq c 9.3 donde c

Qc Resistencia modificada Factor de corrección q 152


9.3.2 Dete rmin ació n del esta do de esfuerzos

Factor de corrección C q 0 ) ie p / s p l K ( ’o  , a iv t c e f e l a c i rt e v n ó i s re P

0.4

0.8

1.2

1.6

2

El estado de esfuerzos inducidos por un sismo a la profundidad media del estrato cuyo potencial de licuación se define media nte el co cient e t/s¢ 0 siendo t e l esfuerzo cortante debido al sismo y s¢0 el esfuerzo vertical efectivo inicial. Para calcula r t/ s¢ se ut ili za la s igu ien te 0 expresión (Gibbs et al, 1957)(Seed et al, 1982):  =  amáx 0 r g  '0 d ' 0

2

4

6

8

Nota: Esta curva es válida para el cono eléctrico en unidades inglesas

10

Fig. 9.1 Valores recomendados de Cq (Tamez, 1985) 9.4

donde g a b

Aceleración de la gravedad máx Aceleración máxima que podría presentarse duranteun sismo Parámetro empírico

Los factores que intervienen en la ecuación 9.4 son los siguientes: a) La amplitud del número significativos de carga-descarga contenidos en la excitación sísmica,dey ciclos la intensidad del sismo se toman en cuenta a través de los parámetros b y a máxrespectivamente. b) con

El estado de esfuerzos en el sitio a la profundidad estudiada se toma en cuenta el cociente entre los esfuerzos verticales totales y efectivos

c)

Las oscilaciones de la columna de suelo se consideran con el parámetro r d

Determinación de b. Este parámetro convierte la historia de aceleraciones sísmicas, constituida por una serie de puls os irregulares en amplitud y frecuencia, en otra serie de ciclos de aceleración, amplitud y frecuencia uniformes cuya energía es equivalente a la del acelerograma srcinal. También se relaciona una magnitud M del temblor. En la Fig. 9.2 se puede observar la influencia de la magnitud del temblor en el potencial de licuación. Determinación de a máx. La aceleración máxima depende de la sismicidad de la zona en estudio; se han publicado cartas de sismicidad de la República Mexicana en donde se proporcionan las distribuciones de las aceleraciones máximas esperadas para diversos 153

períodos de retorno. En (Esteva, 1970 y 1988) se presentan dos de éstas donde se establecen los criterios para modificar las aceleraciones esperadas para terreno firme, por los efectos de amplificación que sufren las ondas sísmicas al atravesar un depósito de suelo. Determinación de r d. La amplificación de

0.5

0.4

M

‘v /

=

-1 5

/4

6 = M

= M

-3 6

/4 M

=

7

-1

/2 M

8 =

-1

/2

v a

, a c li 0.3 c i c n ó i s e r p 0.2 e d n ó i c a l e R 0.1

las ondas sísmicas al atravesar un depósito de suelo, desde la base hasta su parte superior, depende del contenido de Curvass aplicadas para condicíones frecuencias, de las aceleraciones donde 'v <1, toneladas por pie² incidentes en la base del depósito y de las 0 10 20 30 40 propiedades dinámicas de los suelos; así la Resistencia a la penetración modificada N 1 , golpes/pie magnitud de las aceleraciones dentro de la masa de suelo disminuye con la Fig. 9.2 Gráfica para la evaluación del profund idad. El par ámetro r d toma en potencial de licuación de arenas para diferentes cuenta esta reducción y se puede obtener a magnitudesdesismos( Seed et al, 1982 ) partir de la Fig. 9.3. Para depósitos poco profundos suele aceptarse que un valor medio para este parámetro es r d= 0.9. r =

9.3.3 Comparación estadística A partir de investigaciones de campo, Seed eIdriss( Seed et al, 1982 )lograronrecopilar información que permite definir para sitios y profundidades particulares, el esfuerzo sísmico normalizado t/s' 0 y la resistencia modif icada Q c, distingu iendo ent re depósitos que sufrieron licuación y aquellos en los que no se presentó el fenómeno. La Fig. 9.4 presenta la gráfica obtenida para sismos de magnitud M = 7.5. Para juzgar si un depósito de suelo es susceptible de licuarse deberán calcularse la resistencia modificada, Q y el cociente t/s' segú n lo expue sto en lo s inciso s anteriores. Estos dos valores definen un c

0

154

d

0

20 s e i p 40 , d a id d n fu 60 o r P

0.2

( max )d ( max )r

0.4

0.6

0.8

Valores promedio Rango para diferentes perfiles de suelos

80

100

Fig. 9.3 Rango de valores de r d para diferentes perfiles de suelos (Seed et al, 1985)

1.0


Influencia de la magnitud del temblor. La magnitud del temblor de diseño modifica las ordenadas de la Fig. 9.4; en la siguiente tabla se presentan los factores por los cuales deben multiplicarse los cocientes t/s'0, en función de la magnitud del sismo. 0.8 Gráfica equivalente a la fig 9.1, pero en unidades métricas

o

a =0.65 gmáx

o o

rd =0.26

0.6

Cq 0

1

2

3

o

 /

0.4 Licuable 0.2

1

No licuable Qc=2(60)=120kg/cm²

)² m /c 2 g k (

50

0

100

150

Resistencia modificada Q c =CQ qc

o



200 Kg/cm²

Donde:

3 máx

g

o

4

o rd

Aceleración maxima de sismo de diseño = 2.4 m/seg² Aceleración de la gravedad Esfuerzo vertical a la profundidad medida del estrato= 0.5 kg/cm² Esfuerzo vertical efectivo=0.27 kg/cm² Factor de reducción = 0.9

a) Determinación del factor de corrección C q b) Susceptibilidad de licuación a partir de la resistencia de punta del cono eléctrico (q c)

Fig.9.4A nálisisdelicuación(

Seed et al, 1982 )

Tabla 9.1 Factores de Corrección Magnitud del sismo 8.5

Factor de Corrección para /’ 0 0.89

Curvas Q c-t/s'0 para arenas con finos. Las con diversos porcentajes o arcillas también pueden licuarse, aunque su arenas susceptibilidad es menor que la dede laslimos arenas limpias. Para materiales granulares con finos y con diámetro medio, D50, menor de 2.5 mm se han construido curvas de Qc contra t/s'0 (Fig. 9.5). 155

a) Arenas limpias D50>0.25 mm 0.5

b) Arenas limosas D50<0.15 mm

Magnitud=7 1/2

Susceptibilidad de licuación de las arenas de Otapan

Magnitud=7 1/2

Casos analizados Clave Licuable

0.3

'o /s d

Naf: 4.50 m Punto A Naf: 4.50 m Punto B Naf: 1.00m punto A

Licuable

0.2 No licuable No licuable

0

50

1001

50 200

0

50

100

Naf: 1.00m punto B

150

Resistencia de punta modificada, Q c (kg/cm 2)

Caso 1

Caso 2

Elev. punto 0.00m Elev. punto A: B:-7.50m

Fig. 9.5 Correlación entre el potencial de licuación y la resistencia a la penetración, prueba CPT (Seed et al, 1983)

9.4

EJEMPLO DE APLICACIÓN

Se desea conocer la susceptibilidad de licuación del suelo de cimentación de un dique construido en una zona pantanosa. El sitio se localiza en una de las márgenes del Río Coatzacoalcos al oriente de la ciudad de Minatitlán. Después de la construcción del dique se llevó a cabo un sondeo de cono en donde la penetración se inició desde su corona (Fig. 9.6); la Fig. 9.7 presenta un esquema del dique y de la estratigrafía simplificada usada en el análisis de licuación. 0

0

5

5

10

10

m , 15 z d a d i d n u f 20 ro P

m , 15 z d a d i d n u f 20 o r P

25

25

30

30

Dique Coatzacoalcos km 1+100 Elev.

35

35 0

5

10

15

20

0

25

Resistencia de punta qc (km/cm 2)

Fig. 9.6 Sondeo SC-13, Dique Coatzacoalcos 156

50

751

00


6.0 Name elev 4.5m

Caso 1

4.0 2.0 m , n ó i 0.0 c a v le E

-2.0

Terraplén =1.65 t/m³ Elev 1.0m

Caso 2

A Arcilla blanda

Elev 5.5m Caso 1 Elev 4.5m Terraplén Caso 2 Elev 1.0m

=1.40 t/m³

Arcilla blanda -4.0 Arena -6.0

Elev-2.5m

Arena suelta

³ =1.60-1.50 t/m

Elev-7.5

suelta qc= 30 kg/cm ²

B

Fig. 9.7 Estratigrafía simplificada para el análisis de licuación basada en el sondeo SC-13

Se estimará el potencial de licuación a dos profundidades: 1) en el contacto entre el suelo natural y el dique (punto A); y 2) bajo el nivel del terreno natural a 7.5 m de profundidad (punto B). Se consideran dos posiciones del nivel freático: 1) a la elevación + 1.0 m y 2) a la elevación de aguas máximas del río, +4.5 m. Por simplicidad se consideran distribuciones hidrostáticas de presión de poro para el estudio. Se admite que la aceleración máxima es del orden de 0.12 g y que la magnitud del sismo de diseño es M = 7.5 Se calculará primero la resistencia modificada con la ecuación 9.3 y la Fig. 9.1, para las dos elevaciones del NAF. Los cálculos se resumen en la Tabla 9.2. Tabla 9.2 Determinación de la resistencia modificada Prof. 5.5

Qc, kg/cm²

0, kg/cm²

15

0.91

Elev. del NAF = +1.0 m kg

’ 0, /cm²

cq

0.91

1.5

Elev del NAF = +4.5 m

Qc, /cm² ’ 0, kg/cm² kg

22.5 27.0

0.45

cq

Qc, kg/cm²

1.6

24 39

Se calculará ahora el cociente /’ 0 con la ecuación 9.4; adoptando los valores de  = 0.65 , a máx /g = 0.12, r d = 0.9 se tiene:

   0.07 o ' ' 0

9.5

0

157

En la Tabla 9.3 se dan los valores calculados de t/s'0 para las profundidades mencionadas. Tabla 9.3 Valores calculados para/’ 0 Prof, m.

0, kg/cm²

5.5

0.91



kg

’ 0, /cm²

0/’ 0

/’ 0

’ 0, kg/cm²

0/’ 0

/’ 0

0.91

1.0

0.07

0.46

2.00

0.14

En la fig 9.5 se graficaron los pares de valores Qc y t/s'0 indicados en las Tablas 9.2 y 9.3 para el caso de arenas limpias y arenas con finos. Con base en esta figura se define cuáles puntos son susceptibles de licuarse y bajo qué condiciones. De la Fig 9.5 se concluye que si las arenas son limpias, el único caso en el que no se presenta la licuación es en el punto A, cuando el nivel de aguas se localiza a 4.50 m de elevación. Cuando las arenas están contaminadas con finos aumenta notablemente su resistencia a la licuación y solamente el punto B podría sufrirla, si el nivel de aguas se encuentra a 4.50 m de elevación. A partir de los valores de la resistencia modificada de campo, Qc y los valores de la curva que marca el umbral para que se presente la licuación, se puede definir un factor de seguridad contra la licuación, Fl, para valores del cociente t/s'0. Fl =

Qc

9.5

Qcl

en donde Q cl es el valor menor de la resistencia de punta modificada para que no exista licuación.

P Clasificación Penetración r o Indirecta y Estándar 0 f N 20 m. I D Directa 0 0

0

1 2

9.5 SO ND E O S T ÍP I C OS EN DEPÓSITOS LICUABLES

3 4 5

Muchos de los depósitos de arena suelta que suelen encontrarse en las costas del litoral mexicano en los estados de Jalisco, Michoacán, Guerrero, Oaxaca y Veracruz, podrían ser susceptibles de licuarse, en especial si se trata de depósitos deltáicos. Sin embargo, son muy pocos los sitios que se han Se tiene, por ejemplo, casos bienexplorado. documentados de licuación en Lázaro Cárdenas, Mich., pero es muy escasa la información con el mismo nivel de detalle para otros lugares de la costa mexicana del

6 7

Arena fina, cafe Arcilla limosa gris, con manchas café Lente de arena fina negra

Resistencia en la punta, qc 5 10 Fricción en la comisa fs 5 10

N=40 N=25 q fs

c

Arena gris, limosa con conchas aisladas

8 9 10

Arcilla girs limosa

11 12 13 14 15

158

Fig. 9.8 Sondeo en Coatzacoalcos

15 15 16.7 53.0 94.3 109.5 95.6 84.9 57.2 28.2 15.8 22.9 21.0 17.8 27.1 31.2 29.7 26.9 19.0 15.4


Pacífico. En la Fig. 9.8 se ejemplifica un sondeo de cono realizado en la ciudad de Coatzacoalcos, Ver., en un sitio susceptible de sufrir licuación, mientras que el de la Fig. 9.9 ilustra el caso de un sitio en Lázaro Cárdenas, Mich. 0 0.5 CH

1.0

m , d a d i 1.5 d n fu ro P 2.0

SP

2.5

3.0

0

10

20

30

40

50

60

70

Resistencia de punta (kg/cm ² )

Fig. 9.9 Sondeo en Lázaro Cárdenas

Descripción del suelo

0 1

Limo con arena fina NAF

2

qc en kg/cm² 10 203 0 40

Relación de fricción 10 20 30 40

Distribucion de esfuerzos kg/cm² 0.4 0.8 121 6

N Número de golpes 4 8 12 16

98

63 65

3 m4 , d a id d 5 n fu o r P6

Arcilla Limo fino y arenas

50

Arcilla Limo fino y arenas

s

v

30

'v

Arcillas 7 8

Arcillas limosas

30

Arcillas 9 Arenas finas

76

10 i

Densidad relativa, %

Fig. 9.10 Perfiles de dos sondeos, uno de cono eléctrico y otro de penetración estándar en Mexicali (Díaz Rodríguez, 1984) 159

En el Valle de Mexicali y en su prolongación hacia el norte, el Valle Imperial de California, se han licuado repetidas veces los depósitos de arena depositados por el Río Colorado. Muchos de los casos de licuación en el Valle Imperial han sido documentados y descritos en diversas publicaciones. La Fig. 9.10 presenta un sondeo de cono realizado en el Valle de Mexicalienunsitioconaltopotencialdelicuación( Díaz Rodríguez, 1984 ). Finalmente, el sondeo presentado en la fig 9.11 ejemplifica un sondeo de cono ejecutado en la población de Huatulco, Oax. En una zona pantanosa que contiene arenas finas susceptibles de licuarse. Prof. en m. 0

100 2

Presión en la punta, kg/cm ² 200 300 Fricción en la camisa, kg/cm ² 4 6

Relación de Fricción % 2468

5

Avance con broca tricónica 2 15/16 Ø de 6.10 a 11.60 m de profundidad 10

15

20

25

30

35

Fig. 9.11 Sondeo en Huatulco 160

Observaciones y suelo inferido.


9.6

COMENTARIOS

La metodología expuesta permite evaluar la susceptibilidad de licuación de un depósito de arena suelta sin mucha dificultad. El uso del cono eléctrico para estos fines seguramente se difundirá con mayor profusión en el futuro pues las deficiencias intrínsecas de la prueba de penetración estándar se reconocen cada vez con mayor amplitud. Sin embargo, dependiendo de la magnitud, importancia y naturaleza del proyecto, la evaluación de la susceptibilidad de licuación en algunos casos podría requerir no sólo de pruebas de cono sino de ensayes adicionales en el laboratorio, así como estudios analíticos sobre la respuesta sísmica de los depósitos de arena suelta.

161

162


10 10.1

CONTROL DE LA COMPACTACIÓN DE SUELOS GRANULARES

INTRODUCCIÓN

En este capítulo se presentan dos experiencias técnicas en las que los conos estáticos y dinámicos ofrecieron el camino más racional para el control de la compacidad de suelos granulares: el primer caso es el de las arenas de un terraplén, colocadas como relleno hidráulico o como relleno convencional y posteriormente compactadas con rodillos vibratorios y paso de vehículos; el otro caso es el de aluviones naturales compactados mediante el procedimiento de compactación dinámica, previamente al desplante de una presa sobre ellos. 10.2

CONTROL DE LA COMPACTACIÓN DE ARENAS

10.2.1 Metodología experimental Técnicas disponibles. La determinación de la compacidad de las arenas es un problema que, por su complejidad (ASTM,1972), ha dificultado el desarrollo de técnicas de control de amplia aceptación; el procedimiento tradicional de control, mediante calas volumétricas, está limitado por su lentitud y sobre todo porque no puede aplicarse bajo el nivel freático. El penetrómetro manual tipo USBR (United States Bureau of Reclamation) desarrollado para el control de la superficie de compactación, es una herramienta ampliamente difundida en Europa, pero tampoco se puede utilizar por debajo del nivel freático. Práctica actual. Las limitaciones de las técnicas mencionadas han obligado a recurrir a la prueba de penetración estándar (Moorhouse et al, 1969) o ala de cono eléctrico (Sanglerat, 1972); esta última se ha utilizado con ventaja en casos de diques y terraplenes de arena similares a los que se describen en este capítulo (Schmertmannm, 1970 y 1977) y por ello seguramente se desarrollará para la determinación y control de la compacidad de las arenas. 10.2.2 Correlación entrela compacidad yla prueba de cono Investigaciones experimentales. Varios investigadores han estudiado esas correlaciones: J. H. Schmertmann (Schmertmannm, 1977) ha realizado contribuciones significativas que, junto con el más reciente trabajo de G. Bladi (Bladi et al, 1981) complementan y aclaran la influencia de las condiciones de esfuerzo en la resistencia de punta del cono eléctrico. La Fig. 10.1 tomada de ese trabajo permite estimar la densidad relativa (compacidad) de una arena, conociendo la resistencia de punta del cono y el esfuerzo efectivo al que está sometida; ese último se deduce de la profundidad, peso volumétrico y posición del nivel freático. Es importante señalar la vaguedad de la Fig. 10.1 para el caso de pruebas a profundidad somera (menor de 2 m.). 163

Resistencia de punta q c (kg/cm 2) 100 200

0

DR

300

Arenas saturadas NC =10 0%

(Schmertmann, J. H., 1977)

10 Compacidad DR inicial % DR final %

20

80 %

Condiciones de frontera CF-1 CF-3

Media

42.4

46.9

Densa

69.9

72.4

CF-1 CF-3

Muy densa

91.0

92.6

CF-1 CF-3

(CF-1) =  y  h constantes (CF-3) = v constante y E h=0 NC = Normalmente consolidadas

60 %

30

Fig. 10.1 Correlación de la resistencia de punta con el esfuerzo vertical efectivo en arena seca normalmente consolidada (Bladi et al, 1981)

Condición de las arenas. La correlación de la Fig. 10.1 es aplicable a las arenas secas normalmente consolidadas (arenas NC), que son aquellas en las que el esfuerzo vertical que actualmente las confina no ha cambiado y por estar secas no hay influencia del nivel freático; estas condiciones son sensiblemente compatibles con las de arenas depositadas por un río, corrigiendo el esfuerzo vertical por la flotación de la arena. En cambio, para arenas compactadas que se asemejan a las preconsolidadas (arenas OC), que son las que actualmente soportan un esfuerzo vertical menor al que geológicamente han soportado, no se ha desarrollado una correlación tan confiable y por ello se emplea la corrección propuesta por J. H. Shmertmann (Schmertmann, 1977): qcOC

donde

qcOC qcNC

a

  k OC   qcNC 1  a NC  1   k

10.1

Resistencias de pun t a de arenas preconsoli dadas y normalmente consolidadas respectivamente

Coeficient e de cor r elación arenas muy densas: arenas densas: arenas medias: compact as:

0.36 a  0.57 0.67   a  0.95 0.95  a  1.00 a= 1

k OC k NC Relaciones de Poisson de arenas OC y NC 164


En las pruebas que se describen más adelante no se aplicó esta corrección, porque tratándose de mediciones someras resulta poco significativa. 10.2.3 Pruebas de cono Objetivo. Intentar correlacionar la resistencia de punta del cono eléctrico con la compacidad de arenas, realizando las pruebas de campo que permitieran establecer una base experimental que lo justificara. Equipo de medición. Las pruebas de cono eléctrico se hicieron con un aparato de 13.6 cm²de área, de 60° de ángulo de ataque, hincado con una velocidad de 1 cm/seg; el sistema hidráulico de carga se instaló sobre un vehículo semianfibio capaz de transitar sobre arena suelta y fango. 10.3

PRUEBAS DE COMPACTACIÓN

10.3.1 Programa de pruebas Variables significativas. El programa de pruebas de compactación incluyó la construcción de terraplenes de prueba y de algunos tramos experimentales de compactación con el propósito de precisar la influencia de las siguientes variables más significativas: a) Espesor del terraplén (H). La capa de arena no compactada tuvo espesores entre 1.0 y 2.0 m, por lo que se consideró conveniente que la variable H tuviera esos dos valores. b)

Número de pasadas (N). Se esperaba que esta variable N tuviera un rango entre 5

y 15 veces, aunque podría extenderse a 20. c) Tiempo de humedecimiento (T). Es usual que el humedecimiento de las arenas se haga 12 horas antes de la compactación; sin embargo, fue de utilidad definir el tiempo mínimo en que podría hacerse esta acción, ensayando con lapsos de 1 y 3 horas. d) Peso volumétrico (gs). En las pruebas de compactación se buscó alcanzar el peso volumétrico seco determinado en el laboratorio con pruebas proctor estándar (1,650 kg/m3), así como evaluar este peso en la zona de transición del contacto con el suelo natural. e) Resistencia de punta (qc). Se consideró que la resistencia de punta del cono eléctrico podría servir para definir los resultados de las pruebas de compactación; el cono tiene una precisión de 75 gr/cm 2 y se hincó con velocidad de 1 cm/seg. La información sobre el tramo superficial, de 0.0 a 0.4 m de profundidad, no es confiable, la de penetración del cono srcina fisuras y expansión; confiable aporque condición obtener correlaciones locales con otras pruebas. más abajo es f) Programa de pruebas. En la Tabla 10.1 se muestra el programa de pruebas de compactación. 165

Equipo de compactación. En la ejecución de las pruebas de campo se utilizaron tres rodillos vibratorios: dos ligeros, SP-54 y VAP 70, para dar una superficie en la que pudiera transitar el rodillo pesado SP-65; las características principales de esos equipos son: a)

Compactador Intermedio 1 (Ingersoll-Rand SP-54) Peso total: 8,910 kg. Fuerza centrífuga: 18 700 kg. Frecuencia de vibración: 1,825 VPM ( 30.4 Hz). Dimensiones del tambor: 142 cm; ancho = 213 cm; espesor = 2.5 cm.

b)

Compactador Intermedio 2 (Muller VAP-70) Peso total: 9,300 kg. Fuerza centrífuga: 21 000 kg. Frecuencia de vibración 1,150 a 1,500 VPM (19.1 a 25.0 Hz). Dimensiones del tambor: 150 cm; ancho = 214 cm .

c)

Compactador Pesado (Ingersoll-Rand SP-65)

Peso total: 21,100 kg. Fuerza centrífuga: 40,000 kg. Frecuencia de vibración: 1,400 VPM (23.3 Hz). Dimensiones del tambor: 152 cm; ancho = 254 cm; espesor = 5.0 cm. 10.3.2 Evaluación de las técnicas de control Descripción. La prueba preliminar PC-1, efectuada para evaluar la metodología y entrenar al personal en el empleo del equipo y siste mas de medición, se realizó en un sitio de 25 x 25 m, en el lado izquierdo del dique; el materi al se compactó con 15 pasadas del rodillo SP-65, sin agregar agua de humedecimiento. Sondeo de cono. Se hicieron 5 sondeos hasta 4.5 m de profundidad antes de la compactación (P1 a P5) y otros 4 posteriormente a la compa ctación, ubicados como se señala en la Fig. 10.2. Resultados de prueba. Durante la compactación se observó que el rodillo li gero VAP-70 dejaba una superficie lisa y aparentemente compacta, en la que no pudo operar satisfactoriamente el rodillo pesado SP-65, incluso fue necesario jalarl o con un tractor lográndose hacer 15 pasadas, pero fue evidente que trabajó inadecuadamente.

166


Tabla 10.1 Programa inicial de pruebas de compactación Prueba H

Objetivo de Prueba Evaluación de la Influencia del tiempo de Influencia del número de

Influencia del número de

H T N X

T

N -

PC-1

-

-

PC-2 PC-3 -

1 1 1

1 3 X

5

PC-4

1

X

15

-

2 2

X X

5 10

PC-5

2

X

15

Comentario Para ensayar equipo y técnica Se hizo con 10,15 y 20 pasadas Se hizo con 10,15 y 20 pasadas Suprimida * Sólo se determinó la condición Suprimida ** Suprimida Sólo se determinó la condición

Espesor del terraplén de arena * Pruebas suprimidas después de Tiempo de humedecimiento realizar las pruebas PC-2 y 3 Número de pasadas del compactador SP-65 Tiempo que puede ser 1 ó 3 hrs C L 4

20

5 P1

P4

P1A PA6

15

P2A

Control compactación

0

1

P3

P7

Orilla del terraplén

1 m , z d a id2 d n u f o r P

Arena compactada

P5

P2

3

5 Eje del dique

Antes de la compactación

4 0


Dimensiones en m Condición inicial P2 8 Pasadas P2A

Después de la compactación

Fig. 10.2 Croquis de localización de la prueba PC-1

Aclaración: El material perdió Compacidad

Fig 10.3 Pruebas P2 y P2A

En la Fig 10.3 se presentan los sondeos para la prueba SP-2 antes y después de la compactación, que demuestran que los resultados fueron muy pobres y que es indispensable el humedecimiento previo; por otra parte, sin embargo, esta prueba confirmó que las mediciones con cono eléctrico detectan con precisión los cambios de compacidad que induce la compactación en las arenas. 167

10.3.3 Influencia del tiempo de humedecimiento Descripción. Para definir la influencia del tiempo de humedecimiento se hicieron dos pruebas: PC-2 y PC-3 (Tabla 10.1), con tramos de prueba de 12 x 15 m (Fig. 10.4) y espesor de arena H = 1 m; el humedecimiento de la arena se logró manteniendo un tirante de aproximadamente 3 cm durante los dos tiempos preseleccionados: 1 y 3 horas. La compactación se hizo pasando inicialmente el rodillo VAP-70, hasta mejorar la superficie con 10 pasadas y después se compactó con el rodillo SP-65, dando otras 10 pasadas, a continuación se dieron otros dos ciclos de 5 pasadas (15 y 20 en total). Sondeos de cono. Se realizaron los 10 sondeos de cono que se indican en la Fig. 10.4 (identificados como SP-10 a 19), hasta 3.2 m de profundidad, para definir la compacidad inicial del depósito de arena. Las Figs. 10.5 y 10.6 muestran dos de los sondeos centrales, marcando con línea llena la condición inicial. Después de cada etapa de compactación se hicieron nuevos sondeos, en puntos cercanos a los iniciales, para definir de esta manera el efecto de aplicar 10, 15 y 20 pasadas. N

12.0m

Resultados de las pruebas. El sondeo SP-11 H=2.0m T=3 hr 20 18 (Fig. 10.5) corresponde con el tramo compactado con tiempo de humedecimiento 50m (tipo) de una hora, mientras que el sondeo SP-16 15 19 24 17 23 21 15.0m (Fig. 10.6) corresponde con el tramo 50m (tipo) humedecido durante 3 horas. La 16 22 comparación de las figuras permite concluir PC-4 PC-3 que esos tiempos de humedecimiento H=1.0m T=1 hr tienen la misma influencia, con lo que esta 12 25 variable resulta poco significativa para tiempos mayores de una hora. En cambio, 13 29 11 14 26 28 16.0m en los sondeos de ambos tramos de prueba surge claramente que la resistencia inicial 10 27 es del orden de 35 kg/cm2 y que, después de PC-5 PC-2 15 pasadas, se logra una resistencia de 60 9 kg /cm 2 ; tam bié n se ob ser va qu e al Sondeo de cono (sp) 1.0m 8 aumentar el número de pasadas ya no se PV-1 incrementa la compacidad. Fig. 10.4 Identificación de los sondeos de las pruebas PC-2 a 5 y PV-1

Pesos volumétricos. En estos tramos de prueba se hicieron calas cercanas a los 6 sondeos de cono, para determinar los pesos volumétricos secos de la arena; el nivel fréatico limitó la profundidad de las mediciones a menos de un metro. Los valores medidos, así como los porcentajes de compactación se resumen en la Tabla 10.2; los pesos volumétricos medidos muestran la tendencia a disminuir con la profundidad, pero no se pueden correlacionar con la resistencia de punta, porque corresponden con la profundidad a la que el cono no es confiable (40 cm). Como esta limitación se presenta también en el control de la compactación, se hizo necesario hacer las pruebas de compacidad relativa que se describen en el inciso 10.4. 168


Tabla 10.2 Pesos Volumétricos de los Tramos PC-2 y PC-3 Tramo Sondeo Prof. (m) 0.13

Tramo Sondeo Prof. (m) 0.13

PC-2 SP-11

SP-10

D 1.63

w

14.3

99

D 1.74

w

24.2

13.8

94

D 1.78

w

14.9

SP - Sondeo de cono  D - Peso volumétrico seco en ton/m3

D 1.82

% 109

D 1.81

w

13.8

% 111

SP-18 w

11.1

% 111

w - Humedad en % % - Porcentaje de compactación



0

0

1

1 Condición inicial

m , z d a id2 d n fu o r P

15 pasadas 20 pasadas Tiempo de saturación: 1 hora

25

50

Condición inicial

m , z d a d i d2 n u f o r P

10 pasadas

3

4 0

SP-12 % 106

PC-3 SP-17

SP-16

D 1.55

w

10 pasadas 15 pasadas 20 pasadas Tiempo de saturación: 3 hora

3

4 0

75


25

50

75


Fig. 10.5 Prueba SP-11

Fig. 10.6 Prueba SP-16

Penetrómetro manual. Este dispositivo, desarrollado por el USBR, se ensayó para evaluar su aplicabilidad para el control de compactación superficial y complementar la información que se obtiene eléctrico; en la Fig. 10.7 seenconsignan características (Marsal, 1986)con y enella cono Fig. 10.8 la información obtenida los tramos sus CP-2 y CP-3. La revisión de estos datos hace evidente la utilidad que tendría este aparato para el control de la compactación, como complemento en las determinaciones eficientes de los pesos volumétricos. 169

73.30 cm

Bronce

Resorte calibrado

A B C

D EFG A=5.0 cm²

Acero

A' B' C'

Madera

Acero

Tubería galvanizada

A=2.0 cm²

D' E'F 'G ' Aluminio Bronce

A=1.0 cm²

12345678 Escala graduada

A=0.2 cm²

6.0 CorteA-A'

CorteC-C'

CorteB-B'

CorteC-C'

CorteD-D'

CorteG-G'

L 4.0 a r tu c e2.0 L

CorteF-F'

0 012

5

10cm

F

0 =

L .8

2.0

4.0

Fuerza F, kg

Fig. 10.7 Penetrómetro portátil USBR

TramodepruebaNº2

TramodepruebaNº3

12

12

14

14

18

22

12

15

12

27

30

30

27

30

25

30

30

16

7

30

30

30

30

26

30

30

30

30

29

30

26

24

26

18

18

24

30

26

25

30

30

24

20

17

18

10

6

24

26

29

29

14

13

11

14

4

13

20

16

13

17

20

2.5m

19 2.5m

Rp >30 20
Marca 3.Ø

R <20 Rp Resistencia a la penetración en kg/cm ²

Nota: En la prueba se utilizó una punta de 2 1.6 cm de diámetro (A=2.0 cm ) y se lecm) hizo penetrar 3 diámetros Ø (4.8

Ø

Fig. 10.8 Control de la compactación con penetrómetro manual 170


10.3.4 Espesor compactado Descripción. Para conocer la profundidad a la que el rodillo vibratorio pesado (SP-65) puede compactar, se propuso hacer dos pruebas en capas de arena de 1 y 2 metros (Tabla 10.1) y comparar las resistencias de punta que pudieran lograrse. Es importante destacar que este problema ha sido investigado en dos casos muy similares a los aquí descritos (Schmertmann, 1970) y, en uno de ellos, Schmertmann concluye que con los rodillos vibratorios pesados se pueden compactar arenas en estratos de más de 2 m de espesor. Para estudiar este aspecto se prepararon los tramos PC-4 y PC-5 (Fig. 10.4), donde se realizaron cinco sondeos de cono para definir las condiciones iniciales de cada sitio; los sondeos centrales SP-21 y 26 (Figs. 10.9 y 10.10) son representativos de cada uno de los sitios con espesor de arena de 1 y 2 m respectivamente. Interpretación de sondeos. En estos dos sondeos se midieron resistencias iniciales de punta entre 45 y 55 kg/cm 2, que implicaban un efecto de compactación previa, seguramente resultado del proceso de depositación del material; como esta condición de compactación inicial oscurecería la influencia del rodillo vibratorio, se decidió no continuar con esta prueba; después se comprobó que la influencia de compactación era de Control compactación

Control compactación 0

0

1

1

m , z d a d i2 d n u f o r P

m , z d a d i2 d n u f o r P

Condición inicial Espesor del terraplén: 1 m

3

4

0

25

50

Espesor del terraplén: 2 m

3

4

75


0

25

50

75


Fig.10.9 PruebaSP-21

10.4

Condición inicial

Fig.10.10 PruebaSP-26

DETERMINACIÓN DE LA COMPACIDAD RELATIVA

10.4.1 Objetivo La incertidumbre de la correlación entre la resistencia del cono eléctrico qc y el peso volumétrico seco gs obtenido de las calas, hizo necesario realizar pruebas que permitieron una correlación confiable, al menos, de los estados suelto y compacto. 171

10.4.2 Condiciones de compacidad En las pruebas de campo se intentó reproducir las condiciones extremas de compacidad en condiciones de saturación y drenadas, como se muestra en el siguiente diagrama: Bajo agua SUELTA Drenada ARENA Bajo agua COMPACTA Drenada 40

Condición suelta. Se logró sedimentando gradualmente la arena en el recipiente de la Fig 10.11, bajo dos condiciones: a) con flujo ascendente de agua, que aunque lento permitió eliminar las partículas más finas, y b) sin flujo alguno de agua, que generaba un espécimen con finos.

Cono de depositación

Compuerta de control

30

Tirante de las pruebas depositadas bajo flujo 15

10

5

Operacion de la valvula x

Condición compacta. Se logró vibrando el recipiente colocando la arena en capas de 20 cm de espesor, vibrándolas durante 4 minutos con un vibrador pesado para concreto; se comprobó que tiempos mayores de vibrado no sólo no incrementan la compacidad, sino hasta la reducían. Se intentó también compactar con varillado, pero no funcionó satisfactoriamente; las muestras ensayadas eran con finos y lavadas.

Estanco Flujo ascendente

60

Drenaje Espécimen compactado

Cilindro de acero, de 60 cm de diámetro Malla

20

Filtro arena gruesa (3-7 mm)

3/4" Ø Válvula

60 Acotaciones en centímetros

Fig 10.11 Recipiente para pruebas de compacidad

10.4.3 Resultados obtenidos Mediciones experimentales. En la Fig 10.12 se muestran los resultados obtenidos con estos especímenes de 60 cm de diámetro y 50 cm de altura y en la Tabla 10.3 se expresan numéricamente. 172


z cm 0

40



qc 120 1600

80

qc

z cm 0

s

1800

40

80



120 1600

CA-4

CA-5

CA-3 20

20

Drenada

20

Drenada

Saturada 40

40

60

60

60

a) Arenacompacta

a) Arenacompacta



qc

z cm 0

5

10

15

1400

z cm 0

s

1600

CA-2

20

15

CA-7

CA-1

1400

s

1600

CA-7

20

Saturada

CA-1

60 Saturada

40

40

60

60

b) Arena suelta

40

CA-8

60 b) Arena suelta

A) Resistencia a la penetración en arena sin finos

Tramo significativo

10 CA-8 Drenada

20 Drenada



qc 5

CA-2

20

40

CA-6

40 CA-4

Saturada

60

20

CA-6 CA-5

40

s

1800

B) Resistencia a la penetración en arena con finos

q c Resistencia de punta en kg/cm 2

Z Profundidad, cm

 Peso volumétrico 2 s

seco en kg/m

Fig 10.12 Pruebas de compacidad de las arenas Tabla 10.3 Pruebas de compacidad Condi ción de la arena Suelta

Sin fi nos Con finos

Compacta

Sin fi nos Con finos

en kg/cm² 2.4 – 3.9 8.0 – 9.4 2.3 – 2.7 6.9 – 7.2 63 – 78 98 – 116 65 – 83 84 – 89

qc

No drenada Drenada No drenada Drenada No drenada Drenada No drenada Drenada

Conclusiones. Con estas pruebas se demuestra que las arenas con finos 2tienen un estado compacto cuando alcanzan una resistencia de punta mayor de 83 kg/cm y que por ello el valor de 60 kg/cm2 de los tramos de prueba, corresponde a una arena de compacidad relativa del orden del 72%. 173

10.5

CONTROL DE COMPACTACIÓN

10.5.1 Alcance Como el control convencional mediante la comparación de pesos volumétricos no pudo aplicarse en este caso porque el nivel freático impidió su ejecución, se propuso adoptar un criterio basado en la información obtenida con el cono eléctrico, definiendo por correlación la compacidad relativa. 10.5.2 Criterio de control Compacidad admisible. Este parámetro se debe definir con base en el comportamiento de las arenas observado mediante pruebas triaxiales de laboratorio, que en el caso de regiones sísmicas deberán ser del tipo de carga cíclica. Correlación entre compacidad y resistencia de punta. Una vez definida la compacidad admisible, se determina la correspondiente resistencia de punta con ayuda de la Fig 10.1 complementada con pruebas de campo como las mencionadas en el inciso anterior. En el caso descrito, la condición densa se alcanza con una resistencia de punta de 60 kg/cm2, que corresponde con una compacidad relativa del orden del 72 %. Marco de referencia. Los varios cientos de pruebas de cono realizadas se clasificaron en las formas típicas de la Fig 10.13, que se deben enmarcar con las siguientes referenci as: a) En la gráfica de variación de resistencia de punta del cono se identifica el contacto arena-suelo natural, (punto P), para definir el espesor de la arena colocada (OP = e). b) En la vertical de referencia (AA para qc = 60 kg/cm2) se identifica el punto S a 40 cm por debajo de la superficie y el punto I a 40 cm por arriba del contacto arena-suelo natural. c) Se trazan las tangentes de referencia superior e inferior (OS y PI respectivamente). 10.5.3 Criterio de aceptación En la Fig 10.13 se identifican los casos de buena y mala compactación, cuando quedan dentro o fuera del marco de referencia propuesto. 10.5.4 Secciones de control de compactación Objetivo. Determinar compacidad de la arena en secciones transversales del terraplén, para asegurarse que selalogró el nivel especificado. Técnicas de medición. Consiste en realizar series de sondeos de cono eléctrico, cuya interpretación se ajusta alos comentarios anteriores. 174


Resistencia de punta q c kg/cm 2

q c kg/cm 2 0

20

40

60 A S

80

100

0

60 S

40 cm

100 0

60 S

I

m , Z

A

I

P 2

40 cm

B

4 0

F m , d a d i d n fu o r P

Tangentes inferiores posibles, dependiendo del valor de "e" A'

3

I

2

e

1

100

a) Criterio de control de la compactación con el cono eléctrico

60 S

100 0

60 S

100

I

I 2 C

D

4 OP=e A-A'

Espesor de la plataforma de arena en cierto punto

OS

Tangente superior de la curva admisible de resistencia de punta

PI

Tangente inferior de la curva admisible de resistencia de punta

S

Punto superior de referencia localizado a 40 cm abajo de A

I

0

100 0

60 S

Linea de referencia, (q c =60kg/cm 2)

60 S

100

I

I 2

F

E 4

b) Ejemplo de la compactación en un tramo de plataforma de 1.7 m de espesor

Punto inferior de referencia localizado a 40 cm arriba de F

A y B casos admisibles, C a F no admisibles

Fig 10.13 Control de compactación

Ejemplo de medición. Es interesante mencionar que en la sección de control (Fig 10.14), los vehículos de carga transitaron principalmente por el lado izquierdo del terraplén y por tal razón el punto (2) resultó considerablemente mejor compactado que los otros; también la sección muestra que en las orillas queda una parte de menor compacidad, por la falta de confinamiento. Estas observaciones llevaron a la decisión de controlar el tránsito de vehículos en todo el ancho del terraplén, para aprovechar su efecto compactador. Z 0 (m)

40

80

0

40

80

1201 60

0

40

80

120 160

0

1

1

2

2

3

3 1

4 Z (m)

1201 60

0

40

80

120 160

2 qc (kg/cm 2)

1 2

3

3

80

120 160

4

45

40m DIQUE OTAPAN Control de compactación

5

4

40

Sondeo: CC-20 Cadenamiento: Fecha: 19/Xl/86 4+400

Fig. 10.14 Sondeo CC-20 175

qc (kg/cm 2)

10.6

ESPESOR DEL TERRAPLÉN

10.6.1 Técnica de determinación La formación de terraplenes en suelos blandos implica el desarrollo de asentamientos y de penetración del material aportado, haciendo incierta la determinación del espesor del terraplén, cuando se pretende definirlo sólo con mediciones topográficas; por ello se ha desarrollado la técnica indirecta que consiste en deducir el espesor del terraplén a partir de sondeos de cono (Schmertmann, 1977). 10.6.2 Ejemplo de aplicación Sondeos de correlación. Para definir el espesor del terraplén o plataforma ya construído, fueron seleccionados 33 puntos en el terraplén estudiado, en cada uno de los cuales se programó efectuar una exploración directa, para observar el contacto entre el material compactado con el terreno natural y medir el espesor real de terraplén ; también se hicieron sondeos de cono para determinar indirectamente ese mismo espesor. En 30 de los sitios fue posible efectuar las dos mediciones y en los 3 restantes el cono no pudo penetrar en el terraplén por la compacidad alcanzada. Interpretación estadística. Manejando estadísticamente esta información, se obtiene con regresión lineal la ecuación de una recta que representa la correlación entre los dos conjuntos de valores. En la Fig 10.15 se muestra gráficamente la recta, cuya ecuación es: hr

10.2

 1.23hc  0.44

en donde hc es el espesor del terraplén, estimado mediante un sondeo de cono eléctrico, y hr es el espesor aproximado del terraplén, el cual resultará un poco menor o ligeramente mayor que el verdadero, con tendencia a compensarse con el promedio de las mediciones. Debe aclararse que esta expresión será aplicable sólo al tramo de terraplén explorad o. h c 2.50 (m)

27 enero 87

2.50 2.00 hr = 1.23 h c -0.44 h r Espesor observado en calas h c Espesor estimado con el cono

1.50

1.00

1.00

1.50

2.00

2.50

3.00

Fig. 10.15 Regresión lineal del espesor del terraplén 176

hr (m)


10.7 CONCLUSIONES SOBRE LA COMPACTACIÓN DE ARENAS Las condiciones del material del dique estudiado, construido con arena de dragado en buena parte colocada bajo agua, imposibilitaron la adopción de los métodos convencionales de control de compactación; por ello se hizo necesario recurrir al empleo del cono eléctrico, que demostró ser una herramienta útil y eficiente para este propósito. 10.8

CONTROL DE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA DE ALUVIONES

10.8.1 Antecedentes. La exploración geotécnica de un sitio para la construcción de una presa detectó la presencia de materiales aluviales hasta de 50 m de espesor, además de la susceptibilidad de los primeros 15 m a sufrir asentamientos y hasta una eventual licuación, como consecuencia de un movimiento sísmico. Para eliminar este riesgo se realizó un programa de compactación dinámica que permitiera incrementar la densidad relativa de los materiales sueltos, llevando el control mediante un cono dinámico, así como con algunas pruebas de cono Sermes y presiómetro Menard. 10.8.2 Procedimiento de compactación Se utilizaron dos equipos de compactación a) un trípode autopropulsado capaz de levantar una masa rectangular de acero, de 2.5 x 2.5 m y 37ton de peso, a una altura de caída de 27 m y b) una grúa convencional que operaba otra masa de acero de 2 x 2 m y 15 ton de peso con una altura de caída de 20 m. 10.8.3 Metodología experimental Inicialmente se consideró que el control del proceso de compactación dinámica se podría hacer con la ayuda de sondeos convencionales de penetración estándar, realizados por parejas, antes y después del tratamiento; sin embargo, la lentitud con la que se hace este tipo de sondeos, hizo evidente la necesidad de adoptar el cono dinámico como una mejor alternativa de control. 10.9

SONDEOS PREVIOS Y POSTERIORES A LA COMPACTACIÓN

El supervisor del proyecto realizó 35 pares de sondeos dinámicos previos y posteriores a la compactación; mientras que el contratista hizo algunos sondeos SERMES y de presiómetro Menard. 10.9.1 Sondeos de cono dinámico Estos sondeos se hicieron con conos de 60°de ángulo de ataque, 6cm de diámetro y 0.5 cm de tramo recto; fueron hincados con barras BX generosamente engrasad o su exterior para reducir la fricción lateral. La energía de hincado fue igual a la de la penetración estándar (masa de 64 kg y 75 cm de caída); durante la prueba se registró el número de golpes necesario para penetrar incrementos de 10 cm. 177

Se realizaron también 3 sondeos de penetración estándar para definir un patrón de correlación; en la Fig 10.16 se muestra uno de esos sondeos junto con otro muy cercano de cono dinámico, en el que se dibujó el número de golpes necesario para penetrar 20 cm. La similitud de estas gráficas y la notable rapidez de ejecución de los sondeos de cono justificaron la adopción de este último para controlar el proceso de compactación (Santoyo, E. et al, 1982). Penetraciónestándar

0

a Espiral

Arena fina limosa café Arcilla café Grava con arena media 5

b

4.0

Arena media café con grava

5

Arena media gris

Lodo bentonítico

Grava gris con arena gruesa

Sondeo B-2

El chorro de agua de la broca tricónica 10 erosionó el suelo

Arena fina a media gris verdosa m 10 , d a d i d n fu ro P 15

Conodinámico

0

Arena gruesa gris con grava con boleos Grava media gris con arena

15 Sondeo A-1

20

Grava gris con arena media y boleos

20

20.8

25

25 0

25

50

0

25

50

75

No. de golpes (20 cm)

Fig. 10.16 Correlación gráfica entre los sondeos de penetración estándar y cono dinámico

La correlación entre los 3 sondeos de penetración estándar y sus correspondientes de cono dinámico, permitió definir los siguientes factores de correlación. Tabla 10.4 Factores de Correlación Suelo

Número de golpes para

N s / Nc

Ns

Arena limosa

2.0

Arena con grava

1.3

En la Fig. 10.17 se muestran dos ejemplos típicos de los 35 pares de sondeos de cono de antes y después, con separación del orden de 2 m; la profundidad a la que la densificación se incrementa es muy variable de un punto a otro. En la mayoría de los sondeos se advierte un relleno superficial de 2 a 4 m de espesor, que tiene una resistencia a la penetración 178


mayor de 75 golpes; en cambio en el subsuelo natural tiene valores tan bajos como 3 golpes que se incrementan gradualmente con la profundidad. La revisión estadística de los 35 sondeos permitió demostrar que se incrementó la densidad del suelo a una profundidad de 11.6 m con desviación estándar de 2.1 m. Resistencia dinámica aparente, kg/cm 2

0 5

10

20

50

100 200

500 1000

0

5 m , d a d i 10 d n

Sondeo D-42

fu o r P15

0 m , d a id d n u f o r P

5 21 0

25

50

No. de golpes

75

m , d a d i 10 d n u f o r P 15

Sondeo D-33

5

10

20 0

25

50

75

No. de golpes

15

Antes de la compactación Después de la compactación Número de golpes en exceso de 75

Antes de la compactación Después de la compactación

Fig. 10.17 Comparación de sondeos de cono dinámico antes y después de de la compactación

Fig. 10.18 Resistencia dinámica media determinada con el cono SERMES

10.9.2 Sondeos con cono SERMES El contratista realizó 4 sondeos de este tipo previos a la compactación y 11 posteriores; la información de todos ellos se recopiló en la Fig. 10.18. Como la ubicación de los sondeos de antes y después no coincidió y se presentan juntos sondeos muy alejados entre sí, la erraticidad de los suelos influye en los resultados. La interpretación de esta figura conlleva a admitir que la compactación dinámica alcanza por lo menos 15 m de profundidad; sin embargo, las incertidumbres planteadas hacen muy incierta esta conclusión. 10.9.3 Sondeos con presiómetro Menard El contratista también realizó 8 sondeos con presiómetro previos a la compactación y 3 posteriores a ella; la Fig. 10.19 muestra un par de estos sondeos, situados a 6.4 m de distancia uno de otro, y en la Fig. 10.20 se presentan las curvas medias de todos estos sondeos. La Fig 10.18 muestra que no queda bien definida la influencia de la compactación dinámica, mientras que en la Fig. 10.20 la curva de presión límite (Pl) muestra un claro incremento hasta de 9 m de profundidad, en cambio las curvas de módulos de deformación (E) no detectan ningún cambio. 179

Módulo de deformación E, kg/cm2 0

0

50

100

150

m , 5 d a d i d n u f o r P

Módulo de deformación E, kg/cm2

Presión límite P , kg/cm 2 0 10

5

10

15

20

0

15

50

100

m , 5 d a id d n fu o r P

5

10

0

10

10

15

15

Antes de la compactación Después de la compactación

150

Presión límite P , kg/cm 2 0

0

5

10

15

20

5

10

15 Antes de la compactación Después de la compactación

Fig. 10.19 Comparación de dos sondeos cercanos realizados con penetrómetro Menard

Fig. 10.20 Comparación de las propiedades medias determinadas con el presiómetro

10.10 PROFUNDIDAD DE INFLUENCIA La profundidad de influencia de compactación dinámica fue primeramente estudiada por Menard y Brosier (Menard, et al. 1975), quienes propusieron la siguiente expresión: 10.3

z  mh

donde m

Masa del bloque compactador, ton

h

Altura de caída, m

z

Profundidad de influencia, m

Para el caso en estudio, con la masa de 37 ton y altura de caída de 27 m la profundidad de influencia debió ser de 32 m; comparando este valor con el de 11.6 determinado con el cono, se concluye que la expresión anterior se debe modificar a: z 

10.4

mh

donde el coeficiente de influencia a es de 0.37. En la Tabla 10.5 se resume la experiencia de varios autores que han estudiado este procedimiento constructivo y que también concluyen que el coeficiente siempre es menor que 1. 180


TABLA 10.5 Coeficientes de influencia Autor Manard y Brosie

Referencia Menard, L. y Brosie, 1975 Lukas, R. G., 1980 Ramaswamy, S. D., 1981 Bhandari, R. K. M., 1981 Charles, J. A., 1981 Santoyo, E. y Fuentes de la rosa A., 1982 *Valores calculados de los datos presentados en la referencias indicadas.

 1.0

10.11 UNIFORMIDAD DE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA Para asegurarse del grado de uniformidad alcanzado por la compactación dinámica se hicieron 8 sondeos después de la compactación, 3 de ellos fuera de los cráteres que dejan los impactos de la masa (Fig. 10.21); la comparación gráfica de los sondeos de la Fig. 10.22 permite advertir que el estrato suelto de arena virtualmente ha desaparecido alcanzando el material mayor uniformidad, aun en puntos alejados del impacto. 20.0 m DC-42

DC-Y

DC-X

DC-43

DC-S

10.0 m

0

5.5 m Ø

DC-X DC-42

DC-Z 5

DC-U 37 ton (masa) 27 m (caída)

15 ton (masa) 20 m (caída)

A

DC-V

A

Sondeos DC-43, S y U DC-43

15

0.9 m Ø

DC-Y

20

1.6 m

0.9 m Ø

Sondeos DC-42, X y Y

r o P

DC Pruebas de cono dinámico

Cráter

0.8 m

m , d a d i d10 n fu

3.7 m Ø

0

25

50

DC-S

75 0

DC-S 25

50

75

Número de golpes 0.9 m Ø

Sección recta A-A

Fig. 10.21 Arreglo típico de un módulo de tratamiento

Fig. 10.22 Correlación gráfica de sondeos después de la compactación

10.12 CONCLUSIONES SOBRE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA Las pruebas de cono dinámico permitieron la determinación confiable de la profundidad de influencia de la compactación dinámica. La profundidad media de influencia a la que se incrementa la densidad relativa resultó de 11.6 m; siendo este valor 63% menor que el propuesto por Menard. Las pruebas de cono demostraron que la densidad relativa del depósito de aluvión aumentó, y que alcanzó una ciertauniformidad. 181

182


11 11.1

CUIDADOS Y ERRORES CON EL CONO ELÉCTRICO

INTRODUCCIÓN

El sondeo de cono eléctrico, más que un método de exploración, es una técnica de medición directa; por lo tanto, es importante obtener resultados con suficiente precisión, para que la interpretación estratigráfica, y las correlaciones con los parámetros de resistencia al corte y de deformabilidad sean confiables. Para este fin, se requiere ejecutar la prueba con el debido cuidado, siguiendo las reglas que se describen en este capítulo, evitando los errores inducidos por operaciones incorrectas, así como detectando y corrigiendo a tiempo las deficiencias de los sistemas de medición e hincado. 11.2

EQUIPO NECESARIO PARA LA PRUEBA

El equipo que se necesita para realizar un sondeo de cono se puede dividir en las tres partes siguientes: Sistema electrónico. Compuesto por el cono y

la consola (Fig. 11.1). El primero instrumentado con deformómetros

Cono eléctrico

eléctricos (Strain gages) en es ellaCapítulo parte de2. medición, como se explicó La consola es la parte electrónica que recibe las señales del cono, las traduce a lecturas de fuerza y las muestra en sus pantallas. Sistema para el hincado. En principio es

Consola

suficiente contar con una perforadora implementada con un gato hidráulico que Fig. 11.1 Cono eléctrico y consola de lecturas permita aplicar las presiones necesarias para hincar el cono; es conveniente instalar un manómetro a la máquina para medir la presión total ejercida. En sitios donde el subsuelo está estratificado con lentes duros que puedan impedir la penetración del cono, sea por las limitaciones de la capacidad del mismo cono o de los gatos de presión, se deben utilizar máquinas con perforación rotatoria, para garantizar que el sondeo llegue a la profundidad de exploración deseada. Accesorios de conexión. Son las piezas necesarias que unen el cono y la máquina perforadora, comprenden las barras huecas con coples, que se necesitan para empuje y extracción. Las barras pueden ser de cualquier diámetro usual en perforación (ver Tabla 2.2); las de diámetro grande son más rígidas y permiten aplicar mayor presión con menor riesgo de pandeo, pero tienen la desventaja de que la fricción desarrollada en su fuste es mayor, por lo tanto requieren máquinas más potentes. Las barras de menor diámetro, en 183

cambio, son fáciles de manejar durante la ejecución; la experiencia en la Cd. de México demuestra que las barras EW de 3.5 cm de diámetro y 1.0 m. de longitud constituyen una solución muy práctica. 11.3

PREPARACIÓN PREVIA

Las siguientes preparaciones facilitarán las operaciones y control durante la ejecución del sondeo: a) Se instala la máquina perforadora en el punto preciso donde se desea explorar, comprobando que al conectar las barras, queden verticales. b) Para máquinas ligeras cuyo peso total sea del orden o menor que la fuerza máxima que se estima necesita durante la ejecución, se debe aplicar un lastre o anclaje que sea capaz de proporcionar la reacción necesaria. La capacidad del anclaje se debe comprobar empujando las barras apoyándolas sobre madera, sin conectar el cono. c) Se colocan las barras en posición horizontal, se comprueba que están rectas y las cuerdas en buena condición. En el caso de encontrar barras defectuosas se deberán sustituir. d) Se ordenan las barras colocando alternadamente en el mismo lado, la cuerda interior y la exterior, de manera que pueda haber continuidad en la operación de introducir el cable del cono, atravesando el hueco central de todas las barras. Después se enumeran, respetando el orden en el que serán hincadas (Fig. 11.2). e) Se efectúa una limpieza cuidadosa del cono eléctrico, especialmente de las juntas externas. f) Se coloca la consola bajo sombra y se conecta el cono respetando el código de conexión; se revisa que ambas partes electrónicas funcionen normalmente, en caso contrario se deberá cambiar la parte defectuosa. g) Se desconecta el cable de la consola, se cubre el extremo descubierto de éste con cinta aislante y se introduce atravesando todas las barras, para conectarse nuevamente con la consola. Es necesario dejar una suficiente longitud de cable libre entre las primeras dos barras (Fig. 11.2). h) Se observa la consola durante un mínim o de 10 min utos h asta comprobar que se estabilizan las lecturas; se ajusta la lectura a

1 2

3 4 23

24 2 5 26

Cable para la maniobra

184

Fig. 11.2 Preparación de barras y el cable


cero,mediante el dispositivo de control de la consola; se observa unos minutos más confirmar la estabilización. La máxima oscilación de lectura debe ser 1 kg.

para

i) Se verifica la reacción del conjunto cono-consola apoyando el cono conectado con la primera barra; en la pantalla debe aparecer la lectura correspondiente al peso del cono más la barra conectada. Al levantar la barra debe aparecer el cero en la pantalla. Se repite varias veces el mismo procedimiento para asegurarse que el conjunto electrónico reacciona correctamente (Fig. 11.3) j) Se regulariza la velocidad de hincado de la máquina a la velocidad estandarizada. En la Ciudad de México es de 1 cm/seg.

Barra N° 1 Barra N° 2

Barra N° 3 Barra N° 4

Barra N° 26

Cono Consola de medición

Madera

Fig. 11.3 Revisión del funcionamiento del cono

Terminadas estas operaciones se encuentra en condición para realizar un buen sondeo. Ejecución y control. Realizados los trabajos preparatorios la ejecución se vuelve sencilla: consiste en empujar las barras para que el cono penetre en el suelo a una velocidad constante estandarizada que podría ser algún valor entre 1 y 2 cm/seg y se anota la resistencia a la penetración del cono a cierto intervalo de profundidad. La estandarización de la velocidad de hincado tiene por objeto la comparación y estadística de datos, por lo que 185

se debe definir con base en la experiencia adquirida y en investigaciones realizadas sobre la correlación entre esa resistencia con los parámetros de resistencia y compresibilidad. El intervalo de medición se fija balanceando el grado de detalle que se requiere, el perfil estratigráfico y el tiempo que requiere el ejecutor para observar y controlar las operaciones. En México se optó la combinación de 1 cm/seg con lecturas de resistencia a cada 10 cm de avance. Para obtener la información de buena calidad, el supervisor de la ejecución debe cuidar los siguientes aspectos: a) Las barras deben penetrar al terreno en posición vertical lo cual se puede verificar con una niveleta manual o con una plomada. b) las

La profundidad anotada en el registro del sondeo debe concordar con el conteo de barras.

c) Las resistencias deben ser comparables con las registradas en sondeos cercanos y acordes con el conocimiento y experiencia existente. d) está

En ningún caso deben ocurrir lecturas negativas en la consola mientras el cono penetrando. (Sólo podrán admitirse durante la extracción del cono).

e) En todas las operaciones se debe poner especial atención el cuidado y protección del cable, se debe evitar cualquier movimiento que pueda causar su maltrato, tal como: pisadas sobre él, humedecimiento por agua o lodo de perforación, daños durante el acoplamiento y desacoplamiento de las barras, tensado por el movimiento de las barras, etc. f) La velocidad de hincado debe ser verificada constantemente, midiendo el tiempo con un cronómetro. La verificación consiste en la longitud penetrada durante un lapso de no menor que un minuto, para así obtener la velocidad media de hincado y compararla con la velocidad estándar. La verificación se debe repetir por lo menos a cada 3 m. g) La carga registrada de la punta no debe sobrepasar 90% de la capacidad del cono, este control se efectúa cuidando que en la pantalla no aparezcan lecturas mayores que dicho valor. h) La fuerza aplicada para el hincado debe ser menor que la que causa pandeo en las barras. 11.4 PROBLEMAS COMUNES Y SU CORRECCIÓN Siguiendo el lineamiento indicado en los dos subcapítulos anteriores, se puede esperar un sondeo de cono con buen resultado; sin embargo, no se ha eliminado la posibilidad de que se presente algún error debido al propio sistema de cono o a alguna falla de preparación y 186


ejecución. Los problemas que se puedan presentar en un sondeo de cono deben ser detectados sobre la marcha y corregidos a la brevedad posible; para ello es necesario tener un amplio conocimiento del funcionamiento del sistema electrónico y de la perforadora, y contar con información geotécnica de la zona. Los problemas comunes que se presentan, así como sus medidas preventivas y correcciones son los siguientes: 11.4.1 Verticalidad de las barras Problema. Al perder la verticalidad, la profundidad registrada con la longitud de las barras resulta aparentemente mayor que la profundidad real del sondeo (Fig. 11.4). 0

10

Resistencia de punta, MN/m 2 20 30

40

50

5

Barras 10

15

m , d a id d 20 n fu o r P

Corregido 25 Cono

Registrado 30

35

40

Fig. 11.4 Medición con inclinómetro en un sondeo eléctrico (de Ruiter, 1981) 187

En la Fig. 11.5 se muestra un ejemplo del problema: se ejecutaron 4 sondeos en un mismo predio dentro de la zona lacustre de la Cd de México, 3 de ellos mostraron una estratigrafía similar; sin embargo, el último mostró una profundidad mayor de los lentes duros a partir de 25.0 m. La interpretación resultó obvia, puesto que al pasar el lente duro de 25.0 m de profundidad, el cono empezó a desviarse con cierta inclinación; pues si la diferencia la hubiera causado la consolidación de la arcilla blanda, entonces las arcillas de los tres sondeos tendrían mayor resistencia. 0

5

SC-4 10

SC-5 15

20 m , d a d i d n fu o r P

SC-3 25 55° D 1

30

30°

35

D2

60°

40

45 Sondeo inclinado Corrección según los sondeos del mismo predio

50

Supuesta trayectoria del cono D1 =8.3m D 2 =13.0m

550


20

0

a)Sondeosconfiables

5 10 15 Resistencia de punta q c (kg/cm 2) b)Sondeosinclinado

Fig. 11.5 Ejemplo de corrección de un sondeo inclinado 188

20


Corrección. Existen por lo menos tres medidas correctivas: a) Implantar al cono eléctrico un inclinómetro que mida la inclinación del cono durante todo el sondeo y corregir la profundidad calculando con base en los ángulos medidos (Fig. 11.4). b) En caso de que la información obtenida sea suficiente para efectuar un reajuste de la profundidad total de exploración, se podrá corregir la profundidad registrada, cuando el ángulo de inclinación es pequeño. En la Fig. 11.5 se muestra la corrección del sondeo desviado con tres ángulos de inclinación. c) En caso de que no se puedan tomar las medidas anteriores, sería necesario repetir al menos la parte desviada del sondeo, haciendo una perforación guía. 11.4.2 Desajuste electrónico Al int ent ar pas ar le ntes dur os cuy a resistencia se aproxima o inclusive supera la capacidad del cono, éste sufre una deformación permanente y se desajusta el srcen (cero) de la celda, por lo que la consola muestra las lecturas desfasadas, incrementadas un número constante. En la Fig 11.6 se muestra un sondeo con este tipo de problema.

0

5

10

105 Resistencia desfasada debida al desajuste eléctrico

15

35 55

11.4.3 Velocidad de hincado Problema. La velocidad de hincado durante todo el sondeo debe ser constante y de una magnitud estandarizada, ya que la resistencia de la arcilla a la penetración de la punta del cono es función de la velocidad de hincado, y aumenta conforme aumenta la velocidad. En la Ciudad de México, se ha establecido una velocidad de 1 cm/seg. La experiencia ha mostrado que para lecturas a cada 10 cm, esta velocidad es cómoda para que el operador tenga tiempo de observar y controlar bien los movimientos y las operaciones. En la Fig 11.7 se muestran tres sondeos del mismo sitio con diferente velocidad de hincado, para mostrar la importancia de esta variable. 189

m , z 20 d a d i d n u f o r 25 P

SC-1

SC-2

105

30 40 35 >150 40 >150

45

0


20

Fig. 11.6 Problema de desajuste electrónico

Corrección. El operador debe llevar un cronómetro y estar verificando la velocidad constantemente; si detecta una variación debe reajustar la velocidad sobre la marcha y anotar la velocidad real en la columna de observaciones.

5

10

11.4.4 Lecturas inestables Problema. Las lecturas de la consola se vuelven muy inestables, variando sin lógica, brincando de valores muy pequeños a muy grandes bruscamente y viceversa, o bien desaparecen las lecturas en la pantalla; esto puede atribuirse a que se encuentre dañado el cable, o el propio cono. Corrección. Extraer el cono y revisar los cables; en caso de encontrar los daños, repararlos y volver a ajustar la consola al srcen, verificar que el cono esté en buen estado, probando que la consola indique la lectura correcta al apoyar el cono verticalmente. En caso de no encontrar daños en el cable, puede ser que el cono esté averiado mayor. y que requiera una reparación

15 ,m d a d i d n fu o r P

B-1 0.57 B-2 0.32 B-3 2.00

Velocidad de hincado cm/seg

20

25

30 0

5

10

15

qc , en kg/cm2

Fig. 11.7 Influencia de velocidad de hincado

11.4.5 Deformación limitada de la junta Problema. Durante la ejecución de un sondeo se introducen partículas duras (basta un grano de arena) en la unión entre la punta del cono y la funda, o entre ésta y el cable, limitando la capacidad de deformación de esas juntas, lo que puede dar como resultado que las fuerzas registradas sean mucho menores que las reales, incluso con valores nulos o casi nulos; las juntas deberán estar libres de restricciones del desplazamiento axial, para garantizar que los deformómetros eléctricos registren las fuerzas del hincado. En la Fig 11.8 se muestra un caso en el que al penetrar la costra superficial el cono quedó registrando una carga aparente alta (curva A); posteriormente se repitió el sondeo y se demostró que la resistencia confiable era menor (curva C). En la Fig 11.9 se muestra otro caso real en el cual se había registrado una resistencia baja, incluso de valor prácticamente nulo; sin embargo, al extraer el cono se encontró el error descrito. Una manera de identificar este problema durante la ejecución del sondeo es detectando incongruencias al estar comparando las lecturas de la consola con la presión aplicada de la 190


Resistencia de punta q c (kg/cm 2) 0

5

10

15

20 Resistencia de punta q c (kg/cm 2) 0

220 73

5

10 0

5

10

5 5

A

Sondeo 43-F cono eléctrico Vel hin.= 1cm/seg

10

m 15 , d a id d n u f o r P20

10 m , d a d i d n u f ro15 P

Sondeo 43-B cono eléctrico Vel hin.= 0.5cm/seg

31

20 25 C

30 26 30 25

30

35

44 114 114

Fig. 11.9 Comparación entre sondeo correcto y otro desajustado

Fig.carga 11.8 aparente Comparación de ydos sondeos, unoC con alta A otro confiable

máquina; esto es, cuando las lecturas de la consola indican una fuerza menor que la presión medida en el manómetro del gato. Corrección. Se deberá extraer el cono, revisar y anotar la limpieza en las juntas, volver a verificar el funcionamiento del cono y repetir el sondeo o por lo menos el tramo de lecturas equivocadas. 11.4.6 Humedad en el cono Problema. En caso de que las juntas del cono no sean herméticas o de que los sellos fueran destruidos durante el mismo sondeo, el agua penetra al cono y causa mal funcionamiento de los deformómetros eléctricos. En este caso se observan lecturas ilógicas, incluso negativas aunque el cono trabaje a compresión. Corrección. Se debe abrir el cono y corregirlo por especialistas; cada vez que se abra el cono se le debe calibrar. 191

11.4.7 Picos mínimos Inmediatamente después de haber atravesado un lente o estrato duro se observa que la resistencia del cono registrada en la consola se reduce, frecuentemente a valores menores que el normal y a veces hasta valores prácticamente nulos (Fig 11.10).

0

5

10 120

15

Este fenómeno no es realmente ningún error de ejecución ni del sistema electrónico, sino que al pasar el lente o estrato duro, la fuerza de hincado aplicada es mayor, así como la energía de deformación acumulada en las barras y el cono. Pasando el lente esa energía de histérisis se libera convirtiéndose en fuerza de hincado, que puede tener una magnitud importante, y que combinada con la velocidad resultante fractura la arcilla; en este momento la punta del cono pierde contacto con el suelo y no registra resistencia (Fig 11.10). Esto no requiere medidas correctivas en campo sino simplemente se toma en cuenta en la interpretación que el pico negativo no corresponde a la resistencia real. Estos picos negativos también ocurren durante la extracción del cono, por las tensiones que se desarrollan.

55 60 20

m , 25 d a d i d n u f o r 30 P

Pico mínimo

Estrato duro

>150

35

40

40

Estrato duro 90 85

Pico mínimo 45

50

55

>150

0

5

10

15

20


Fig. 11.10 Picos mínimos

11.4.8 Resumen Los errores comentados se resumen en la Tabla 11.1. Es interesante notar de la tabla que muchos de estos errores se pueden corregir con operaciones c uidadosas de preparación y ejecución. 11.5

CAPACITACIÓN DEL OPERADOR Y SUPERVISIÓN

Capacitación del operador. El operador del equipo debe conocer los aspec tos básicos del cono, para asegurar que los detalles de la maniobra sean precisos y co nfiables; sobre todo teniendo en mente que el cono es un aparato delicado que fácilmente puede ser dañado o aún destruido. 192


Tabla 11.1 Errores con el cono eléctrico Error

No

Origen

Causa probable Posición incorrecta

1

Pérdida de



Medidas correctivas Utilizar conos implementados



Verificar la reacción del conjunto



Verificar la velocidad de hincado



Realizar una buena limpieza del



Antes de dar inicio al sondeo



Continuar el sondeo

Operación

Mala calibración o Falta de 2

Operación

Velocidad de 3

Desajuste de la Operación

Pérdida total 4

Operación

Suciedad en las

Daños en los cables

5

Lecturas

Sistema electrónico

Fenómeno normal 6

Picos

Operación

193

11.6

COMENTARIOS

El ingeniero que recopile la información general durante la prueba debe conocer y hacer cumplir todos los detalles descritos en este capítulo, para garantizar la confiabilidad de la información obtenida. Conviene mencionar que uno de los objetivos fundamentales de esta publicación es la de facilitar la labor de campo de los ingenieros.

194


12 12.1

TÉCNICAS RECIENTES CON CONO ELÉCTRICO

INTRODUCCIÓN

La utilidad que ha alcanzado el cono eléctrico, junto con las posibilidades de medición que se le pueden incorporar, han despertado la creatividad de muchos especialistas de la geotecnia y electrónica, tanto para aumentarle precisión como hacerlo capaz de medir otras variables 12.2

DESCRIPCIÓN DE LOS CONOS DESARROLLADOS

12.2.1 Generalidades La Tecnología actual permite hacer mediciones con el cono de las variables significativas mencionadas en la Tabla 12.1 El cono más tradicional sólo es capaz de medir las resistencias de punta y fricción; sin embargo, actualmente se considera convencional definir la relación de fricción, la profundidad de medición y la inclinación del cono. Por su parte el piezocono está convirtiéndose en una herramienta rutinaria; en cambio los conos no convencionales todavía se consideran herramientas en vías de experimentación. 12.2.2 Medición de la resistencia de punta Celda sensora. En el Capítulo 2 se describió con detalle la celda convencional instrumentada con strain gages; conviene mencionar que algunos fabricantes europeos también emplean cuerdas vibrantes y otros sensores de deformaciones pequeñas. Tabla 12.1 Capacidades de medición del cono Variables medidas Identificación 1 Resistencia de punta Cono eléctrico

6 Presión de poro 7 Velocidad de propagación de ondas

Piezocono

Conos no convencionales

195

Duo-cono. Este es un ingenioso dispositivo, desarrollado por la empresa Roctest (Roctest, 1988), que cuenta con dos celdas sensibles concéntricas de rango diferente; durante la operación de este cono, cuando la primera celda alcanza su rango máximo (500 kg), la carga se trasmite a la celda de mayor capacidad (1 000 kg) quedando la primera con una carga constante igual a su rango máximo. Este arreglo en serie permite una precisión de 10 gr/cm2, que resulta excelente en suelos muy blandos, y de 20 gr/cm 2para los suelos duros. 12.2.3 Medición de la resistencia de fricción En general todos los conos miden la resistencia de fricción como se describe en el Capítulo 2; el único avance reciente consiste en sustituir los aro-sellos de sección circular por otros de sección cuadrada (quad-ring) como se ve en la Fig. 12.1, que supuestamente reducen la fricción entre la funda y la celda. A pesar de ello en suelos muy blandos la medición de esta variable es poco confiable (de Beer et al, 1988).

1 Sello hermético para cable de 14 conductores

2 Geófono sísmico

Deformómetro eléctrico para la celda de punta 12 Sensor de temperatura 11 Celda de presión 10 de piso

12.2.4 Relación de fricción Esta variable que se define como el cociente de la resistencia de fricción entre la de punta, se calcula automáticamente con ayuda del sistema electrónico de registro o

Anillo de 9 plástico poroso

Sensor de 3 inclinaciones 4 Quad ring 5 Funda de fricción Deformómetro 6 eléctrico para la celda de punta 7 Q-ring 8 Quad-ring

Fig 12.1 Características de un cono multisensor

12.2.5 Profundidad de la medición El control automático de la profundidad a la que se encuentra el cono se realiza con ayuda de un medidor potenciométrico lineal de 1 m de longitud y 1 cm de precisión; esta regla electrónica se instala en paralelo con el marco hidráulico de carga de suerte que, al penetrar el cono, el cursor de referencia se mueve simultáneamente. 12.2.6 Inclinación con la vertical La experiencia que se tiene en las pruebas de cono demuestra que, una vez que la punta pierde la vertical, el cono sigue una trayectoria curva (Gillespie et al, 1981) que eventualmente puedeporque llegar hasta la horizontal en sondeos muyseprofundos. Estafácilmente condición se puede desarrollar la columna de barras con las que hinca el cono adopta un radio de curvatura de 15 m, que todavía se puede incrementar cuando algunas de las uniones de la columna están desgastadas. 196


La desviación de un cono normalmente se inicia cuando encuentra una capa dura, tal como se ilustra en la Fig. 12.2, en la que se comparan dos sondeos: uno sin problemas de pérdida de verticalidad y otro desviado a partir de 15 m de profundidad. En este último la información se distorsiona porque la resistencia se disminuye y la profundidad a la que se registran los lentes duros se incrementa. Este problema se detecta comparando sondeos vecinos, o se mide con la ayuda de una plomada electrónica que capta la desviación con la vertical con suficiente precisión (Robertson et al, 1981). En la Fig. 12.2 se muestra la ubicación de este sensor, que sólo es capaz de detectar el problema; una desviación muy importante obliga a repetir el sondeo dudoso y eventualmente a cambiar las barras de hincado o recurrir a la perforación de la capa dura que desvía al cono. 12.2.7 Piezocono El primer cono eléctrico capaz de hacer mediciones de la presión de poro fue desarrollado en 1930 por el profesor Barentsen (Deleeuw, Editor, 1985); sin embargo, su empleo rutinario es muy reciente, sobre todo acoplado a un cono eléctrico convencional. El elemento sensor de este dispositivo es un “transducer” de pres ión de m uy b aja deformabilidad, usualmente de 0.1 mm³ para el rango total de medición. En las figuras 12.1 y 12.3 se muestra la posición de este sensor, así como el conducto que permite el paso del agua y el anillo poroso de 3 mm de altura que sirve de frontera.

q c , kg/cm 2

1

5

m , d a d i d n u f o r P

q c , kg/cm 2

5

0

10

0

5

5

2

10 4

20

5

1

10

2

10

10

m , d a d i d15 n u f o r P 20

3 15

5

15

20

6

25

25

3 4

5

25 0 3

7 30

6

30 7

Fig 12.2 Ejemplo de desviación vertical de un sondeo

q c , kg/cm 2 0

100

200

300

0

5

fr 10

qc

NAF

0 u

Funda de fricción 150 2 cm de área

m , d a-5 id d n fu ro P

-10 Filtro de 3mm de altura Punta cónica

-15

2

4

U kg/cm²

2

10 cm de área

Fig 12.3 Medición típica con el piezocono (DSLM,1989)

197

Es necesario advertir que esta técnica de medición todavía esta en etapa de desarrollo; los tres factores que más se investigan son: Geometría del elemento poroso. En cuanto a su forma y ubicación se han desarrollado varias alternativas, aunque la de anillo de la Fig. 12.3 es la más usual, algunos autores prefieren utilizar una punta cónica en el vértice del aparato. Tiempo de respuesta del sistema. El tiempo necesario para hacer una medición se juzga a través del parámetro de flexibilidad del conjunto, con la expresión: F



12.1

V

pmáx

donde F DV pmáx

Flexibilidad del sistema de medición Deformación volumétrica máxima del sistema Presión máxima que puede medirse

En la ejecución de pruebas triaxiales en arcillas, se ha demostrado experimentalmente que la medición de presión de poro es confiable cuando la flexibilidad es menor de 0.001 mm³/kg/cm² (Morgan et al, 1968); cuando es mayor, el sistema de medición sufre un retardo y pierde la simultaneidad de la medición de presión de poro con la deformación correspondiente. Por otra parte en suelos permeables, aún en arenas finas, el drenaje del suelo es tan rápido que se pueden hacer mediciones confiables con una flexibilidad hasta 4 veces mayor. Aplicando esta experiencia al piezocono, que usualmente tiene una flexibilidad de 0.003 mm³/kg/cm², se puede concluir que las mediciones de presión de poro sólo resultan confiables en arenas o lentes de arena, para la velocidad de hincado convencional de 1 a 2 cm/seg; en cambio para las arcillas sólo son confiables si el cono se deja estático por algunos minutos, para permitir que se drene el agua y se desarrolle la presión de poro. Permeabilidad del anillo o punta porosa. Esta variable tiene importancia para asegurarse de la saturación del sistema, ya que la presencia de aire genera también un cierto retardo en la medición de la presión y sobre todo puede provocar que la celda de medición reciba presiones menores, por la influencia de la tensión en los meniscos de las burbujas de aire que se forman en los poros. Este mismo problema ha sido resuelto en la tecnología de las pruebas triaxiales, generándose el concepto de piedras porosas con alto valor de entrada de aire( Morgan et al, 1968),lascualestambiénseutilizanenlosconos. La ejecución de sondeos con piezocono es similar a la del cono convencional, sólo tiene las peculiaridades siguientes: a) que no puede emplearse arriba del nivel freático; b) que para lograr mantener la saturación del sistema la ejecución del sondeo de se 1debe utilizary una funda hermética desechable; y c) antes que ladevelocidad de penetración a2 cm/seg solamente es válida en arenas limpias, requiriéndose detener momentáneamente el hincado cuando se trata de arcillas. En la Fig. 12.4 se reproduce una gráfica de presión de poro con un tramo en arenas y otro en limos arenosos y en la fig 12.5 una prueba en 198


Presión de poro u (BAR)

0

Resistencia de fricción FC (BAR)

10 0

1

Resistencia de punta QT (BAR)

Relación Velocidad de la onda de fricción RF=FC/QT(%) de corte Vs m/seg

0

200 0

2

0

Perfil del suelo

250 Acilla blanda y limo

Arena gruesa suelta a densa con capas de arena fina 10

10

10

10

10


Arena fina con algo de limo Limo blando arcilloso normalmente consolidado Arena = 10 % Limo = 70 % Arcilla = 20 % LL = 38 % PL = 15 % W n = 35 % k= 8x10-7 cm/seg C c = 0.3

D=60% (Bladi et al 1982)

20

20

20

30

30

20

20

30

30

u

30

Presion de poro en equilibrio

1 BAR=100kPa= 1kg f/cm= 1 ton/ft

Fig 12.4 Perfil del suelo de un sitio (Robertson, y Campanella, 1986)

Presión de poro en kg/cm 2 0

0.6

1.2

Relación de fricción en %

Fricción local en kg/cm2

1.8

Resistencia de cono en kg/cm 2

er A

a n g

ur

e

a s

o s e y y a d a t n e m e c a n e r A

r a m l e d o d n o f l e d irt r a p a s o rt e m n e d a d i d n u f o r p

0 0

200

400

600

0

25

50

0

5

10

-1 -2 m , d -3 a id d n fu -4 ro P

-5 -6

-7 -8

Fig 12.5 Prueba en arena cementada y yeso (de Leeuw Editor, 1985) 199

La interpretación de las mediciones con piezocono esta todavía en desarrollo; pero destacan tres aplicaciones principales: la predicción de licuación en arenas (Campanella et al, 1988), la estimación de las características de consolidación de los suelos (Gillespie et al, 1981), y la clasificación de suelos. 12.2.8 Cono sísmico

Osciloscopio

Robertson y Campanella (Robertson, et al, 1986) hicieron en 1986 una importante contribución, integrando al cono un geófono

Detonador Carga estática

generadas para detectar en laelsuperficie; arribo deenondas la Fig.de12.1 corte se muestra la posición del geófono y en la 12.4 un perfil de suelo obtenido con este cono multisensor. La forma de generar la onda de corte se ilustra en la Fig. 12.6, que tradicionalmente se emplea en las mediciones de la velocidad de onda de corte V s, según la técnica de “pozo-abajo” (down-hole); los valores que se obtienen con este cono sísmico son enteramente equivalentes a los descritos en el capítulo 4, pero con la ventaja que se recopilan en un tiempo significativamente menor.

Fuente de ondas de corte Nota: La fuente de ondas de corte se coloca perpendicular al cono Onda de corte

Fig 12.6 Arreglo esquemático de pruebas de pozo abajo con cono sísmico (Robertson et al, 1986)

La manera de ejecutar una prueba consiste en hincar este cono midiendo las variables de punta, fricción, presión de poro e inclinación; cuando se juzga conveniente hacer una medición de la velocidad de onda, se detiene momentáneamente el hincado para generar la onda (Fig. 12.6) y captar su arribo en el geófono; así en el sondeo de la Fig. 12.4 se hicieron mediciones a cada metro de profundidad. 12.2.9 Medición de la temperatura En (de Leeuw, 1985) se menciona un cono capaz de medir la temperatura del medio con ayuda de un “termistor”; conviene aclarar que esta variable podría no tener significado geotécnico, sin embargo, conviene medirla para definir su influencia en el comportamiento de todo el sistema electrónico, que siempre es sensible a sus variaciones. 12.2.10 Resistividad eléctrica Está técnica fue (d desarrollada en);Holanda definir indirectamente la densidad arenas saturadas e Leeuw, 1985 se basa enpara medir las resistencias eléctricas del suelo y de del agua de poro, ya que la relación entre ellas se correlaciona linealmente con la densidad, Fig. 12.7.

200


50

Cable eléctrico

% , d a d i 40 s o r o P

Estas medici ones se ha cen independientemente con dos conos; uno que mide la resistencia de las partículas de suelo con agua y otro la del agua sola (Fig. 12.7), la correlación con la porosidad se obtiene de pruebas delaboratorio. Electrodo A

30 0.15

de corriente

Este método no se aplica rutinariamente porque la medición de la resistencia del

0.25

0.35

Resistividad del agua de poro Resistividad del suelo Electrodo B de medición

Electrodo A de medición

Electrodo B de corriente

agua sola muy es muy lenta y poco segura, aún en arenas permeables. 12.2.11

Funda de fricción

Esta variante sirve para hacer mediciones de la densidad insitu de suelos granulares y cohesivos; esencialmente consiste de una fuente de rayos gama y un detector que mide la radiación reflejada por el suelo (de Leeuw, 1985); esta medición también se puede hacer en una perforación abierta, sin tener que hincar el dispositivo (Fig. 12.8). 12.2.12

Cono 10 cm²

10 cm²

Cono para resistividad del suelo

Cono para resistividad del agua

Fig 12.7 Medición de la resistividad eléctrica( de Leeuw, 1985 )

Conductividad eléctrica

Esta alternativa se desarrolló para explorar la contaminación del subsuelo, mediante la medición de la variación vertical de su conductividad; en la fig 12.9 tomadade( de Leeuw, 1985) semuestraque la resistividad de un sitio no contaminado es muy baja y que se incrementa significativamente en otro contaminado. 12.2.13

Cable eléctrico Manguera de aire Resistividad del agua Celda de medición Filtro

Aislante

Cono nuclear

Detector

Cable de transmisión y operación

LÍNEA DE MEDICIÓN

Fuente nuclear gama Blindaje de plomo

s lt o v n e a id l a S

Cono acústico

Con este dispositivo se capta el ruido que se produce cuando se hinca un cono, que cuando se trata de arenas es intenso, particularmente cuando se alcanza la rotura de los granos; en cambio en los suelos finos es leve y llega a ser nulo en arcillas (Fig. 12.10). 201

Densidad en Mg/cm 3 CALIBRACIÓN DE LABORATORIO

Celda de radiación

Fig 12.8 Medición nuclear (de Leeuw, 1985)

Aislamientos

Resistencia q c MN/m2

10 0

100 Electrodo de medición

50

20

Resistencia q c MN/m2 0

m5 , d a d i d n u f o r 10 P

CPT

m5 , d a d i d n u f o r 10 P

Cono

CPT

0

0

40

Conductividad en un sitio contaminado

15 Funda de fricción

20

Conductividad en un sitio contaminado

250

484

40

80 160

80 160

Conductividad en mS/m

Conductividad en mS/m 35.6

Acotaciones en mm

Fig 12.9 Medición de la conductividad eléctrica (de Leeuw, 1985) Resistencia q c MN/m2 20

Intensidad acústica 20

40

60

Celda del cono Micrófono Camisa Amortiguador

Inductor de la onda Cono Amortiguador

5

10

15

20

Fig 12.10 Cono acústico (de Leeuw, 1985)

12.3

TÉCNICAS DE HINCADO

12.3.1 Sistema convencional Se trata del sistema descrito con detalle en el Capítulo 2 de esta publicación. 12.3.2 Sistema con cable Esta alternativa aprovecha lo que en perforación se conoce como sistema wire line, el cual consiste de una tubería-ademe que permite el paso libre del cono, que unido a un 202


soporte se fija al extremo inferior de la tubería mediante dos mordazas (Fig. 12.11); el soporte y el cono se pueden extraer fácilmente, ya que las mordazas se cierran, jalando con la fuerza necesaria al cable.

Cable Tubería Wire-Line Mordaza

Este mecanismo permite avanzar con el cono y cuando se justifica, sustituirlo por un pequeño muestreador que rescata especímenes alterados de los suelos que se están penetrando.

Soporte

Broca

Por la utilidad que podría tener este sistema en el subsuelo de la Ciudad de México, desde hace varios años se ha considerado como una solución que conviene desarrollar (Santoyo, 1968).

Cono

Fig 12.11 Sistema con cable

12.3.3 Sistema sumergible La exploración del subsuelo marino ha obligado a desarrollar tecnologías y equipos que operanson desde dondede el mayor problema las barcos, variaciones nivel que genera el movimiento del agua; otro problema no menos importante es el fenómeno de pandeo de las barras de perforación ya que el tirante de agua puede alcanzar varios metros. Esta limitación se ha resuelto para el hincado del cono con el sistema sumergible ilustrado en la Fig. 12.12, que cuenta con un sistema compensador del movimiento vertical, y el empuje a las barras se produce con un equipo hidráulico sumergible; también se han construído campanas herméticas sumergibles, en cuyo interior bajan los operadores y equipo (Santoyo et al, 1981).

Sistema compensador Línea de 5"Ø

Control

Ademe

Cono

Fig 12.12 Sistema de carga sumergible

203

12.4

REGISTRO DE LA INFORMACIÓN

Registro manual. Consiste en captar la señal de las celdas electrónicas con un registrador analógico o digital y anotar manualmente las lecturas asociadas a cada profundidad, usualmente en incrementos de 10 cm, que deben marcarse claramente en las barras de hincado; el sistema es confiable pero requiere mucha atención para captar toda la información. Registrador gráfico. Se trata de un graficador X-Y para detectar los valores de resistencia y profundidad; con este dispositivo se hace necesario disponer de un medidor potenciométrico de la profundidad (inciso 12.2.5); esta técnica tiene el inconveniente que introduce detalles falsos ocasionados por el procedimiento de ejecución, sobre todo cuando se detiene el hincado para agregar otra barra, se grafica una disminución de la carga que confunde la interpretación. Registrador con cinta. Consiste en hacer una grabación en cinta magnética que se interpreta posteriormente; esta alternativa permite eliminar los tramos falsos que se producen por la suspensión del hincado. Registrador con microprocesador. La empresa Borros (Catálogo Borros AB, Suecia) ha desarrollado un cono que tiene integrada una memoria capaz de almacenar información de 900 m de sondeo; este notable aparato elimina el cable conector que constituye la mayor restricción de operación. Su capacidad máxima es de 18 ton y registra las resistencias de punta y fricción así como la presión de poro tomando lecturas a cada segundo durante 90 min; una vez concluido un sondeo se recupera el cono y se conecta a un graficador para obtener la información registrada. Este aparato de sorprendente avance tecnológico tiene dos limitaciones: a) supone que la velocidad de hincado es constante, lo cual difícilmente se logra en el campo y b) el operador desconoce la magnitud de la carga máxima aplicada en la punta, pudiéndose sobrepasar su límite de diseño y generarle daños a las celdas. 12.5

COMENTARIOS

El notable desarrollo tecnológico logrado en los conos mencionados está influyendo gradualmente en la metodología de la exploración y caracterización de los suelos (Mitchell, 1988); sin embargo, hasta ahora sólo el cono convencional y el piezocono han ganado un sitio en las herramientas de la ingeniería geotécnica.

204


13 13.1

METODOLOGÍA DE UNA EXPLORACIÓN

INTRODUCCIÓN

El estudio geotécnico de los suelos de un sitio se debe realizar siguiendo una metodología que integre las siguientes etapas: a) el reconocimiento geológico que permite interpretar el srcen y formación de los suelos, ya que en este proceso se gestan sus características y peculiaridades, b) la etapa de exploración y muestreo, en la cual se deben definir las condiciones estratigráficas del sitio mediante mediciones de campo y sondeos alterados, que permitan programar la ejecución de los sondeos para rescatar los especímenes inalterados, c) las pruebas de laboratorio, que deben conducir a la determinación de los parámetros más significativos del comportamiento mecánico de los suelos, d) el análisis geotécnico que intenta predecir el comportamiento del subsuelo ante las solicitaciones que le introduce la estructura y permite estimar el factor de seguridad a corto y a largo plazos, así como bajo condiciones de carga transitorias, y e) la evaluación del procedimiento constructivo para confirmar su seguridad y congruencia con las características del subsuelo. Terzaghi integró esta metodología, que se le podría definir como su estilo de resolver problemas de ingeniería geotécnica; la defendió duramente de aquellos que pretendían demostrar la preponderancia del análisis teórico, olvidando la complejidad de la naturaleza y de las alternativas ingenieriles (Bjerrum, 1960). Es tan sólida, que la evolución teórica y experimental de todos los aspectos que la integran, confirma plenamente su validez actual. A continuación se describe lo que actualmente podría ser una exploración con esa metodología, partiendo desde el reconocimiento geológico a la selección de las técnicas disponibles de exploración, para con esa información planear la ejecución de mediciones in situ y definir con precisión el programa de muestreo inalterado y el tipo de muestreadores que se requieran. 13.2

MARCO GEOLÓGICO

Identificar lo que Terzaghi llamó los pequeños detalles geológicos del subsuelo de un sitio implica tener conocimiento profundo del proceso de formación y evolución de los suelos; el cual a su vez se basa en el levantamiento de la geología local y en la interpretación de la influencia de los grandes eventos ambientales que han afectado a nuestro planeta. Se puede generalizar que los suelos del antiplano y de las costas de México se formaron durante el último medio millón de años, lo que corresponde al final del Pleistoceno y al Holoceno (Fagas,1974). En la Fig 13.1, se muestra la cronología de los eventos que 205

ocurrieron a consecuencia de los cambios graduales de temperatura de sólo unos grados. En cuanto al proceso de formación de los suelos del Valle de México, la conjunción del vulcanismo con esos cambios climáticos fue el factor esencial. Por lo que respecta a las costas, las variaciones del nivel del mar provocadas por los ciclos de glaciación, fueron el factor más predominante de formación de los suelos; aclarando que el vulcanismo proporcionó, en varios sitios, grandes aportes de arena y cenizas que los ríos y el mar movieron y conformaron. En la Fig 3.2 se presenta una interpretación de la variación de los niveles que ha tenido el mar desde la última glaciación (Leet y Judson, 1977). Finales de la glaciación Kansas. En esa época en el Valle de México ocurrieron los grandes marespiroclásticos flujos gradualmente dedescendieron la erupción Cuquita a unos 90del m por Cerro debajo de San del Miguel nivel actual (Mooser, a consecuencia 1988); los de la acumulación de grandes masas de hielo en los casquetes polares (Fagas,1974), (Leet et al, 1977) y (Mooser, 1655); los ríos erosionaron la parte más profunda y antigua de sus deltas y transportaron el aluvión que cubrió las arcillas marinas previamente depositadas, generándoles una importante preconsolidación. Temperatura media en el mundo HOY

Glaciares e interglaciares

Agricultura, Ciudades

Wisconsin G

Hombre en América cazadores, recolectores

Sangamon

200 000

Desarrollo humano I

Holoceno

Holoceno

I

Illinois

G

s

Yarmouth

I

ñ o a n 400 000 e o p m ie T

Kansas

G

Homo Sapiens

Homo Erectus

Pleistoceno

600 000

800 000

1 000 000

17° 15° 13° 11° 9° Grados Celsius

Incierto Australopitecus africanus (olduvay)

2 000 000 3 000 000 G

4 000 000

I 5 000 000

Glacial Interglacial Plioceno

Fig 13.1 Eventos durante el Pleistoceno y Holoceno (Santoyo, 1968) 206


Interglacial Yarmouth. Geológicamente se le podría definir como un breve lapso de un clima tropical, los casquetes polares casi desaparecieron, el mar gradualmente subió a unos 25 m por arriba del nivel actual; en el Valle ocurrió un gran período de sequía, los suelos se endurecieron por secado solar formándose un estrato duro; en las costas, los suelos crecieron quedando por arriba del actual nivel del mar. Glaciación Illinois. Nuevamente el nivel del mar descendió quedando a unos 20 m por debajo del nivel actual, en las costas se erosionaron parte de los materiales depositados en el Yarmouth, formándose nuevos cauces; en el Valle de México se formaron las arenas azules, ocurrieron grandes flujos de morrenas y continuó la sedimentación de arcilla en el lago.

Nivel actual del mar 0

-30

m , d a d i d n u f o r P-60

-90 0

5

10

15

20

Miles de años antes del presente

Fig 13.2 Nivel del mar respecto al tiempo (Leet et al, 1977)

Interglacial Sangamon. Un nuevo período tropical, en el Valle se formó por secado solar la llamada Capa Dura (Mooser, 1988); el mar subió a unos 8 m y se desarrolló otro proceso de depositación de aluviones. Glaciación Wisconsin. Provocó el descenso del mar a unos 8 m, las costas se erosionaron; en el Valle se formaron las últimas morrenas. Interglacial Holoceno. La época actual lleva unos 10 000 años, la temperatura reinante, aun con sus variaciones, ha permitido el desarrollo cultural del hombre (Fagas, 1974); los casquetes polares han mantenido su espesor y por ello el nivel del mar sólo ha experimentado pequeños cambios. En este período se considera que se depositaron los 18 m superiores de las arcillas del Valle de México ( Mooser, 1988 ); también ocurrió la sedimentación de los aluviones más recientes y sueltos de los deltas y costas. Período actual. En los últimos 3000 años en el Valle de México se formaron los depósitos de pradera, constituídos por arrastres del lomerío del poniente; son tan recientes que contienen restos de cerámica arqueológica. Finalmente el hombre ha venido a modificar grandemente el proceso de formación y comportamiento de los suelos, desde las obras hidráulicas de los aztecas hasta el emisor profundo y sobre todo con el proceso de consolidación de las arcillas inducido por el bombeo de agua, las costas la influencia delvenido hombre se vuelve significativa con la construcción de presas aEnpartir de 1940; con ello ha a reducir drásticamente el volumen de aluviones que los ríos transportan al mar, desencadenando algunas zonas de desequilibrio; así por ejemplo, en el delta del Río Balsas se ha venido presentando un fenómeno de erosión costera que ha obligado al diseño y construcción de obras de protección. 207

13.3

RECONOCIMIENTO DEL SITIO

El reconocimiento geotécnico de un sitio permite al especialista identificar sus características geológicas, interpretar las probables condiciones del subsuelo y observar el comportamiento de las cimentaciones construídas en la vecindad; la recopilación previa de la información geotécnica disponible y el examen de fotografías aéreas del sitio facilitan y enriquecen esta labor. La confiabilidad de este reconocimiento está condicionada por la capacidad y experiencia del ingeniero que la haga, por su habilidad para captar todos los aspectos significativos y su conocimiento de las técnicas de la exploración. Sin embargo, con frecuencia se tiende a restar importancia al reconocimiento del sitio y por ello se le encarga a ingenieros de poca experiencia y a veces hasta se omite; las consecuencias de esta mala decisión surgen durante la exploración o peor aun, el estudio geotécnico realizado queda con errores ocultos que provocarán problemas constructivos y comportamientos indeseables en la cimentación. Con la información recopilada y las características de las estructuras por construir, se deberá elaborar el programa que define las técnicas de exploración más adecuadas, la conveniencia de hacer mediciones de campo y las técnicas de muestreo inalterado. 13.4

HERRAMIENTAS DE EXPLORACIÓN

Se acostumbra clasificar a las técnicas que se utilizan para la etapa de exploración de los suelos en: a) Método indirecto, que comprende los procedimientos geofísicos, principalmente el geoeléctrico y el geosísmico, b) Método semidirecto, que corresponde con los conos dinámicos y estático y c) Método directo que esencialmente consiste en el muestreo de los suelos con el penetrómetro estándar. Estudios geofísicos. Esencialmente se basan en definir la estratigrafía y posibles tipos de suelos que la forman, mediante las correlaciones que se pueden establecer con la variación de las propiedades físicas de los suelos, como son la resistividad o la velocidad de propagación de las ondas; aunque estas técnicas han ganado su lugar como herramientas de exploración, su confiabilidad siempre ha quedado en duda por ello no se ha extendido su uso. Recientemente se dispone de equipos de radar que parecen abrir nuevas posibilidades a la geofísica. Conos estáticos y dinámicos. Estos dispositivos son considerados en Europa como las mejores herramientas para la exploración del subsuelo, debido a su eficiencia y bajo costo; sin embargo, con frecuencia se señala que su mayor limitación radica en su incapacidad para rescatar muestras que permitan la identificación de los suelos. Por ello conviene aquí aclarar e insistir que la campaña de exploración simplemente precede a la ejecución de los sondeos alteradode o inalterado, de los cuales se obtendrán muestras para la ejecuciónde demuestreo todas las pruebas laboratorio que se justifique realizar. Más aun, conocer estratigrafía de un sitio permite racionalizar el muestreo, ya que se pueden definir con precisión las profundidades de las muestras que se deben extraer, así como seleccionar con mayor criterio el tipo de muestreador que debe emplearse. 208


El enfoque anterior fue claramente planteado por Terzaghi y Peck (Terzaghi et al, 1969), mostrando los conos de la Fig. 13.3 junto con varios sondeos dinámicos y estáticos; entre ellos destaca el de la Fig. 13.4, efectuado con cono estático en 1930, y complementado con pruebas de placa realizadas a profundidades hasta de 12 m. Penetración estándar. Esta técnica desarrollada en los Estados Unidos tiene la ventaja de servir como herramienta de exploración y simultáneamente de muestreo alterado; se emplea con tanta frecuencia que inspira una confianza excesiva porque siempre se le interpreta con correlaciones estadísticas generales, que nunca se ratifican para los suelos del sitio en estudio. Conviene subrayar que en suelos blandos la información que Barra

19 cm Ø con tubo

Agua a presión

Ademe Ranura

5cm

1.6 cm X

X

Sección x-x

3.6 cm

60º

(a) 7.0 cm (d)

(b)

5.0 cm (e)

(c) (a) Cono holandés srcinal

(d) Penetrómetro con chiflón de agua

(b) y (c) Cono holandés actual

(d) Punta cónica hincada

Fig. 13.3 Penetrómetros desarrollados (Terzaghi et al, 1969)

Criterio racional. La metodología más recomendable para hacer una exploración indudablemente debe aprovechar, así sey justifica, todas las técnicas descritas; empezar con la geofísica, continuar con los si conos después el muestreo inalterado, utilizando la penetración estándar en los suelos donde no se requieran muestras inalteradas, o cuando no se disponga del muestreador capaz de rescatarlas.

209

q c en kg/cm 2 0

50

100

Pruebas de carga kg/cm 2 8 0 4 0.0

150

2.5

PC-1

5.0 PC-1

0.0 2.5

PC-2

5.0 5

m c l, a c tir e v

PC-2 m , d a i d n u f ro P

n ó i c a m r o f e D

PC-3

10

PC-4

0.0 2.5

PC-3

5.0 0.0 2.5

PC-4

5.0 0.0 2.5

PC-5

5.0

PC-5

0.0

PC-6

2.5

PC-6

5.0 15

Nota:La figura srcinal esta en unidades inglesas.

Fig. 13.4 Resultados de una prueba de cono en arenas (Terzaghi et al, 1962)

13.5

MEDICIONES DE CAMPO

La tecnología de mediciones de campo está modificando profundamente los procedimientos de obtención de los parámetros de diseño, reduciendo y racionalizando las pruebas de laboratorio que se harán en el futuro. A continuación se mencionan brevemente los dispositivos que más se han desarrollado, encontrándose en (de Ruiter, 1988) una discusión más actualizada sobre ellos. 13.5.1 Cono estático Aquí se presentaría al cono estático no sólo como herramienta de exploración, sino como una técnica de medición de las propiedades mecánicas de los suelos, particularmente de su resistencia al corte e indirectamente de su compresibilidad; en cambio el cono dinámico sólo permite definir la estratigrafía de un sitio. 13.5.2 Presiómetros El presiómetro desarrollado por Menard (Menard, 1975) permite definir las gráficas esfuerzo-deformación y los valores límites de resistencia, de rocas blandas a suelos; por su parte la variante llamada Camkometer (Wroth et al, 1972) obtiene los mismos parámetros de suelos blandos o sueltos. Así entre ambos dispositivos cubren todos los tipos de suelos, 210


siendo de principal interés aquellos para los que no se han desarrollado técnicas confiables de muestreo inalterado como son: las arenas compactas secas o saturadas, limos arenosos cementados y secos (tobas) y arenas muy sueltas. 13.5.3 Dilatómetro Este aparato desarrollado por Marchetti (Marchetti, 1980) se podría definir como una celda plana de carga. Tiene la forma de una paleta plana, de 10 x 20 cm y 1.5 cm de espesor, en un lado lleva un área circular de 6 cm de diámetro, constituida por una membrana de acero que puede momentáneamente inflarse o deprimirse con gas a presión; se instala en el extremo de una tubería de perforación. Los modelos más avanzados tienen también sensores para medir la fuerza necesaria para hincar ese dispositivo, así como la presión de poro que se desarrolla. Los parámetros del suelo que se pueden obtener con este dispositivo son: la resistencia a la penetración, el estado de esfuerzos horizontales y la presión de poro. La confianza en la utilidad de este aparato se ha venido incrementando en los últimos veinte años, en los que ha demostrado que permite resolver problemas de geotecnia con una precisión tal que puede superar la de las pruebas de laboratorio (Schmertmann, 1988). 13.6

MUESTREO INALTERADO

La obtención de muestras inalteradas será siempre un reto al ingenio de los especialistas, ya que las características peculiares de cada suelo exigen que se desarrollen muestreadores y habilidad en su operación; aquí sólo conviene reconocer los siguientes aspectos: Humedad natural. Se debe admitir como regla básica no violable que el contenido de humedad de las muestras coincida con el natural; esta importante restricción a su vez impide el uso indiscriminado de agua o lodo bentonítico en suelos parcialmente saturados. Geometría de los muestreadores. Las dimensiones de los tubos muestreadores deben satisfacer las condiciones que aseguren que su introducción no altere los suelos (Hvorslev, 1949). Conservación y transporte de muestras. Los aspectos que deben vigilarse con mayor detalle son: a) la pérdida de humedad de las muestras de suelos finos y b) que las muestras de suelos granulares no queden expuestas a vibraciones Desarrollo de muestreadores. Es fundamental reconocer la necesidad de investigación experimental para lo siguiente: a) desarrollar una tecnología de muestreo de suelos arcillosos blandos fisurados, b) mejorar el diseño del barril Denison, reduciendo el espesor de sus paredes, c) mejorar el diseño del tubo dentado operado a rotación, d) construir un barril giratorio parasaturadas muestreopoco en seco de suelos y tobas blandas,dee)pozos depurar el muestreo de arenas compactas, y f) duros optimizar la ejecución a cielo abierto.

211

Lo expuesto anteriormente demuestra que el muestreo inalterado sigue siendo un reto técnico abierto que debe ser enfrentado de manera sistemática y continua. 13.7

SUPERVISIÓN TÉCNICA

La realización de una campaña de exploración y muestreo implica la ejecución de una serie de actividades, que a su vez involucran una secuencia de detalles que frecuentemente están mal resueltos, ya sea por falta de capacidad del personal o simple descuido; por ello, la única manera de asegurarse que los trabajos de campo alcancen la calidad requerida, consiste en adoptar una supervisión técnica rigurosa y capaz de introducir las modificaciones que casi siempre se necesitan durante el proceso de trabajo. 13.8

CONCLUSIONES

En este capítulo se insiste en la conveniencia de dividir los trabajos de campo de un estudio geotécnico en: a) la etapa de exploración; cuyos objetivos, técnicas y herramientas se deberán definir con base en la información previa recopilada y en el reconocimiento detallado del sitio, b) la etapa de muestreo, para la recuperación de las muestras alteradas e inalteradas que se justifique identificar y ensayar en el laboratorio y c) las mediciones en el sitio, para definir la resistencia y módulos de deformación de los suelos. La secuencia de realización de estas etapas deberá ser supervisada por un ingeniero con experiencia en estos trabajos, que podrá decidir si cada etapa es independiente de la otra o bien que sea admisible cierta superposición. La metodología planteada hace factible cumplir con las dos enseñanzas que Terzaghi transmitió a sus alumnos sobre los trabajos de exploración y muestreo: a) que la calidad de un estudio de mecánica de suelos queda condicionada por la de las muestras que se llevan al laboratorio y b) que se detecten los pequeños detalles geológicos que influirán en el comportamiento de las cimentaciones. En cuanto al cono eléctrico, en esta publicación se intenta demostrar que actualmente es la mejor herramienta de exploración disponible para los suelos blandos y arenas poco compactas; también se insiste en que no sustituye a la información que se puede obtener del laboratorio, sino que la complementa, pero a condición de que las muestras sean de excelente calidad y los ensayes de laboratorio los hagan técnicos capacitados utilizando equipos de precisión acorde con la magnitud de las variables por medir. Se plantea también que la utilidad del cono eléctrico se está incrementando poderosamente por su habilidad para medir además de las resistencias de los suelos, otras variables como son la presión de poro e indirectamente la velocidad de propagación de ondas; en cuanto al cono dinámico, se insiste en la conveniencia de utilizarlo para definir la estratigrafía de un sitio. Se menciona de igual manera, sin entrar en detalles, que el presiómetro y el dilatómetro están ganando un importante lugar como técnicas de medición las propiedades de llegarán los suelos. incluso predecir que el cono eléctrico, de el presiómetro y elmecánicas dilatómetro a Se serpuede herramientas indispensables en cualquier estudio geotécnico que se haga.

212


14

REFERENCIAS

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