López, J. Emanuel
Distribución de tensiones en el terreno La distribución de tensiones en el terreno depende de:
Intensidad de la carga Características del terreno Dimensiones de la superficie de apoyo Rigidez de la fundación
Se puede considerar dos tipos de fundaciones: Rígidas y Elásticas (flexibles).
Cuando la rigidez de la fundación es nula, la distribución de tensiones tiende a ser uniforme. En las figuras siguientes se muestra la distribución de tensiones de contacto para fundaciones rígidas en distintos terrenos, según Lomeyer.
El semiespacio de Boussinesq Boussinesq estudió los esfuerzos actuantes en un medio homogéneo, isótropo, linealmente elástico y semi-infinito (limitado por una sola frontera plana) producidos por una carga vertical concentrada aplicada en la superficie horizontal del mismo.
López, J. Emanuel
En un punto del medio semi-infinito ubicado a una distancia vertical z y una distancia horizontal r del punto d e aplicación de la carga, las tensiones son:
=
= 2 3 12 1 == 32 12 1 2 Donde la dirección
es perpendicular al plano definido por las direcciones z y r.
La expresión de es la más usada d e las cuatro, su aplicación al cálculo de asentamientos es de fundamental importancia. Para la aplicación práctica es conveniente expresarla como sigue:
= Dónde:
Tensión vertical para una profundidad “z”.
=== =
Distancia vertical desde el punto de aplicación de la carga. Distancia horizontal medida desde la profundida “z”.
Carga concentrada.
López, J. Emanuel
Carga lineal de longitud infinita Para el caso en que el medio semi-infinito esté sometido a una carga lineal de longitud infinita, con la Teoría de Boussinesq se obtiene la siguiente expresión:
= ==
Dónde: Carga por unidad de longitud. Distancia horizontal entre la carga y el punto donde se evalúa la tensión. Limitaciones Es necesario recalcar que las expresiones teóricas estudiadas se han obtenido realizando hipótesis sobre un material ideal que dista mucho de los materiales que encontramos en la realidad. El suelo no es homogéneo, ni isótropo, ni linealmente elástico. En general la Teoría de Boussinesq es válida para el cálculo de asentamientos de suelos sujetos a consolidación como es el caso de las arcillas. Aplicaciones Integrando las expresiones anteriores, se puede determinar tensiones en el suelo para casos de cargas aplicadas en una superficie.
López, J. Emanuel
Adoptando una carga concentrada P=1, valores de z desde 0 a 5m desde la superficie y valores de r desde 0 a 5m hacia cada lado, se calcularon mediante una planilla de EXCEL los valores de tensión que luego fueron representados mediante una gráfica. BOUSSINESQ (Carga concentrada P=1) r z
-5
-4
-3
-2
-1
0
1
2
3
4
5
1. 00
0. 0001
0. 0004
0. 0015
0. 0085
0. 0844
0. 4777
0. 0844
0. 0085
0. 0015
0. 0004
0. 0001
1. 50
0. 0004
0. 0011
0. 0038
0. 0165
0. 0847
0. 2123
0. 0847
0. 0165
0. 0038
0. 0011
0. 0004
2. 00
0. 0008
0. 0021
0. 0063
0. 0211
0. 0684
0. 1194
0. 0684
0. 0211
0. 0063
0. 0021
0. 0008
2. 50
0. 0014
0. 0032
0. 0082
0. 0222
0. 0527
0. 0764
0. 0527
0. 0222
0. 0082
0. 0032
0. 0014
3. 00
0. 0019
0. 0041
0. 0094
0. 0212
0. 0408
0. 0531
0. 0408
0. 0212
0. 0094
0. 0041
0. 0019
3. 50
0. 0024
0. 0048
0. 0098
0. 0192
0. 0320
0. 0390
0. 0320
0. 0192
0. 0098
0. 0048
0. 0024
4. 00
0. 0028
0. 0053
0. 0098
0. 0171
0. 0257
0. 0299
0. 0257
0. 0171
0. 0098
0. 0053
0. 0028
4. 50
0. 0032
0. 0055
0. 0094
0. 0150
0. 0209
0. 0236
0. 0209
0. 0150
0. 0094
0. 0055
0. 0032
5. 00
0. 0034
0. 0055
0. 0089
0. 0132
0. 0173
0. 0191
0. 0173
0. 0132
0. 0089
0. 0055
0. 0034
4
5
BOUSSINESQ (Carga concentrada P=1) -5
-4
-3
-2
-1
0 ,000
1
2
3
z=1 z=1.5
,100 ,200
z=2 z=2.5 z=3
,300
z=3.5 z=4
,400
z=4.5 z=5
,500
Cada curva representa la variación de las tensiones verticales (eje de ordenadas) en función de la distancia horizontal r (eje de abscisas) para cada altura z. Modelo de Frohlich Frohlich encontró la solución matemática del fenómeno, tomando al suelo como un medio homogéneo, elástico y anisótropo, para los casos de carga puntual y lineal. Los resultados de este modelo son coincidentes con la realidad. La importancia de la determinación de la distribución de tensiones en el suelo, radica en que es un paso fundamental para el cálculo de los asentamientos.
López, J. Emanuel
Frohlich determino la tensión radial principal en un punto que se encuentra a una distancia r de la aplicación de la carga y tiene un ángulo de inclinación respecto de la vertical.
= − = −
Para carga puntual (P): Para carga lineal (q):
== == ==
Dónde: Tensión radial principal para carga puntual. Tensión radial principal para carga lineal de longitud infinita. Ángulo de inclinación respecto a la vertical. Coeficiente de concentración de cargas (considera la anisotropía del suelo). Coeficiente de concentración de cargas para carga lineal.
Distancia desde el punto de aplicación de la c arga con un ángulo de inclinación Valores del coeficiente de concentración de cargas 1-2 Material ideal
≈
3
Suelos arcillosos consolidados y rocas (E ctte-coincide con Teoria de Boussinesq)
4
Arenas
respecto de la vertical.
5-6 Fenómeno de deformación plástica y concentración adicional de tensiones por efecto de la resistencia al corte en el plano de asiento (vale para bases pequeñas) Tensiones según las direcciones vertical y horizontal Para carga puntual (P):
= ; = 2 − ; = 2 − = ; = − ; = − Para carga lineal (q):
Estas tensiones se pueden determinar empleando el Círculo de Mohr.
López, J. Emanuel
== =
En la práctica, las más útiles son las expresiones de tensiones verticales. Es conveniente expresarlas en función de la profundidad z. Expresión para carga puntual en función de z
= + =90=0 =0=
Para
Para
:
:
Se observa que la distribución de presiones tiene forma de campana invertida. A medida que z aumenta, la tensión máxima disminuye y la distribución tiende a la forma rectangular.
López, J. Emanuel
=0→ = √31
Los puntos de inflexión de la curva se alejan del eje vertical cuando crece z. Uniendo los puntos se obtiene una recta que forma un ángulo , el cual decrece al aumentar (esto da una idea de la concentración de tensiones). Matemáticamente:
Uniendo los puntos de igual tensión se obtienen las superficies isobáricas del suelo. Para las isobaras de tensión vertical, la expresión matemática es:
=,, √ =
La figura muestra isobaras para casos de diferentes coeficientes de concentración de cargas. Los casos de la Teoría de Frolich son de uso limitado, en la realidad las cargas son superficiales por lo tanto se requiere realizar una integración para aplicar dicha teoría, entonces se vuelve dificultoso de emplear. Comúnmente se emplea la isobara correspondiente al 20% de la tensión de contacto (0,2q) para establecer la profundidad límite del estudio, considerando que por debajo de ella las tensiones son despreciables. Para arenas dicha profundidad se encuentra aproximadamente a 1.5b; y para arcillas 2.5b, siendo b la menor dimensión de la superficie cargada (rectangular).
López, J. Emanuel
Ejemplo: FRÖLICH(Material ideal ν=2) θ z
- 60
- 45
- 30
- 15
0
15
30
45
60
1. 0
0. 0199
0. 0796
0. 1791
0. 2772
0. 3185
0. 2772
0. 1791
0. 0796
0. 0199
1. 5
0. 0088
0. 0354
0. 0796
0. 1232
0. 1415
0. 1232
0. 0796
0. 0354
0. 0088
2. 0
0. 0050
0. 0199
0. 0448
0. 0693
0. 0796
0. 0693
0. 0448
0. 0199
0. 0050
2. 5
0. 0032
0. 0127
0. 0287
0. 0444
0. 0510
0. 0444
0. 0287
0. 0127
0. 0032
3. 0
0. 0022
0. 0088
0. 0199
0. 0308
0. 0354
0. 0308
0. 0199
0. 0088
0. 0022
3. 5
0. 0016
0. 0065
0. 0146
0. 0226
0. 0260
0. 0226
0. 0146
0. 0065
0. 0016
4. 0
0. 0012
0. 0050
0. 0112
0. 0173
0. 0199
0. 0173
0. 0112
0. 0050
0. 0012
4. 5
0. 0010
0. 0039
0. 0088
0. 0137
0. 0157
0. 0137
0. 0088
0. 0039
0. 0010
5. 0
0. 0008
0. 0032
0. 0072
0. 0111
0. 0127
0. 0111
0. 0072
0. 0032
0. 0008
FRÖLICH (Material ideal ν=2) -80
-60
-40
-20
0 ,000 ,050 ,100 ,150 ,200 ,250 ,300 ,350
20
40
60
80
z=1.0 z=1.5 z=2.0 z=2.5 z=3.0 z=3.5
Conclusión: Los resultados obtenidos a partir de la Teoría de Boussinesq para una carga puntual son similares a los obtenidos según el modelo de Frölich referido a un suelo de arcilla consolidada, esto es de alguna manera esperado ya que como se explicó previamente la Teoría de Boussinesq es aplicable para suelos arcillosos. Distribución de tensiones verticales bajo carga rectangular Partiendo de la tensión producida por una carga puntual, mediante un proceso de integración puede determinarse la tensión vertical en el suelo, a una profundidad z bajo un vértice de un r ectángulo de lados a y b con carga uniforme q.
=..
Se divide el rectángulo en rectángulos infinitesimales de lados da y db. Se puede considerar que en cada uno de ellos actúa una carga puntual , aplicada en su centro.
Cada carga dP producirá un d
López, J. Emanuel
. Empleando la fórmula de Boussinesq puede escribirse:
= 32
Para encontrar se integra esta expresión en toda el área rectangular donde esta aplicada la carga distribuida. La solución puede expresarse:
} ) = 2 { ( 2 =√ =3 =4 Con
Esta fórmula es la base del Abaco de Steinbrenner para el cálculo de tensiones verticales en el suelo. Ábaco de Steinbrenner Ohde
Este ábaco permite determinar las tensiones en el suelo, producidas por una carga rectangular uniformemente distribuida en los puntos de una línea vertical que pase por uno de los vértices de la zona cargada. Steinbrenner desarrollo el ábaco para un coeficiente de concentración de cargas (corresponde a suelos cohesivos), luego Ohde introdujo el caso (corresponde a suelos granulares). Para usar el acabo se necesita calcular las relaciones:
a/b: relación de dimensiones de la superficie cargada, siendo a>b z/b: profundidad donde se desea determinar la tensión, relativa a la dimensión b
Se ingresa al ábaco por la izquierda con la relación z/b, allí con una línea horizontal se intersecta la curva con la relación
=3
=4/
a/b requerida (hay curvas con diferentes relaciones a/b que van de 1 a infinito, en realidad hay dos juegos de curvas, unas para y otras para ), desde la intersección se traza una línea vertical con la cual se sale del ábaco hacia arriba donde se obtiene la relación . Como q es conocido, se obtiene inmediatamente.
López, J. Emanuel
Cuando se desea determinar la tensión en el suelo en un punto de la zona rectangular cargada que no sea vértice, hay que dividir la zona en rectángulos menores de forma que el punto en cuestión sea vértice en todos los nuevos rectángulos. Finalmente se suma (o resta) los efectos producidos por los distintos rectángulos.
Para el caso de que el punto caiga fuera del rectángulo, se debe considerar como si el rectángulo continuara hasta ese punto y luego restar la tensión producida por la parte agregada.
=
Ejemplo A Tipo de suelo: arena limosa (
=4 /=2.40/1.50=1.60 /=2.00/1.50=1.33 );
;
Del ábaco de Steinbrenner-Ohde se obtiene:
=0.16 → =0.16∗=0.16∗1.50/ =0.24 /
López, J. Emanuel
Ejemplo B Para el rectángulo A:
/=2.40/1.50=1.60 /=2.00/1.50=1.33 ;
Del ábaco de Steinbrenner-Ohde se obtiene:
Para el rectángulo B:
/=3. =0.00/2.1640=1.→ 25 =0.1/=2. 6∗=0.00/2.16∗1.40=0.5083/ =0.24 / ;
=0.21 → =0.21∗=0.21∗1.50 / =0.315 / = =0.24 / 0.315 / =0.555 /
López, J. Emanuel
Calculo de asentamientos Los asentamientos se pueden valorar en una primera instancia según la Ley de Hooke que considera un material homogéneo, elástico e isótropo. Además se supone que el dispositivo que transmite la carga se deforma acompañado a la deformación del suelo. Entonces:
== ∆ → ∆=
Dónde: = Asentamiento
∆
z= Espesor del estrato E= Módulo de elasticidad del estrato = Presión actuante
Como la deformación transversal del suelo está restringida, debemos multiplicar a la expresión por la función f que depende del coeficiente de Poisson.
∆= :
En general el suelo no cumple con las hipótesis realizadas en esta teoría, por lo tanto los resultados no se corresponderán exactamente con la realidad. Steinbrenner continúa empleando esta teoría debido a la simpleza de la misma.
∆= , ,,
Fórmula de Steinbrenner
Esta fórmula es válida para calcular el asentamiento de un punto ubicado en un vértice de una zona rectangular cargada, sobre un estrato de suelo uniforme (como en el caso del cálculo de la tensión vertical con el ábaco de SteinbrennerOhde).
∆
= Asentamiento
E= Módulo de elasticidad del estrato q= Presión de contacto (uniforme) z= Máxima profundidad afectada por la presión de contacto a= Mayor dimensión de la fundación b= menor dimensión de la fundación m= Coeficiente de Poisson
= Coeficiente de concentración de cargas
El valor de la función
se obtiene de un ábaco construido para determinar valores de
López, J. Emanuel
y de m.
Se ingresa al ábaco por la izquierda con la relación z/b, allí con una línea horizontal se intersecta la curva con la relación a/b requerida (hay curvas con diferentes relaciones a/b que van de 1 a infinito), desde la intersección se traza una línea vertical con la cual se sale del ábaco hacia arriba donde se obtiene el valor de f. Para el caso de un área circular cargada, se puede emplear el ábaco considerando el cuadrado en donde se encuentra inscripto el circulo, a=b=d (diámetro).
Asentamiento Promedio Como el valor del asentamiento no es igual para cada uno de los puntos debajo de un área cargada, es útil el concepto de Asentamiento Promedio. En general se cumple que:
∆ =0.8∆ ∆ =0.7∆
para área cargada cuadrada para área cargada circular
Se debe verificar que estos valores se encuentren dentro de un rango de valores admisibles. Determinación del Módulo de Elasticidad del Suelo Para Suelos Cohesivos Como el módulo de deformación del suelo es variable, una aproximación aceptable es tomar el “modulo secante” entre
los puntos de la Curva Edométrica correspondientes a tensión inicial y tensión final en el suelo.
López, J. Emanuel
= = == ∆−
Donde z representa la profundidad media de la masa de suelo susceptible de ser comprimida por efecto de la carga. A la izquierda podemos ver la gráfica del ensayo de consolidación del suelo, con la misma podemos determinar el valor incógnita del E que nos va a ayudar a luego calcular el asentamiento de la base.
σ
Para el cálculo de E vamos a entrar a la gráfica con que es la presión en el centro del estrato por
debajo del apoyo de la base. Luego se entra con
σf
que es la carga inicial sumada a ella la carga aplicada por la base. Una vez que se tienen las presiones podemos interceptar la curva y obtener la pendiente que nos daría
el
valor
del
módulo
de
elasticidad
correspondiente con la siguiente formula:
= σf∆ε− σ
Para poder encontrar el modulo de elasticidad debemos seguir los siguientes pasos: Primero necesitamos saber la presión vertical ubicada a la profundidad Z (distancia entre la base y la mitad del espesor del estrato por debajo). Calculamos con el abaco de Steinbrenner -Ohde para presiones, para ello entramos con la relacion z/b hasta intersectar la curva a/b luego subimos hasta el eje de las
σ
abscisas para obtener v/q. Antes habíamos obtenido la presión de contacto entre la base y el suelo de
fundación, si deseamos el valor de debemos multiplicar por v/q. Cabe aclarar que z para calcular la tensión no es el mismo que el usado para sacar , ya que el primero se considera desde la cota natural hasta la base.
López, J. Emanuel
Una vez hecho esto podemos pasar calcular las presiones: La presión inicial a la profundidad Z :
La presion final a la profundidad Z :
=´.=γ.h γ. h
=
También es posible encontrar el módulo de deformación mediante el Nº de SPT: D’ Apollonia:
Webb:
=146 =83,5 √√
(kg/cm2) Para arenas normalmente consolidadas.
(MN/cm2) Para arenas finas a medias saturadas normalmente consolidada. (MN/cm2) Para arenas finas arcillosas saturadas normalmente consolidadas.
=0,35583715 ∆∆ ≤∆ =5 ∆ ≤2,5
Se debe verificar:
(kg/cm2) Para arenas preconsolidadas.
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Caso de carga rectangular en multicapa elástica En general el bulbo de presiones (zona susceptible de ser comprimida) afectara a varios estratos de suelos, cada uno de ellos con diferente módulo de deformación (diferente material y estado de confinamiento). Para emplear el Método de Steinbrenner, se produce de la siguiente manera:
Para el primer estrato se produce de igual forma que con estrato único, en este caso z es el espesor del estrato por debajo de la superficie cargada. Para los estratos siguientes el asentamiento se calcula como la diferencia de dos casos hipotéticos: (+) estrato único desde la superficie cargada hasta el fin de estrato; (-) estrato único desde la superficie cargada hasta el fin del estrato. Finalmente se suman los asentamientos parciales de cada estrato.
Asentamiento por expansión lateral del suelo Este fenómeno es de importancia en fundaciones superficiales, basado en la hipótesis de que el asentamiento se produce sin cambio de volumen en la masa de suelo. Igualando los volúmenes producidos por el descenso vertical del cuerpo de carga y del suelo que fluye lateralmente se puede deducir el valor :
∆
= Asentamiento por expansión lateral
∆ ∆ =
q= Presión de contacto (uniforme) b= dimensión menor (base rectangular) o diámetro (base circular) c= coeficiente dimensional TIPO DE SUELO C [cm2/atmósferas] Arena suelta 40 Arcilla consolidada 10 Arena compacta 6 Limo arcilloso muy consolidado 1
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Capacidad Portante del Suelo – Teorías de rotura del suelo Cimentaciones Superficiales 2.1.1 Introducción: Se denomina capacidad portante del suelo a la capacidad de soportar las cargas transmitidas al subsuelo sin que se produzcan la rotura del mismo y a su vez que los asentamientos que se generen no sean dañinos a la cimentación misma o a la estructura que soporta. Los desplazamientos o deformaciones estarán condicionados por el tipo de suelo o por la estructura misma. En el caso de suelos duros la resistencia máxima se alcanza con asentamientos mínimos, y lo determinante para fijar la capacidad portante o tensión admisible máxima es la tensión límite a la que se produce la fluencia o rotura del suelo. En suelos blandos, en cambio sin alcanzar la tensión de fluencia, se pueden llegar a producir deformaciones lo suficientemente grandes como para que la estructura no los admita, y en este caso el criterio para adoptar una tensión admisible máxima es la que produce asentamientos compatibles con la estructura.
2.1.2 Criterios de diseño: Se entiende como cimentaciones superficiales a las zapatas o plateas que trasmiten las cargas de la estructura al suelo a través de superficies de apoyo de dimensiones de su lado menor del orden de magnitud que su profundidad. No hay límites definidos para esta profundidad, en el caso de zapatas puede ser una profundidad menor a 3,00m pero en el caso de plateas la profundidad puede ser mayor como en los edificios con varios subsuelos. Se puede tomar como indicador la relación entre la profundidad de la cota de asiento D y el lado menor del cimiento B. Si
≤5
se puede decir que la fundación es superficial, en cambio si
profunda.
>5
la fundación es
Por ello el concepto de superficial se refiere más a su extensión en planta que a la cota de apoyo, pero es más conveniente desde el punto de vista conceptual clasificar como cimentaciones directas o superficiales a las que transfieren las cargas de la estructura directamente a un estrato resistente y cimentaciones indirectas o profundas a aquellas que transmiten indirectamente las cargas a un estrato resistente más profundo, como ser los pilotes o pozos de cimentación.
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Para diseñar correctamente una fundación esta debe transmitir las cargas de la construcción al terreno con asentamientos compatible a la estructura y garantizando una seguridad suficiente frente a la rotura y/o hundimiento. Además de ello, debe estar resguardada frente a acciones naturales o artificiales que modifiquen la condición del subsuelo, como ser heladas, variación de nivel freático, etc. El procedimiento de cálculo usual es: a. b. c. d. e.
Determinar la tensión de fluencia o rotura del suelo. Obtener la presión admisible o de trabajo introduciendo un coeficiente de seguridad adecuado. Dimensionar y/o reajustar las dimensiones de la fundación. Cálculo de los asentamientos previsibles. Si los asientos superan los admitidos, reajustar las dimensiones del cimiento.
1.50
De acuerdo a la experiencia no es aconsejable tomar una cota de fundación menor a debido a que el suelo a menores profundidades posee una gran variabilidad de características tanto físicas como mecánicas. También, a pocas profundidades, el suelo se muestra muy susceptible a cambios por los efectos de las aguas superficiales y las bajas temperaturas que pueden ser muy variables a lo largo de un año. Sin embargo, se debe tener en cuenta también que siempre que sea posible la fundación se debe situar por lo menos por arriba de la napa freática. 2.2 Parámetro de Cálculo
0.50
El análisis de una fundación debe partir de un estudio de suelos que defina:
Naturaleza y estratigrafía del terreno Propiedades de cada estrato en la zona de influencia de las cimentaciones, es decir hasta la profundidad donde buza la isobara 0,20q. La ubicación del nivel freático
En lo referente a los parámetros de los suelos se debe determinar: A todas las muestras extraídas: -
Humedad natural Granulometría vía seca y húmeda Límites de consistencia Clasificación Unificada Ensayos de Corte directo sobre muestra remoldeada a densidad constante Sales totales y contenidos de cloruros y sulfatos
Con las muestras razonablemente indisturbadas: -
Humedad natural Densidad seca y natural
--
Peso específico Ensayo de Compresión triaxial no drenado (De compresión triaxial y/o de corte directo) Ensayo de Compresión triaxial drenado y consolidado (a largo plazo con tensiones efectivas) Ensayos edométricos y/o de consolidación Ensayos de Corte directo
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Ejemplo de Perfil Estratigráfico:
2.3 Introducción a la teoría de rotura de suelos Las teorías de capacidad de carga se desarrollaron investigando la forma en que se produce la rotura del suelo de apoyo y calculando teóricamente las fuerzas resistentes que se generan tratando de equilibrar a las fuerzas actuantes a través del cimiento. El valor de equilibrio nos da justamente la “carga última que el suelo puede soportar” o tensión de rotura la que afectada por el coeficiente de seguridad nos dará la “tensión admisible”.
La resistencia al corte de un suelo está dada fundamentalmente por:
Cohesión “c”
Angulo de fricción interna “ ”
La Fricción Interna del suelo depende de los siguientes factores:
Forma y Rugosidad de los granos Tamaño de partículas y su distribución granulométrica Composición mineralógica Compacidad del suelo
La Cohesión depende de:
Atracción molecular entre partículas (Fuerzas electromagnéticas) Acción ligante del agua de adsorción De las tensiones superficiales en el agua capilar
En 1773 Coulomb estableció el criterio para determinar la resistencia al corte de un elemento plano a través del suelo mediante la expresión:
=
Con C=cohesión y =angulo de fricción interna del suelo (constantes del material)
En Mecánica de los Suelos se utiliza el criterio impuesto por Mohr, denominado “criterio de Mohr -Coulomb”,
abandonando el concepto de la constancia de C y , y considerándolas variables en el sentido de que la “línea de rotura” o “línea de resistencia intrínseca”, que es una curva muy tendida.
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Ensayo de Compresión Triaxial. Este ensayo nos permite obtener los parámetros de corte necesarios para calcular la resistencia última de un suelo cuando es sometido a solicitaciones (C y ). A diferencia del ensayo de corte directo, el ensayo de compresión triaxial, no fija a priori el plano de rotura de la muestra ensayada sino que permite que el mismo se genere en forma natural y adopte la orientación más desfavorable. Otra de las ventajas que presenta el ensayo de compresión triaxial con respecto al de corte directo es la utilización de probetas cilíndricas de tamaños variados, que son más fáciles y económicas de obtener. El ensayo permite mantener controlado el drenaje y la velocidad de carga que se aplica, lo que hace que se pueda simular cualquier situación que se presente en la naturaleza.
Preparación y ejecución del ensayo: Sobre la base colocamos, enroscándolo, el cabezal inferior cuyo diámetro es variable y depende del tamaño de la probeta a ensayar. Sobre el cabezal inferior se apoya en forma centrada la probeta cilíndrica a ensayar. Es conveniente que las mismas no sean demasiado esbeltas, ya que serían difíciles de manejar y pueden pandear cuando se ensayan. Por otra parte, tampoco conviene que sean demasiado cortas, pues entonces la uniformidad en la distribución de tensiones quedaría muy afectada por el rozamiento que se srcina en sus extremos. La proporción que normalmente se utiliza entre la altura y su diámetro (relación de esbeltez) es igual a 2. A continuación se procede a colocar una vaina de Látex que envuelva a la muestra con la intención de aislarla completamente del medio que la rodea, para luego colocar sobre la parte superior de la misma el cabezal superior. La vaina de goma se ajusta posteriormente sobre ambos cabezales mediante anillos de goma dura, con la intención de producir un cierre hermético. Una vez montada la probeta se coloca un cilindro de acrílico transparente, sobre el que se apoya la tapa de la cámara.
López, J. Emanuel
Los esfuerzos se aplican en 2 etapas:
1°Etapa. Se le aplica una presión hidrostática inyectando líquido a través de una válvula y midiendo la presión del mismo en un manómetro. Esta tensión aplicada a las paredes verticales de la probeta se denomina tensión confinante y es la misma en todas direcciones. Durante esta etapa se dice que la probeta es “consolidada” si se permite el drenaje del agua que ocupa los poros. Por el contrario, si no hay drenaje se dice que la probeta es “no consolidada”.
2°Etapa. Se aplica por medio del pistón una carga vertical que se distribuye en toda el área de la probeta y se conoce como tensión desviante . Esta resulta de dividir Q (carga vertical aplicada al pistón) sobre el área de la probeta.
= =
La tensión principal mayor , es decir, a la cual falla la probeta, estará compuesta por la suma de la tensión confinante aplicada en la 1° etapa y la tensión desviante aplicada en la segunda:
Una vez armada la cámara triaxial, la misma es llevada al marco de carga. Este puede ser de deformación controlada o de carga controlada. El de deformación controlada es una prensa manual o mecánica. Esta permite que su plato inferior se mueva en sentido vertical haciendo que el pistón de la cámara reaccione contra el aro dinamométrico. La carga aplicada es igual al producto entre la deformación del aro y su constante.
Tipos de Ensayos Triaxiales.
No consolidado (No Drenado), Rápido (Q):
Este tipo de ensayo no permite el drenaje en ninguna de las 2 etapas (posee cabezales ciegos). Esto hace que la rotura de la probeta se de en un tiempo rápido. Para la ejecución de este ensayo se trabaja con un área corregida ya que cuando aplicamos la tensión desviante ( la probeta cambia de forma pero no de volumen, siempre y cuando esté saturada.
)
López, J. Emanuel
Ensayando 3 o más probetas, a las que aplicamos tensiones de confinamiento distintas, podemos determinar en la rotura, la tensión desviante máxima “ ” para cada valor de , lo cual nos permite graficar círculos de Mohr.
López, J. Emanuel
A partir de estos podemos obtener los parámetros c y Ø.
→=
En caso de ensayar sobre probetas saturadas, la CRI será horizontal, ya que al estar saturada y aplicarle una tensión confinante , la misma es transmitida en forma total al agua de los poros, por lo tanto, en el interior de la probeta tendremos una presión neutra o sea que no se traduce en u n incremento de la tensión efectiva lo que equivale a decir que Ø=0 . En resumen, en estos casos, los parámetros de corte no aumentan con los distintos valores de que le damos a la
=
cámara triaxial y el valor de (σ1−σ3) se mantiene constante con lo que los diámetros
de los círculos son todos iguales y por lo tanto Ø= 0. Para los casos en que se ensayan probetas no saturadas, al aplicar , la misma se transfiere a través de la vaina de goma a la estructura sólida del suelo, la que comprime el aire que tiene en su interior y logra una mayor fricción entre los granos de la estructura y por lo tanto, a medida que aumentamos , necesitamos mayor carga para romper la probeta, es decir aumento el Ø y con ello la pendiente de CRI.
En los suelos con humedad elevada, pero que no alcanzan el 100% de saturación, por efecto de la presión de confinamiento, la probeta se achica a costa de la compresión de las burbujas de aire y para un cierto valor de se llega al 100 % de la saturación, con lo cual el ángulo de fricción interna se reduce a Ø=0 para valores elevados de .
Este tipo de ensayo, además de ser el más rápido, es el más barato de ejecutar y proporciona los parámetros de corte más desfavorables del suelo, ya que lo lleva a la rotura en forma rápida y sin permitir el drenaje o la disipación de la presión intersticial, que es lo mismo. Este ensayo tiene aplicación en los cálculos de ingeniería, donde el tiempo que se tarda en aplicar la totalidad de la carga estructural es muy pequeño comparado con el tiempo de consolidación de la masa arcillosa a la cual le será transferida la solicitación. Supongamos que tenemos que cimentar en forma directa un tanque de combustible para una empresa petrolera. Mediante un ensayo podemos conocer el tiempo que tardará este manto en alcanzar el 90 % de consolidación.
López, J. Emanuel
Suponiendo que este tiempo sea por ejemplos de 10 años, tendremos que esperar un tiempo de t = 10años para que el manto de arcilla se consolide bajo la carga del tanque y se disipen las tensiones neutras, de manera que las tensiones totales se transformen en tensiones efectivas. Comparando este tiempo con, por ejemplo, cinco días que se tarda en llenar con las bombas el tanque y con ello aplicar la totalidad de la carga, es lógico pensar entonces que tendremos que calcular la su fundación con los parámetros de corte en términos de tensiones totales obtenidos a partir de un ensayo triaxial “Q” ya que dentro de los 11 años que se
necesitan para alcanzar el 100% de la consolidación primaria, un tiempo de 5 días que demanda la instalación de la carga, no significa prácticamente nada y se tiene que considerar como carga instantánea.
Consolidado (Drenado), Lento (S). En este ensayo se permite el drenaje en ambas etapas, por lo que la velocidad de ejecución es directamente proporcional al a permeabilidad del suelo.
Para la ejecución del ensayo triaxial “S” la probeta deberá montarse en la cámara triaxial utilizando los cabezales superior
e inferior permeables. Una vez armada la cámara debemos saturar la probeta. *Suelos de Permeabilidad Alta: Percolación: consiste en conectar al cabezal inferior, un depósito de agua destilada desairada para que por gravedad percole a través de la muestra y la sature. *Suelos Poco Permeable: Contrapresión: consiste en aumentar la presión del agua intersticial, aumentando previamente en una misma magnitud más una pequeña diferencia la presión de cámara. De este modo el volumen de las burbujas de aire disminuye hasta que no quede más aire y la probeta se sature. Una vez saturada la probeta podemos comenzar a aplicar las cargas. 1°Etapa. Aplicamos
hasta el 100% d e la consolidación permitiendo el drenaje. Al mismo tiempo se activa el cronometro
para medir el tiempo que tarda la muestra en consolidarse. Medimos el volumen de agua expulsado por la probeta al consolidarse bajo la presión hidrostática . Con estos datos graficamos:
2°Etapa. Consiste en aplicar la tensión desviante
a una velocidad lenta permitiendo el drenaje (presiones
neutras disipadas). Con los datos obtenidos confeccionamos:
López, J. Emanuel
La velocidad del ensayo depende del tipo de suelo y de las condiciones de drenaje (x) que se adopten.
En este ensayo encontramos valores que llamaremos c’ y Ø’ , que representan parámetros de corte efectivos. Los resultado del ensayo triaxial drenado “S” son de aplicación en los casos, en que la aplicación de las cargas a una masa
de suelo se hace en un lapso de tiempo compatible con la disipación de presiones neutras, dicho suelo, por sus condiciones de drenaje, posea. Es decir que cuando queremos calcular alguna fundación directa o indirecta de un edificio o de un puente, sobre un manto de suelo granular de alta permeabilidad, utilizaremos en el cálculo los parámetros c’ y Ø’ ya que la disipación de presiones neutras en estos estratos, si están saturados, será total cuando se termine de construir la obra. Consolidado, No drenado, “R” . Es una composición de los dos ensayos anteriores ya que en la 1°etapa se permite el drenaje y en la 2° la rotura se alcanza
en forma rápida y sin permitir ningún drenaje. Existe una variante de este ensayo, que es el “Ensayo Triaxial, Consolidado, No drenado, con medición de presiones neutras”. La diferencia con “R” es que en la 2° etapa se mide la presión neutra que se srcina e n el agua de poros cuando
se aplica la tensión desviante. 1°Etapa: Consolidamos la muestra de suelo aplicando la tensión confinante
.
2°Etapa: Una vez saturada la muestra por contrapresión, aplicamos la tensión desviante abriendo la válvula de drenaje. Estas presiones desplazaran una columna de mercurio que se encuentra en el indicador cero. Para equilibrar nuevamente esta columna es necesario aplicar un pequeño incremento de presión en la rama derecha. Esta presión aplicada será la presión neutra.
Repitiendo este ensayo con 3 o más probetas a las cuales las consolidamos con distintas presiones de confinamiento , podremos graficar los resultados obtenidos en los círculos de Mohr y obtener así los parámetros de corte en términos de
Ø
presiones totales. Este tipo de ensayo y sus parámetros ( ) son de utilidad cuando una masa de suelos que ya sufrió un proceso de consolidación es sometida en bruscamente a solicitaciones de corte sin darle tiempo a que se produzca el drenaje de agua o lo que es lo mismo sin darle lugar a que se disipen las presiones neutras que esas solicitaciones adicionales generan. Un ejemplo típico de este tipo de solicitación se presenta en una Presa de suelo. Supongamos como ejemplo un elemento del núcleo arcilloso de una presa de suelo de 100 m de altura. Supongamos además que dicho elemento se encuentra a 50 m de profundidad a partir del coronamiento. Con el correr de los años ese elemento estará consolidado bajo la presión
López, J. Emanuel
efectiva que le transmiten los mantos superiores, y además estará saturada por la filtración del agua del embalse. En esta situación es factible que por algún desperfecto en el mecanismo de las compuertas, del vertedero de la central del descargador de fondo se produzca un desembalse rápido por lo que la masa de suelo que se encontraba por encima del elemento considerado, dejará de actuar como sumergido ( ‘) y actuará como suelo satura do ( ) por lo tanto el elemento que estamos considerando sufrirá un brusco incremento de carga y en sus planos internos actuarán tensiones normales y tensiones de corte que deberán ser menores a las que nos indica la ecuación de Coulomb con los parámetros .
γ
σ Ø τ
Clasificación de suelos SUCS (Sistema Unificado de Clasificación de Suelos) y HRB (a fin de compararlos)
Donde
= = .
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Ensayo de SPT (Penetración Estándar) Objetivos: Determinar la compacidad y la capacidad de soporte del suelo No Cohesivo. Sirve para tomar muestras representativas del suelo. Por medio de las fórmu las de D’apollonia y Webb determinamos el E de suelos granulares utilizando N (nro. de golpes SPT) Consiste en contar el número de golpes N que se necesitan para introducir dentro de un estrato de suelo, un toma muestra (cuchara partida hueca y cilíndrica) de 30cm de largo, Øexterior = 51mm y Øinterior = 35mm, que permite realizar tomas de muestra naturalmente alterada en su interior a diferentes profundidades. Se realiza en suelos arenosos, suelos de arcillas blandas. No se recomienda en suelos como gravas, rocas o arcillas consolidadas por los daños que puede ocasionar el equipo. Procedimiento: Comprende de 2 etapas: 1- Sondeo: Consiste en hacer una perforación con barreno, inyección de agua o sondea rotatorio usando un taladro con movimientos de rotación de alta velocidad circulando el agua para extraer los detritos. Para suelos blandos se encamisa la perforación. 2- Muestreo: Luego de realizado el sondeo hasta la profundidad establecida, se lleva al fondo de dicha perforación la cuchara normalizada que se hinca en un tramo de 15cm en la capa a reconocer, a fin de eliminar la zona superficial parcialmente alterada, por efectos del procedimiento utilizado durante el sondaje. Se hace una señal sobre el varillaje y se cuenta el número de golpes necesarios para hincar de nuevo la cuchara, a la profundidad de 30cm (utilizando la pesa y la altura de caída normalizada).
= : ℎ ℎ 15 15
Si en un intervalo de 15cm para su hinca se superan los 50 golpes, se convierte en un rechazo y en tal caso se deberá anotar la profundidad de hincado en el tramo con 50 golpes, dándose por terminado el ensayo. Finalmente se abre la cuchara partida y se toma la muestra del interior para someterla a ensayos de humedad, granulometría, límites de consistencia, peso específico, etc.
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2.3.1 Teorías de la Capacidad d Carga: Primeras Teorías: Prandtl (1920): Teoría de equilibrio plástico para determinar la capacidad de carga a la falla de áreas cargadas en forma continua.
=0
Teoría desarrollada para metales (material con cohesión y ángulo de fricción interna (teoría de Mohr-Coulomb) pero sin masa ).
Hipótesis en que se basa:
Forma de la Falla Equilibrio de las fuerzas resistentes generadas y las actuantes (Carga Ultima)
Tipos de fallas: La Falla o Hundimiento de una fundación supone asientos importantes, y generalmente el hundimiento viene acompañado por un giro y/o vuelco de la estructura sustentada debido a la heterogeneidad del terreno. Los tipos de falla son: a. Por Rotura General: se produce una superficie de rotura continua que arranca en la base de la zapata y aflora a un lado de la misma. Aunque la teoría indica que esta rotura es simétrica, la falta de homogeneidad del suelo hace que el fallo se manifieste asimétricamente con giro de la fundación más o menos importante según sea la posibilidad de rotación de la estructura. Se da en suelos generales.
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b. Por Punzonamiento: en este caso la fundación se hunde cortando al terreno en su periferia, con asentamiento aproximadamente vertical. Esto ocurre en materiales muy compresibles y poco resistentes.
c. Por Rotura Local: es la situación intermedia en la que el terreno se plastifica en los bordes de la zapata y bajo la misma, sin que se llegue a desarrollar una superficie continua de falla hasta la superficie. Es típica de algunos limos blandos, arcillas blandas y de arenas de baja compacidad.
Prandtl (1921): capacidad de carga Con
=Ø.( Ø. .Ø 1)Ø Ø = = 45°
=.
Donde
Reissner (1924): carga uniformemente distribuida (q) sobre superficie de terreno.
=. =. .
Fundación continua (corrida) de ancho B, con Df=0. Medio rígido plástico, homogéneo, friccional (c=0), sin peso ( =0) y con mismo mecanismo de falla de Prandtl, colaboración de capacidad de carga . Sobrecarga de suelo
=. .∅ =∅. =∅.( 1) Con
y
Para materiales sin peso, la capacidad de carga se puede expresar como:
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2.3.2 Teoría de Terzaghi (Terzaghi & Peck, 1984) Esta teoría cubre lo más general de suelos con Cohesión y Fricción, cuya ley de Resistencia al Esfuerzo Cortante es: S/Coulomb:
=
Con base en los estudios de Prandtl, Terzaghi propuso el mecanismo de falla que se muestra en la figura siguiente, para un cimiento poco profundo, de longitud infinita.
Hipótesis de Terzaghi:
-
-
Faja plana rígida, de longitud infinita, en la superficie de un medio semi-infinito, homogéneo, rígido - plástico. (De Prandtl). Desprecia la Resistencia al Corte del suelo por encima del plano de cimentación, solo influye como una sobrecarga ( ). De la Falla:
Zona I: es la cuña que se mueve como cuerpo rígido con el cimiento verticalmente hacia abajo: o En estado elástico para base rugosa. o En estado activo de Rankine para base lisa. Zona II: Zona de Corte radial: Las líneas de falla están formadas por rectas que parten del punto A y espirales logarítmicas con centro en A. Zona III: Se encuentra en estado plástico pasivo de Rankine.
La resistencia al esfuerzo cortante se moviliza simultáneamente a lo largo de toda la superficie de falla.
López, J. Emanuel
La penetración del cimiento solo será posible si se vence la resistencia que se opone a dicha penetración. Las fuerzas de resistencia son la cohesión desarrollada en las superficies AC y la resistencia pasiva del suelo desplazado. Con este modelo de falla Terzaghi llega a la expresión de la carga límite o rotura:
En donde:
= carga de falla o rotura
=∗ ∗ ∗ 0.5∗∗∗
c= cohesión del suelo de fundación
= peso unitario efectivo del suelo por encima de la cota de fundación
,
= peso unitario efectivo del suelo por debajo de la cota de fundación
B= ancho de la zapata corrida = altura de tapada
= factores de capacidad de carga en función del ángulo de fricción interna del suelo, debidos a la cohesión, a la sobrecarga y al peso del suelo respectivamente, que se obtienen de la tabla y figura que se muestran a continuación.
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Este mecanismo de falla supone que al ir penetrando el cimiento en el suelo se va produciendo cierto desplazamiento lateral, de tal manera que todos los estados plásticos incipientes desarrollados bajo las cargas se van ampliando hasta alcanzar los puntos más extremos, de tal modo que en el momento de la rotura toda la longitud de la superficie de falla trabaja al esfuerzo limite. Sin embargo en algunos suelos arenosos sueltos o arcillosos blandos, en los que la deformación crece mucho para cargas próximas a la falla, Terzaghi considera que al penetrar el cimiento no logra desarrollarse el estado plástico completamente en toda su extensión hasta los puntos E y E’, sino que la rotura debe considerarse antes por el nivel de
deformación o asentamientos inadmisibles a los fines prácticos y que equivalen a la falla. Este tipo de falla se denomina “Falla Local” en lugar de la “Falla General”.
Para tener en cuenta esta situación, corrige los valores a:
= = = . 0,5 =1.2∗ ∗ ∗ 0.4∗∗∗ =1.2∗ ∗ ∗ 0.3∗∗∗ Y
Resulta: (p/Falla Local)
Las fórmulas anteriores es para cimientos continuos, ahora, para cimientos cuadrados o circulares, Terzaghi propuesto las siguientes: P/Zapata Cuadrada: P/Zapata Circular:
Con D = Diámetro de la base circular. Además, debe resaltarse que estas fórmulas son válidas para bases con carga vertical y sin excentricidad.
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Algunos autores para poder definir los criterios para distinguir “Falla General” y “Falla Local”, proponen:
1- Conocer las propiedades Esfuerzo-Deformación del Suelo. 2- En el Ensayo Triaxial: Si la deformación axial es < 5% Falla General Si la deformación axial es > 15% Falla Local 3- En arenas con compacidad relativa <30% La falla es Local En Arcillas con sensibilidad >10 La falla es Local 4- Ensayo de SPT NºSPT <10 Falla Local NºSPT >10 Falla General
La fórmula de Terzaghi para Suelo Cohesivos:
=0 =5,14 =1 =0 =5,14 Para
es
Y resulta para zapata corrida:
Como se observa, en la teoría de Terzaghi la influencia de la cohesión es independiente de la profundidad del cimiento , ( depende solo del ángulo de fricción interna del suelo), es decir si yo fundo, por ejemplo, a 2m o a 4m el valor es el mismo. 2.3.2 Teoría de Skempton
Como vimos anteriormente para dos cimientos a distintas profundidades, la influencia de la cohesión sería la misma s/Terzaghi, a pesar que la capacidad de carga se incrementa por el término del peso del suelo por encima de la cota de fundación. Pero en el cimiento más profundo la superficie de falla es más extensa y por lo tanto aumentar con la profundidad.
no debería ser constante, sino
Skempton propone adoptar para la capacidad de carga en suelos puramente cohesivos una expresión de forma totalmente análoga a la de Terzaghi, según la cual:
=
pero en donde
ahora es función de D/B y el tipo base.
Definición de Skempton de la profundidad D Por lo general D=Df, a menos que se tenga estratos con diferentes características.
La figura siguiente da valores continuos de , obtenidos por Skempton para Cimiento Largo y para Cimiento Cuadrado o Circular aplicables para cimientos superficiales y a los profundos apoyados en estratos de arcillas.
López, J. Emanuel
Valores de
según Skempton para suelos puramente cohesivos
2.3.3 Teoría de Meyerhof Básicamente Meyerhof en su teoría considera los esfuerzos cortantes que se desarrollan por encima de la cota de cimentación, y que fueron dejados de lado por Terzaghi, excepto como sobrecarga. En la figura se observa el mecanismo de falla para fundaciones superficiales en zapatas corridas, en ella la cuña ABB’ puede considerarse en estado activo de Rankine, luego la zona ABC limitada por arc os espirales es “Zona de esfuerzo de Corte Radial” y después se extiende el sector BCDE que varía desde el anterior estado hasta el que corresponde al estado
plástico pasivo de Rankine. En este caso la expresión de la Capacidad de Carga es: (p/ Zapatas Corridas)
= 0,5
López, J. Emanuel
Como se puede observar la zona 2 se hace mayor respecto la de Terzaghi, debido a que considera la zona por encima de la cota de cimentación. En la figura de abajo se observa el mecanismo de falla para fundaciones profundas, en cuyo caso las espirales logarítmicas se extienden hasta el costado mismo de la cimentación, resultando la expresión: Para fundaciones profundas:
=4.45
=
Esta última expresión, solo es aplicable si el pilote penetra en el estrato resistente una cantidad mayor a , y se refiere únicamente a la resistencia de punta, sin considerar los efectos de la fricción lateral en
el fuste a tener en cuenta en el caso de pilares y pilotes.
Los factores
, , ,
se obtienen del grafico siguiente (en función del ángulo de fricción):
López, J. Emanuel
En el caso de bases rectangulares, con una cierta relación B/L no está resuelto, pero los factores pueden estimarse por interpolación lineal entre los casos de B/L=0 y B/L=1 y Meyerhof recomienda entrar en el gráfico con:
=1,10,1
2.3.4 Teoría de Brinch-Hansen
Partiendo de la teoría de Terzaghi y de los estudios de Skempton, que tuvo en cuenta no solo la variación del factor de capacidad de carga con la profundidad de implante del cimiento sino también la forma, ya sea circular o cuadrada de la base, es decir con la introducción de factores correctivos por forma y profundidad; Brinch-Hansen demostró que también se puede considerar la influencia de la inclinación de las cargas con factores correctivos. Es así que introduciendo estos
= 0,5
factores en la formula srcinal de Terzaghi, puede generalizarse en:
Con los factores: s: de forma; d: de profundidad; i: de inclinación Factores de Capacidad de Carga según Brinch-Hansen:
Factores de Forma: Cuando la zapata no es una faja continua indefinida, los factores de forma, para corrección del efecto tridimensional, son:
=10,2 =1 =10,4 1,2 1 0,3
Que nos da para una Zapata Circular o Cuadrada: Factores de Profundidad: Se obtiene “
” de la figura, en función de la relación D/B y del ángulo de fricción interna.
= ,
El factor
López, J. Emanuel
=1 se toma
Se han realizado cálculos del aporte de la cohesión en la capacidad de carga por profundidad, para ángulos de fricción de 0° a 40° y se llega que para valores de D/B<1, se cumple en forma aproximada:
= − >25° >11 =0 =1
Teniendo el valor de Para Para
, o sea
se calcula:
≅10,35
=
en la práctica será suficientemente correcto suponer:
se tiene
con error menor al 4%.
Factores de Inclinación: Cuando la carga aplicada a la base tiene una cierta inclinación, la superficie de rotura varía considerablemente, y esto también se tiene en cuenta con factores correctores, , e , que se obtienen de los gráficos desarrollados por B. Hansen y son similares a los propuestos por la Norma DIN 4017.
Con H y V componente horizontal y vertical.
López, J. Emanuel
Resumen de Cálculo de carga admisible (ejemplo):
q adm,900 ,800 ,700 ,600 ,500 ,400 ,300 ,200 ,100 ,000
Terzaghi Meyerhof Brinch-Hansen
,000
,500
1,000 Profundidad
1,500
2,000
2.3.5 Otros factores a tener en cuenta: 1- Forma de la base: Hasta ahora se ha tratado el caso de bases Rectangulares cargadas céntricamente. Si se tienen otras formas de áreas de fundación cargadas céntricamente se debe obtener el “Rectángulo Equivalente” para poder usar las formulas propuestas. Para ello se deben cumplir las siguientes condiciones: a. b. c. d.
Los centros de gravedad deben coincidir. Los ejes principales deben coincidir. El área debe ser igual (=B.L). La relación de máximo-mínimo debe ser igual (=L/B).
2- Excentricidad de la Carga: Si la carga es excéntrica, debemos determinar un “área de Fundación efectiva”, la que debe estar cargada a su vez céntricamente y si hiciera falta se obtendrá el “rectángulo equivalente”. En las fig15 se representan
ejemplos típicos. Si las cargas presentan excentricidades eb y eL según ambos ejes de la zapata, la solución es adoptar como dimensiones efectivas:
= 2 = 2
Lo que significa suponer que se plastifica la zona con carga excéntrica dejando descargado el resto.
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3- Influencia del Nivel Freático: El peso unitario que interviene en las formulas debe ser el que proporcione presiones efectivas; de modo que bajo el nivel freático debe hacerse intervenir el Peso Unitario Sumergido del suelo. Terzaghi propone la regla empírica siguiente:
= 1
Si el Nivel freático está ubicado en la cota de fundación, el término de la capacidad de carga que depende de se reduce a la mitad (porque ). Si el Nivel freático está situado a una profundidad igual o mayor a 1,5B, no tiene influencia sobre la capacidad portante del suelo, por no llegar tan abajo los mecanismos que afectan la resistencia del suelo (Buza la Isobara 0,2q del bulbo de presiones). Para posiciones intermedias del Nivel freático se puede interpolar linealmente entre 0,5 y 1,0.
2.4 Capacidad de Carga Admi sible. Coeficiente de Seguridad Todas las capacidades de carga que se han desarrollado anteriormente corresponden a valores de fallas; tales que si estas cargas fueran transmitidas al suelo este alcanzan el colapso incipiente. La carga para el diseño del cimiento es la carga admisible o de trabajo, la que es menor que la Carga de Falla y con un margen de seguridad tal que cubra las incertidumbre en la determinación de las propiedades del suelo, del cálculo de las cargas actuantes, las consideraciones de la teoría de capacidad de carga adoptada y los problemas y/o desviaciones de la construcción. La capacidad de Carga Admisible viene dada por:
= =.
Usualmente =3, pero si se conocen las características físicas del suelo, su comportamiento resistente y las cargas actuantes se pueden usar coeficientes menores. El coeficiente de seguridad en general está en función del grado de incertidumbre. Coeficientes de Seguridad según la Norma DIN 1054: Caso de Cargas 1 2 3 Frente del Hundimiento 2 1,5 1,3 Frente al Deslizamiento 1,5 1,35 1,05 Frente a la Supresión 1,1 1,1 1,05 Caso1: Cargas Permanentes y sobrecargas de actuación frecuente (incluido viento). Caso2: Sobrecargas que actúan además del Caso1 pero no en forma regular. Cargas de Construcción. Caso3: Sobrecargas Extraordinarias superpuestas al caso2, como efectos sísmicos. Otros Criterios: Actualmente se prefiere el uso de: “Coeficientes Parciales de Seguridad” . La fundación se proyecta para equilibrar un “Estado de Falla Nominal” . G .fg fg=1 No se mayoran: Las cargas permanentes y presión de agua P.fp fp=1,5 Se mayoran: Las sobrecargas, cargas móviles, contenido de silos, fuerzas de viento. Para el cálculo de La Capacidad de Carga Nominal se usan Valores Nominales de la Cohesión y Fricción:
= 1,75 = 1,2
López, J. Emanuel
La razón de que el coeficiente de seguridad 1,20 mucho menor que 1,75, es que en general el ángulo de fricción presenta mucho menor variación que la cohesión y que el valor 1,2 para arena representa una seguridad global del orden de 2. Reglamento CIRSOC 2013 “Acción de los Sismos sobre las construcción”
Para los estados de Carga que incluyen acciones sísmicas, se comprueban las tensiones obtenidas que no superen los valores Límites:
En donde:
< =.
= es función de (Tipo de suelo, Nº de golpes SPT, zona sísmica)>1 p/zona sísmica 1 y 2
= Tensión admisible del suelo s/ método usuales.
BASES DE HORMIGÓN ARMADO – CIRSOC 201 El Reglamento CIRSOC 201-2005, Capítulo 15, contempla solo las zapatas rectangulares de fundación. En nuestro medio, sin embargo, es muy común la construcción de bases que tienen su parte superior en forma tronco-piramidal. Las hipótesis generales que plantea el Reglamento para las zapatas rectangulares permiten encarar el análisis en flexión y punzonamiento de las zapatas tronco-piramidales con ajustes menores. No ocurre lo mismo en el caso del corte.
′≤ 30
En particular se analizarán bases aisladas construidas con hormigones H –30 y menores ( ) al sólo efecto de simplificar la secuencia de cálculo. La misma puede ser generalizada a otros hormigones con muy poco esfuerzo adicional. Todo lo desarrollado está basado en columnas y bases hormigonadas “in situ”, construidas con hormigones de calidades similares y cubren los esquemas estructurales mostrados en la Figura.
Los criterios que se exponen arrojarán como resultado bases que no tendrán armaduras de corte ni de punzonamiento como así tampoco armadura comprimida por flexión (doble armadura).
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1- Condición resistente 1.1- Formato general El procedimiento consiste en identificar las secciones críticas para las diferentes solicitaciones y verificar que en ellas se cumpla:
1.2- Secciones críticas En todas las figuras las secciones críticas se indican en línea de puntos y las áreas rayadas representan la superficie de acción de reacciones del suelo a considerar en cada sección crítica. 1.2.1- Flexión
Las secciones críticas para flexión son planos verticales que pasan por las caras de la columna (figura de arriba). Se trata en definitiva de líneas de rotura que pasan tangentes a las caras de la columna. En los cálculos se introduce una simplificación que deja los resultados del lado seguro: se supone que la sección resistente es de ancho constante e igual al menor ancho de la sección transversal (figura de abajo).
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1.2.2- Corte
Las secciones críticas para el corte, en las condiciones de carga de los elementos estructurales en estudio, se deben ubicar a una distancia “d” de las caras de las columnas (Figura de arriba) pero no contempla específicamente el análisis bajo
solicitaciones de corte de secciones de ancho variable. En elementos sin armadura de alma, la resistencia al corte puede suponerse compuesta por: a) El aporte de la zona de hormigón comprimido b) El efecto pasador de las armaduras de flexión (dowel action) c) El efecto de engranamiento de agregados en la zona fisurada (aggregate interlock) Los ensayos que se han venido realizando en los últimos treinta años muestran que el aporte de la zona comprimida, aún cerca de la rotura, representa solamente alrededor del 25% de la resistencia total al corte. Las secciones resistentes al corte mostradas en la Figura anterior presentan su menor ancho en la zona comprimida y anchos crecientes al aproximarse a las armaduras. En estos ejemplos se propone adoptar el siguiente criterio para evaluar la resistencia al corte: a) Suponer que la resistencia al corte de la zona comprimida de hormigón está provista por un sector de ancho constante e igual al menor ancho de la sección. b) Suponer que el resto del corte está provisto por una sección con un ancho igual al ancho promedio entre el mínimo y el máximo que presenta la sección.
= =0, =25.5. 0,3.7485.6 . 2. ..
López, J. Emanuel
La expresión anterior: a) Subvalora ligeramente el aporte de la zona comprimida dado que ésta es de ancho variable y creciente con el aumento de la profundidad del eje neutro. b) Subestima el efecto de engranamiento de agregados pues el mismo es proporcional al área de la sección transversal y en la Figura se observa que no toda la sección interviene en la expresión. c) Subestima el efecto pasador dado que el mismo tiene alguna relación con el ancho de la zona donde se encuentran las armaduras. d) No considera el efecto favorable de la inclinación de la resultante de compresiones que se produce por la pendiente que presenta la cara de la zapata. Aún sin contar con una expresión específica para este tipo de problemas, todo indicaría que la expresión anterior debería resultar segura para la verificación de este tipo de s ecciones. No existiendo aún indicaciones reglamentarias ni referencias bibliográficas más específicas, se propone este criterio simplificado para el cálculo de estas secciones. En los ejemplos, la expresión toma un aspecto algo diferente por la adaptación de unidades. 1.2.3- Punzonamiento A los efectos del cálculo, los perímetros críticos pueden tomarse a una distancia no menor que d/2 del perímetro de las columnas. Se admite no redondear los perímetros críticos alrededor de las esquinas de las columnas. De esta forma, los perímetros críticos resultantes son los mostrados en la Figura siguiente.
La carga efectiva de punzonamiento puede calcularse bien considerando la reacción del suelo que se encuentra por fuera del perímetro crítico o bien como la carga de la columna descontada de la reacción del suelo que se encuentra encerrada por el perímetro crítico. Las columnas medianeras y de esquina presentan una resultante de las tensiones de contacto en el terreno que no se encuentra alineada con el eje de la columna. En estas condiciones se hace necesario transferir un momento entre la base y la columna. El CIRSOC 201-2005 indica dos caminos a seguir cuando actúan momentos. El más sencillo consiste en limitar la capacidad resistente al punzonamiento al 75% del aporte del hormigón para bases medianeras y al 50% para bases de esquina. El segundo camino trata el tema mediante un análisis de distribución de tensiones similar al visto en
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Resistencia de Materiales para el tratamiento de la flexión compuesta. Este segundo enfoque es extremadamente laborioso por lo que aquí se ha adoptado el primero de ellos.
El valor de “ ” se calcula utilizando las siguientes expresiones:
En los cálculos se utilizará la altura media entre las correspondientes a cada una de las armaduras principales. En los ejemplos las expresiones anteriores toman un aspecto algo diferente por la adaptación de unidades y el ordenamiento de los cálculos. 1.2.4- Anclajes Las secciones críticas para el desarrollo de las longitudes de anclaje son las vistas para flexión. En bases es común mantener el 100% de la armadura hasta los bordes libres y además utilizar ganchos normales. 2- Cuantía mínima y máxima de flexión La armadura mínima debería ser capaz de resistir adecuadamente un momento igual a 1,2 veces el momento de fisuración. En secciones no rectangulares esto conduce a un cálculo bastante engorroso. En el CIRSOC 201-2005 está contemplado el caso de los voladizos con el ala traccionada. Tratándose de una situación bastante similar, se ha adoptado este criterio para la adopción de la cuantía mínima en bases. El procedimiento es muy sencillo dado que se trata de aplicar las expresiones de cuantía mínima a un ancho de alma igual a dos veces el ancho de la zona comprimida. Para evitar la realización de cálculos intermedios la cuantía mínima se expresa en términos de momentos reducidos: Para voladizos con alas traccionadas y
′≤ 30 ≥2 .1,4. =. = 0,85... → = 2,0,885. :
Llamando “a” a la profundidad del eje neutro de tensiones y “
” a:
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En los ejemplos de flexión se vio que:
= 0,85... =.1 2 ≤ = .1 2
Por lo tanto corresponderá adoptar cuantía mínima siempre que se verifique:
Cabría una verificación adicional para el caso poco frecuente en que el lado de la base resulte menor que dos veces el ancho de la parte superior de la misma. En ese caso habría que tomar la cuantía mínima referida al lado de la base. La cuantía máxima se calcula en base a una deformación máxima del hormigón comprimido de 0,003 y a una deformación mínima del acero traccionado de 0,005. En estas circunstancias el coeficiente de minoración de resistencia valdrá siempre 0,90. Para evitar la realización de cálculos intermedios la cuantía máxima se expresa en términos de momentos reducidos “ ”. En los ejemplos de flexión se vio que, para las condiciones de defor mación anteriores se tiene que:
0,003 = 0,005 → =0,375 . → = . =0,85 . 0,375 . ≥0,268 ′ ≤30
Operando se llega a que, para hormigones con armadura) cuando:
será necesario disponer armadura de compresión (doble
En los ejemplos se evita esta situación pues conduce a soluciones poco económicas a bases muy flexibles (poca altura) que difícilmente verificarán las condiciones de corte y punzonamiento. 3- Predimensionamiento Los textos de srcen norteamericano suelen alturade deancho las bases teniendo de punzonamiento. Cabe recordar que en esospredimensionar casos se trata delabases constante conen lacuenta altura. las En condiciones el caso de bases de ancho variable estas expresiones con frecuencia no son válidas. En los ejemplos que siguen se propone predimensionar de modo de obtener cuantías de armaduras de flexión superiores a las mínimas pero suficientemente bajas como para que las bases tengan una razonable rigidez y que las alturas no estén exageradamente alejadas de las necesarias por corte y punzonamiento para evitar un número muy grande de iteraciones. Las expresiones propuestas son las siguientes:
Dónde:
≈ . 6,.51.000 ≈ 6,5. ; ℎ. .1000á ; ≅0,20
El factor “6,5” que figura en las expresiones anteriores surge de haber adoptado un
, sin embargo podrá ser
adaptado por cada proyectista según su propia experiencia.
Las expresiones para el cálculo de los momentos solicitantes se encuentran en la Tabla 2 indicada más adelante.
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4- Unidades Para utilizar las unidades que siguen algunas de las expresiones del Reglamento han tenido que ser adaptadas.
==1, 10. ; = = .∗ < = ;; ; ; ; ; ; =2,0,8 5 = .1 2 = . =.=( . ). 22 =. . 2 . 22 =. . . 2 =. . 2 =. . 2 =Ø =Ø Ø=0,90 ó 5abc-
Secuencia de cálculo Conocer Conocer las tensiones admisibles del acero ( ) y hormigón ( ) a utilizar, en MPa. Determinar las dimensiones en planta de la base de la columna ambos en [m]. Lados de la base:
Lados de la columna:
El área de la base será:
y
y
y de allí obtenemos los lados.
Una vez calculado los lados de la base, mediante su área verifico que la tensión producida por esta no supere la admisible: y que la diferencia entre estos no supere el 5% para no sobredimensionar.
d- Calcular:
De la tabla 1, en función de si la base es centrada, medianera o en esquina, se obtienen los siguientes valores: (En función de las dimensiones de la base, columna, etc.). e- Calcular la Cuantía mínima voladizo , (tabla 2) y tensión ficticia de contacto :
f-
Calcular los momentos flectores solicitante en el borde de la columna:
Demostración:
g- Calcular los momentos nominales, aplicando un factor de mayoración:
ambos en [kNm]:
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h- Predimensionar la altura total de la base para obtener cuantías razonables de flexión: Demostración:
ij-
= = .6ℎ → ℎ= 6.. ≈ . 6,.51.000 ≈ . 6,.51.000 =. 23 0,15≈0, . .
Adoptar alturas útiles para las verificaciones de punzonamiento ( ) y corte ( Verificar si la altura adoptada proporciona una seguridad adecuada al punzonamiento:
).
Se verifica que no se hunda por el perímetro crítico. El juego de acción y reacción del suelo debe verificar para que no se rompa el hormigón en el área crítica. Para ello la fuerza que actúa restando debe ser menor a la fuerza que puede soportar el hormigón. A los efectos del cálculo, los perímetros críticos pueden tomarse a una distancia no menor que d/2 del perímetro de las columnas.
. ≤ 0,75... . 12. .1000 =í =áí ó,í..1 ó , . 1 . = ú , í : = = 2. =4 ≤2 =2 4 >2
k- Si no verifica, se incrementa la altura y se repiten los cálculos del punto anterior. Si resulta suficiente se pasa al l-
paso siguiente. Verificar si la altura adoptada proporciona una seguridad adecuada al corte en ambas direcciones:
Las secciones críticas para el corte se deben ubicar a una distancia “d” de las caras de las columnas
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Demostración:
= =. =. . 2 = . .
=. . ≤ 0,75. . .6.1000 =. . ( )≤0,75. 16 . . .1000
m- Si la altura resulta insuficiente para proveer una resistencia adecuada al corte, se incrementa la altura y se repiten los cálculos del punto anterior. Si resulta suficiente se pasa al paso siguiente. n- Dimensionamiento de las armaduras de flexión (Tabla 2).
ℎ= 0.0 .: 01 = 0.85.. . í á = .[1 212..] = 1000 .. . : = 0.0.0801 5... . =.[1 12.2 ] í á .. . 1000 = .
Se adopta una altura total Se puede adoptar =50mm y En la dirección
En la dirección
=10mm
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Demostración:
= → = .= . = 2 = 2. = . 2. =1 2. .= . = .= . . =. =0,85....=0,85. . . ... .=0,85. . . . .. . . = = 0,85... = == . → = . = 1. . =0,50,5 1 0,425 =. .(1 12. ) =.0,50,5 1 0,425≅ 2 = .
Se aplica el concepto de momento reducido
:
Mediante una serie de cálculos, que incluyen ecuaciones cuadráticas, se llega a que:
Puesto que
Finalmente:
, entonces:
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o- Adopción y distribución de la armadura a flexión La armadura paralela al lado mayor (L) se distribuye en forma uniforme. La armadura paralela al lado menor (B) se divide en tres fajas -
Faja central de ancho B centrada con la columna se distribuye en forma uniforme una armadura igual a la armadura total.
Fajas laterales de ancho
−
se distribuye uniforme el resto de la armadura
Si se trata de una base cuadrada se distribuye uniformemente en ambas direcciones. La separación entre armaduras debe ser menor que:
2,5 veces el espesor total de la base 25 veces el diámetro menor de la armadura
0,30 ℎ 0.15
p- Talón de la base El talón de la base debe tener una altura mayor o igual que
Se adopta el mayor.
+
de
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Zapata con Viga Cantiléver En este tipo de base, la zapata correspondiente a la columna exterior (columna de medianera) está vinculada a la columna interior más próxima mediante una viga, solidaria con dicha zapata. La función de la viga consiste en resistir el momento flector producido por la excentricidad de la carga que actúa en la columna exterior con respecto a la reacción del terreno.
El esquema de cálculo se observa en la figura de abajo, del análisis del mismo surge que la viga cantiléver, descarga la columna auxiliar y eleva la carga sobre la base excéntrica, luego el lado no debe ser excesivamente grande, pues la carga en aumentaría.
Tomando momentos respecto de B, se determina
Calculo de la carga
=1,1. . =1,1.2 . 2 =
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El proceso de cálculo y dimensionamiento se efectúa tal cual lo explicado para bases centradas. Se procede al cálculo de solicitaciones en la viga, utilizando el esquema de carga de la figura anterior. Luego se dimensiona la armadura a flexión y corte como cualquier viga. Calculo del momento flector máximo en el tramo. Primero cálculo donde el corte es cero:
= = 0→ =
Entonces
=2 → =0,90
La altura de la viga se reduce de modo que, al empalmar con la columna central, posea poca inercia transmitiendo un esfuerzo flexor prácticamente nulo a la columna. Esta reducción de altura debe ser tomada en cuenta al dimensionar la armadura de flexión y corte, ya que se reduce el brazo elástico y el momento de inercia. Cálculo de la armadura de flexión:
→ =420
Se debe conocer el ancho de la viga , recubrimiento resistencia del acero (ADN-420 ).
, resistencia del hormigón (por ejemplo H-25
1- Adopto un 2- Obtener la altura útil de la viga:
3- La altura de la viga es:
4- Determinar el valor de en la tabla 5- Entonces la armadura es:
Cálculo de la armadura de corte
= =∅ ℎ= ∅ 2 =. =
El corte está dado por:
Dónde es la distancia desde la reacción
=.. = ∅
hasta el apoyo más lejano.
→ =25
),
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La resistencia nominal al corte será la suma de la contribución del hormigón más la contribución de la armadura:
Contribución del hormigón:
= = 16 . ′..= =
Entonces la contribución por la armadura de corte será:
Se debe verificar que
≤ . .
Por lo que adopto una armadura para corte:
Calculo armadura mínima para corte:
= . =0,33. =
La separación máxima para estribos verticales es igual a Disposición de armadura:
o 40cm.
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Demostración:
=. =0,85....=0,85. . . ... .=0,85. . . . .. =0,85..1. . =. = == . → = . = 1. . =.
Despejando d resulta:
Además
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Cimentaciones Profundas (Pilotes-Capacidad de Carga) Cuando las características de los estratos superficiales no son aptas para permitir el uso de cimentaciones superficiales, ya sea porque la capacidad portante es insuficiente o bien los asientos esperados superan los admitidos, es preciso transferir las cargas de la estructura a suelos más resistentes a mayor profundidad surgiendo las fundaciones profundas. Los tipos de elementos que conforman las fundaciones profundas se distinguen entre si frecuentemente por la magnitud de su diámetro. Se distinguen según su diámetro (o lado): -
Pilote: 0,25m – 1m de diámetro Cilindros o Pilas: Mas de 1m - 3m En general se utilizan cimentaciones profundas cuando se requiere:
Transmitir las cargas de la estructura a través de un manto de suelo blando o agua, hasta un estrato resistente que garantice una capacidad de carga suficiente. Transmitir la carga a través de un estrato de espesor importante de suelo blando utilizando para ellos la fricción lateral entre suelo y pilote. Alcanzar con la cimentación una profundidad no susceptible de erosión, socavación u otro efecto nocivo. Proporcionar anclajes a estructuras sujetas a supresiones, momentos de vuelcos o cualquier efecto que trate de levantar la estructura, actuando como Pilotes de tracción. Proporcionar un adecuado anclaje lateral a estructuras como tablestacados o soportar cargas horizontales mediante pilotes inclinados por ejemplo en el caso de puentes. Compactar suelos granulares sueltos para mejorar la capacidad de carga de los mismos. Proteger estructuras marítimas como muelles, atracaderos, etc.
Según el método constructivo los pilotes se clasifican en: a- Pilotes Hincados (perforaciones): Estos producen desplazamiento lateral del suelo penetrado. Pueden ser construidos con elementos prefabricados (hormigón armado, acero o madera), o con hinca de tubo de acero y posteriormente hormigonados in situ, con retiro o no del tubo de encamisado. Se hincan en el terreno mediante martinete, maquinas tipo martillo hasta su rechazo. Poco económicos, fuertemente armados para resistir la hinca, transporte, etc. b- Pilotes Preexcavados: En estos se realiza previamente la perforación del suelo, se coloca la armadura y luego se hormigona in situ mediante el sistema de hormigonado bajo lodo o agua mediante cañería.
En los pilotes hincados el suelo es comprimido lateralmente aumentando su compacidad y capacidad portante. Los pilotes preexcavados producen un relajamiento del suelo y en general la capacidad portante es menor a la de los pilotes hincados. Según la forma de transmitir las cargas al terreno se distingue: a- Pilotes friccionales o flotantes: Estos están implantados en suelos blandos de resistencia media a baja en el que no se encuentra un manto firme a una profundidad económicamente accesible, y que transmiten las cargas por fricción lateral entre suelo y pilote a través del fuste. b- Pilotes de punta o pilotes columna: Estos están apoyados en un estrato muy compacto y resistente profundo, mucho más resistente que los estratos superiores. Su comportamiento es similar al de una columna.
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Por lo general los pilotes trabajan conjuntamente, por fricción y por punta. Hipótesis de rotura Al ir aumentando la carga sobre un pilote, se va transfiriendo la carga por fricción lateral a la punta en un porcentaje cada vez mayor y en la rotura se produce la plastificación del bulbo del terreno en la base del pilote. Se han propuesto diversas hipótesis sobre la forma y dimensiones de ese bulbo plastificado. En los pilotes de punta es importante que el estrato resistente inferior tenga un espesor suficiente como para empotrar el pilote en él y una resistencia como para que no aparezcan fenómenos de punzonamiento por la elevada carga transmitida a la punta. Calculo de la capacidad de carga mediante fórmulas estáticas Calculo de la capacidad de carga del pilote individual En general, independientemente del tipo de pilote, la capacidad de carga última de un pilote individual viene dada por:
= =. . = = = 2= = =
En la realidad la resistencia por punta depende en parte de la fricción lateral que se desarrolla en la zona inferior del fuste que penetra en zona de terreno resistente, de modo que ambas acciones se influencia mutuamente.
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Otros factores complican este planteo simple obliga a un análisis más detallado, a saber:
La imposibilidad práctica de conocer con certeza el estado tensional del suelo y las condiciones de drenaje que definen el comportamiento de los estratos atravesados y el de apoyo de la punta. La incertidumbre en la determinación de los parámetros mecánicos del suelo que definen su resistencia al corte. La influencia que tiene el sistema de instalación del cimiento sobre el estado de solicitaciones y propiedades de los suelos involucrados. La falta de simultaneidad en el desarrollo de la resistencia por fricción y la de punta. Ensayos de pilotes han determinado que primero se desarrolla la resistencia friccional y esta se agota antes que se desarrolla completamente la de punta. La presencia de factores externos e internos que modifican el movimiento relativo entre suelo y cimiento, llegando a invertir el sentido de la fricción lateral provocando fricción negativa.
Tanto la resistencia por fricción como la de punta requieren, para que se desarrollen, un cierto asentamiento del pilote y para una dada deformación, corresponde una cierta resistencia por fricción lateral y otra de punta que están íntimamente relacionadas entre sí, de tal manera que no sería lógico calcularlas independientemente una de la otra. En realidad para poder sumarlas se tendría que formular una ecuación de congruencia entre la resistencia friccional y la de punta para un dado asentamiento, en la que no habría superposición de ambos valores máximos. Por lo general y se calculan por separado, y esto se puede hacer para un mismo valor de asentamiento, por lo que habría que establecer una ecuación de congruencia que ligara la deformación producida por la fricción lateral con la deformación producida por el efecto de la punta.
Formulas Estáticas La carga de hundimiento de un pilote aislado viene dada por la ecuación mostrada al principio. Se analizara a continuación por separado las dos componentes de esta expresión. Resistencia de punta Viene dada por la resistencia última de punta multiplicada por el área de apoyo de la punta del pilote:
El área de punta del pilote
=.
. == .≅0, 6.5. ≅0,8 será:
Para pilote hincado:
Para pilote preexcavado:
La resistencia ultima de punta se puede calcular con las formulas de la capacidad portante del suelo que vimos anteriormente. Para todos los casos las expresiones se pueden simplificar no considerando el término en que resulta despreciable por el reducido valor del lado o diámetro de la base B, de modo que se expresan:
=1,=.=.2.. ... .. . =. . . . . . . . .
Según Terzaghi: Según Skempton: Según Meyerhof: Según Hansen: tabla.
=1 =0
Donde es la presión en la base del pilote en donde es función de D/B y el tipo de cimiento.
ya que
con valores de factores de capacidad de carga dados por
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Resistencia de punta en Arenas En arenas se tiene
=0
, por lo que la capacidad de carga viene dada por el termino en
.
Debe advertirse que la resistencia de punta no aumenta indefinidamente con la profundidad, sino hasta los 10 diámetros para arenas muy sueltas y de 20 diámetros para arenas muy densas. El valor límite de la resistencia unitaria de punta está dada por:
=. .
=80 =600 8 60
-
Para arenas sueltas
-
Para arenas compacta
4 3010: 50:=30°=36° → =120 → =80 → =50
En gravas: No se puede con N° (SPT): -
Grava limpia (GW y GP)
-
Grava arenosa (GS)
-
Grava limosa o arcillosa (GC y GM)
Además de estas determinaciones, se cuenta con valores semiempíricos basados en los valores del ensayo SPT, siendo corriente adoptar como límite:
=4 ≤ 200 =1,5 ≤ 100 ≤0,5 ; ≤1 =. .
Para pilotes hincados:
Siendo el N promedio
Para pilotes perforados y pilares:
Resistencia de punta en Suelos Cohesivos
En suelos cohesivos el cálculo de la carga de hundimiento ofrece mayor dificultad por la variación de la resistencia con el tiempo, las condiciones de drenaje, las presiones derivadas de la forma de instalación y las deformaciones asociadas con la puesta en carga. En arcillas Blandas (
=1
)
En situaciones usuales estos materiales se comportan como en condición no drenada, es decir, con , con lo que la condicione básica seria:
En el análisis de la teoría de Skempton se ha visto que para estos casos el valor de universalmente aceptado.
=0
en cuyo caso
tiende al valor máximo de 9,
En pilotes hincados en depósitos de arcillas blandas a media, la carga de punta contribuye muy poco a la resistencia total, por lo que la capacidad de carga del pilote se suele limitar a la resistencia friccional.
En arcillas Medianas a Duras (
≥0,5 ; ≥1 =. =9 =6 =7
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), no suelen hincarse pilotes, siendo poco confiables los
cálculos teóricos por lo que debe recurrirse a las pruebas de carga. En pilotes perforados, se aplica la formula general:
Dónde: es un coeficiente de capacidad de carga del s ustrato de apoyo, que para una penetración del pilote otro tanto por debajo de la punta, se puede adoptar valores siguientes:
≥4
y con
Para diámetros de punta < 45cm Para diámetros de punta de 45cm a 90cm Para diámetros de punta > 90cm
Resistencia Friccional
Su valor depende de las características del suelo y del aprisionamiento lateral que ejerce sobre el pilote según su tipo. La fricción lateral se debe a la adherencia en suelos cohesivos y a la fricción entre el suelo y pilote en los no cohesivos. Cuando el suelo posee las dos propiedades la resistencia friccional estará dada por la acción de las dos componentes, pero la forma en que ambas actúan depende de los desplazamientos relativos suelo pilote y de su magnitud, por lo que la suma de ambas se debe tomar con un concepto fuertemente conservativo. En general se considera:
=.. ..
En donde:
= = = = = = 23 . .
Para pilotes hincados, como la hinca modifica el estado de reposo por el desplazamiento del suelo, el coeficiente K es el coeficiente de empuje pasivo Kp>1. Si modifica el estado tensional entonces aumenta las tensiones y mejora la presión: . En cambio si el pilote es excavado, esta produce el relajamiento de las tensiones horizontales y K será el que corresponde al empuje activo Ka<1. Integrando el valor de
a toda la superficie lateral del pilote se obtiene el valor de su resistencia friccional.
Resistencia Friccional en Arenas Para pilotes en arenas se puede considerar: Tipo de Pilote Hincados Preexcavados
Valor de K para Arenas Sueltas 1 0,25
Valor de K para Arenas Compactas 3 0,7
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En base a estudios experimentales se ha llegado a la conclusión que la fricción lateral no aumenta indefinidamente con la profundidad, sino hasta 10 veces el diámetro del pilote en arenas sueltas y 20 veces en arenas densas y luego permanece constante. En función de los valores del ensayo de penetración SPT se tienen los siguientes límites:
Pilotes Hincados
≤1 ≤0,4
=0,02° =0,006°
≤0,4 == 45°45° 2 ≤0,1 2
Arena densa Arena suelta
Pilotes Preexcavados
Resistencia Friccional en Suelos Cohesivos En terrenos cohesivos: la resistencia viene dada por la adherencia entre suelo y pilote. En arcillas blandas y pilotes hincados:
≥ = 2
La resistencia unitaria friccional es igual o mayor a la cohesión no drenada, la que a su vez es mitad de la resistencia a compresión simple ( ) en ensayos no drenados rápidos de la arcilla. En arcillas compactas y pilotes hincados, según C. Kerisel la fricción lateral que se desarrolla en arcillas saturadas es una fracción menor que la resistencia no drenada, a medida que esa resistencia aumenta:
1
0,9
0,8
0,2
0,25
0,35
=.
0,7
0,5
0,45
0,3
0,5
0,8
1
2
En arcillas compactas y para pilotes excavados y pilares de fundación se debe considerar, debido a:
El relajamiento de tensiones horizontales producido por la excavación. Ablandamiento de las paredes por absorción de agua durante el colado del hormigón. Efecto de contracción de fragüe del hormigón.
El relajamiento de tensiones es tanto mayor cuanto mayor sea la preconsolidación de las arcillas. En base a numerosas experiencias se suele indicar:
Una vez que obtenemos el valor de
≤0,5.
, mediante un coeficiente de seguridad encontramos el
= =
:
Para conocer la cantidad de pilotes que necesitamos para soportar la carga P transmitida por la columna hacemos:
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Fricción Negativa En algunos casos cuando el suelo es altamente compresible, se comprime y asienta en las proximidades del pilote, mientras éste resiste por punta (como puede ocurrir en las arcillas medianas y blandas, los terrenos de relleno o los limos). Este efecto producido se conocer por fricción negativa, la cual trata de hundir el pilote en vez de sostenerlo, y por ellos disminuye la capacidad resistente del mismo. Casos:
Consolidación natural en caso de rellenos recientes: Si un relleno de suelo arcilloso se coloca sobre un estrato de suelo granular en el que se hinca el pilote, el relleno se consolidara gradualmente, esto ejercerá una fuerza de arrastre hacia abajo sobre el pilote durante el periodo de consolidación.
Consolidación provocada al colocar sobrecargas sobre un terreno compresible: Si un relleno de suelo granular se coloca sobre un estrato de arcilla blanda, inducirá el proceso de consolidación en el estrato de arcilla y se ejercerá entonces una fuerza de arrastre hacia abajo sobre el pilote.
Descenso del nivel freático: El descenso del nivel freático aumentara el esfuerzo vertical efectivo sobre el suelo a cualquier profundidad, lo que inducirá asentamiento por consolidación de arcilla. Si un pilote se localiza en el estrato de arcilla, quedara sometido a una fuerza de arrastre hacia abajo.
Por lo general cuando tenemos arcilla blanda y espesores importantes consideramos como fricción negativa.
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Pilotes sobre varios estratos
Resistencia por punta:
=1,=1,22 (′.ℎ). ℎ ℎ ℎ= (′. )=Presion en base del pilote == . =.(.Ø . ℎ ) =. . ℎ ; ℎ = ; Ø = 2 = .=.Ø. ℎ. .=.⋯ .ℎ 2ℎ ℎ ; ℎ = ^ = = Resistencia por fricción:
El primer estrato por lo general no se considera ya que suele ser un estrato pequeño, además los primeros estratos son susceptibles a cambios de características. No considerarlo me mantiene del lado de la seguridad.
La profundidad del pilote en el estrato IV deberá ser aproximadamente igual a 3 veces su diámetro.
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Capacidad de carga de un grupo de pilotes Se aconseja la separación “S”:
2Ø<<3Ø
>∑ =∑ 2Ø≤≤4Ø < =0,7 0,8 <∑ Ø [ 1 1√ 2 1 η=1 1] ; = = η.
-
En arena: Hincados: compacta el terreno y se cumple:
-
Preexcavados: Disminuye la resistencia por el efecto de la superposición de tensiones:
. Se adopta quedando del lado de la seguridad
En arcilla:
Resulta conveniente separar los pilotes como mínimo 2,5 , en este caso la eficiencia puede estimarse por la fórmula de eficiencia de Los Ángeles:
Entonces en arcillas:
Algunos autores crearon tablas para conocer la eficiencia en función de la separación entre pilotes.
Carga solicitada para un pilote Cuando en el pie de la columna se tiene una carga vertical y un momento actuante en la dirección de uno de sus ejes, es aconsejable disponer como mínimo de 2 pilotes orientados en la dirección de la cupla. En ausencia de momento flectores, y para cargas centradas de la columna que apoya en el cabezal, todos los pilotes estarían resistiendo la misma carga axial
, siendo P la carga transmitida por la columna, más el peso del cabezal, y
el número de pilotes iguales. Cuando además de la carga axial, la columna
transmite al cabezal momentos flectores se analizan estos efectos separadamente.
y
es
en flexo-compresión biaxial,
La presencia de momentos flectores, aliviana algunos pilotes y recarga otros, según el sentido en que se apliquen los pares.
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La reacción por pilote será:
= 2 ± ≤ >0
Debe verificarse que la no sobrepase la capacidad de carga admisible del pilote y que la cuyo caso es necesario considerar la capacidad del pilote trabajando a tracción.
Hipótesis:
no sea negativa, en
Pilotes de igual longitud y de dirección paralela a la carga actuante. Distribuidos regularmente con simetría radial o axial respecto al centro de gravedad del conjunto de pilotes. Empotrado en un cabezal de rigidez infinita.
,
Una cantidad de pilotes verticales mayor a 2 que no estén alineados, representa un caso hiperestático en general. Entonces, bajo las hipótesis anteriores, podemos obtener la carga de un pilote cualquiera de coordenadas aplicando una fórmula análoga a la de flexión compuesta:
=1 . .= 1 ∑. ∑. = ∑. ∑. = = , = : = ; = = =° == , O
Caso a (Carga axial centrada): Debido a la rigidez del cabezal, todos los pilotes reciben igual carga axial:
= ∑ → =.
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es el área de la sección transversal de cada pilote, y la carga proporcional que soporta. Se acepta que todos los pilotes tienen la misma sección transversal, por ellos resulta:
= . =.=
Por lo tanto, la reacción en cada pilote vale:
En cada pilote, las reacciones se consideran aplicadas en el eje longitudinal del mismo. En ausencia de momento flectores, y para cargas centradas de la columna que apoya en el cabezal, todos los pilotes estarían resistiendo la misma carga axial. La presencia de momentos flectores, como se analiza a continuación, aliviana algunos pilotes y recarga otros, según el sentido en que se apliquen los pares. Caso b (efecto del momento flector Mx): Según la ecuación de resistencia de materiales:
= = ∑. ∑
es la distancia del baricentro del pilote i al eje de las coordenadas, como se indica en la primera figura. es la sumatoria de los momentos de inercia de las área de las secciones transversales de los n pilotes con respecto al eje y.
= . = ∑.
En pilotes de pequeño diámetro, se puede desprecia el momento de inercia propio de su sección trasversal reducida magnitud. Entonces:
= = ∑. = ± . ± . = =.. =∑ ± ∑.∑ ± ∑.
, por ser de
Caso c (efecto del momento flector My): Haciendo un razonamiento similar para el eje x, se obtiene:
Aplicando el principio de superposición, válido en régimen elástico, se cumple:
Se concluye:
Donde es la carga axial que soporta el pilote i del cabezal analizado. Cuando tracción.
resulta negativo, está soportando
López, J. Emanuel
Dimensionamiento Pilote-Cabezal El cálculo del cabezal se realiza por el método de las bielas, el cual considera que se forma una biela de compresión entre el pilote y la columna. Con este método se satisfacen las condiciones de rigidez y corte siempre que la biela de compresión forme un ángulo que sea 45°< <55°. Al hacer método rígido se considera que se generan solo fuerzas de tracción y compresión, sin producirse fenómenos de flexión (evito verificar corte y punzonado).
∝ ∅6
Las normas permiten no verificar a corte el cabezal, y diseñarlo solo a tracción, sin embargo, es aconsejable proveer al cabezal de estribos cerrados mínimos ( 20 cm), con separación máxima de 30cm. Las componentes horizontales de estas bielas se absorben con armaduras que actúan como tensores.
≥30.
La altura del cabezal no debe ser inferior a 30cm por encima del nivel de la armadura traccionada ( El cabezal debe sobresalir como mínimo 20cm sobre el borde del pilote (para dar cabida a las armaduras). El pilote debe estar empotrado un mínimo de 10cm en el cabezal. La separación entre pilotes debe ser 2D o 3D y menor a 75cm. La condición de rigidez es , siendo la distancia entre el filo de la columna y pilote más alejado y h la
altura total del cabezal. El recubrimiento debe ser
ℎ≥≥10, 15
En general es conveniente que la altura total del cabezal sea suficiente importante como para evitar armadura de corte, poniendo solo las armaduras mínimas de estribo.
45°<<55° 2 = 2 4 = 2 → = 2 . 2 0,5. 2≤≤0,7. 2 =0,7. 2
La altura útil debe ser tal que se cumpla
López, J. Emanuel
, entonces:
Dado que valores próximos a 45° dan cabezales de poca rigidez, se recomienda usar valores próximos a 55°:
= 2 4 = 22 = /2 = 2 = 22 →= . = =0,3. 0,2. Ø ≤10 ≥40 Con este valor de T calculo la armadura principal (longitudinal) mediante:
La armadura secundaria estará dada por:
Armadura de Piel
La armadura debe concentrarse sobre los pilotes y no distribuirse de manera uniforme en el ancho del cabezal.
∝<40° ∝>55°
López, J. Emanuel
- Inclinaciones de bielas con dan cabezales de poca altura, obteniéndose resultados inciertos con coeficientes de seguridad reducidos, recomendándose en este cálculo del cabezal como flexibles. Es decir como una zapata sometida a flexión, verificándose además el corte y el punzonado. - Inclinaciones de bielas con también dan resultados poco aceptables con bajos ser posible utilizar plenamente la resistencia de las armaduras a tracción.
“”,
agravado por el hecho de no
La armadura de los tensores se dispone sobre los pilotes y está fuertemente comprimido en dirección vertical en la zona de anclaje ubicada por encima de los mismos, de modo que en general son suficientes los extremos rectos, sin ganchos.
López, J. Emanuel
Armadura del Pilote Calculo de armadura longitudinal del pilote:
=0,008. 0,8%. á.. ∶ 25 . Ø ó : : 12. Ø < 30
Calculo de armadura transversal del pilote:
Separación de las barras transversales:
Se produce una densificación de los estribos (armadura transversal) en la parte superior e inferior del pilote, a una distancia de 3D. Se aplica esto desde el punto de vista sísmico (mayor confinamiento).
López, J. Emanuel
Formulas dinámicas (para pilotes hincados) Se basan en la determinación de la carga admisible para un pilote hincado en relación con las mediciones de la penetración para un cierto número de impactos. Además son utilizadas en el campo para determinar si el pilote ha alcanzado un valor satisfactorio de carga a la profundidad determinada, en relación con las mediciones de la penetración para un cierto número de impactos. Para determinar la resistencia dinámica se utiliza una ecuación de equilibrio entre la energía desarrollada por el equipo de hinca y el trabajo de las fuerzas resistentes.
1 = 2 = . ; ..= . ℎ= = = = =ó á =é = í Fórmulas:
a- Formula holandesa (martillo caída libre):
ℎ = ; ==5 .. ℎ ,10 / 3 = (. .)ℎ. .ℎ . . = . =0,85 =0,3 °°
b- Fórmula Delmag (para martinete diesel D12)
= Coeficiente de seguridad (2,5 – 3,5) c = Coeficiente de elasticidad del material del pilote Lpil = Longitud activa del pilote = Energía de cada impacto (dada por el fabricante)
Obteniendo el valor de S (para un golpe), luego debo encontrar el número de golpes para que descienda 10cm y así conocer que el pilote entró en rechazo.
→1 10→ → = 10
López, J. Emanuel
Rechazo del pilote El rechazo del pilote se grafica N de golpes en función de la penetración. Se rechaza cuando se realizan más de 10 golpes y no penetra más de un centímetro.
Pasos Realizados para el Práctico Análisis del perfil de suelo Se debe observar aquellos estratos que son o no son aptos para colaborar con la capacidad portante, así como aquellos que srcinaran sobrecargas a los pilotes por fricción negativa.
La profundidad del pilote en el estrato IV deberá ser aproximadamente igual a 3 veces su diámetro.
López, J. Emanuel
Cálculo de presiones
=. ℎ . ℎ ℎ = . ℎ ℎ = .ℎ ℎ = . 3. D Para Pilote Hincado
Capacidad de carga del pilote individual Determinaremos la capacidad de carga empleando la formula estática general:
Resistencia de Punta Para obtener
= =. . =1,2.. . . =5. . < =1,5≤100
usaremos la fórmula de Terzaghi (se puede usar otras):
Para el estrato de apoyo de la punta del pilote mediante el valor de capacidad de carga.
ingresamos a la tabla y obtenemos los factores de
El valor límite de la resistencia unitaria de punta está limitado por:
Se debe verificar que:
Además de estas determinaciones se cuenta con valores semiempíricos basados en los valores del ensayo S.P.T, siendo corriente adoptar para pilotes hincados:
=4. ≤200
(Hincados), caso contrario para preexcavados
Hasta aquí se obtuvo dos valor de resistencia ultima de punta ( Para el cálculo adoptamos uno de estos valores.
). Una por Terzaghi y otro por el criterio semiempírico.
Resistencia Friccional Analizando nuestro perfil, resulta lógico que consideremos actuando por fricción solo los estratos III y IV, es decir, los que están debajo de la arcilla blanda saturada, considerando los estratos superiores, solo como sobrecarga para los más profundos(puede suponerse fricción negativa en el estrato II por su naturaleza). La expresión general:
Donde
= 45°
=. . .
(por ser por hincado), caso contrario (preexcavado):
= 45°
López, J. Emanuel
=factor que depende del tipo de suelo. Se obtiene de la siguiente tabla:
1 0.2
C
0.9 0.25
0.8 0.35
0.7 0.5
0.5 0.8
0.45 1.0
0.3 2.0
Estrato I: No genera fricción generalmente dado que aquí se construye el cabezal, además de su bajo aporte friccional. Estrato II: Genera fricción negativa.
=. . 45° . 2 =. 22 . 45° 22. 323
Estrato III: Genera fricción positiva.
Estrato IV: Genera fricción positiva.
=. 2 . 45° 2. 23 =0,02. =0,006.<0,4 =0,< 102. < 1 < 1
En función de los valores de ensayo de penetración S.P.T. se tiene: Para pilotes hincados
, caso contrario (preexcavados)
Hasta aquí se obtuvo dos valores de resistencia ultima por fricción ( ) para cada estrato. Uno por formulas estáticas y otro por el criterio semiempírico. Para el cálculo adoptamos alguno de los valores. Capacidad de carga del pilote individual
= .
Resistencia de Punta:
Resistencia Friccional:
=. =..( . ℎ . ℎ . ℎ)
López, J. Emanuel
Entonces la capacidad de carga por pilote es:
= = = = → = =0,8 → = =0,7
Capacidad de carga de un grupo de pilotes
La carga de la columna P debe ser absorbida por pilotes de diámetro d, entonces el número de pilotes será:
Dado el tipo de terreno que se trata, y de que se requieren 4 pilotes para soportar la carga, consideramos una eficiencia de 1. La capacidad de carga del grupo de pilotes será:
Cálculo Y Verificación de cabezal El diseño deberá resistir la carga normal que viene de la superestructura y el momento actuante. Por lo tanto se verifica que el esfuerzo al que van a estar sometidos los pilotes por N y M, no supere la capacidad calculada de los mismos. Se adopta la siguiente solución: La forma y dimensiones en planta de los cabezales dependen del número de pilotes, de las dimensiones de estos y de su separación. La separación mínima entre pilotes debe ser de 2 veces su diámetro y no menor de 75cm. Adoptamos 3 diámetros. Esta separación debe mantenerse a lo largo de todo el pilote. La altura del cabezal se fija, generalmente, por consideraciones económicas de modo que no necesite armadura de cort e. Entonces la carga en cada pilote estará dada por:
= = ∑ ∗ = ∑ = ∑ ∗
Para secciones pequeñas se puede considerar I 0=0
x=S/2
== ∑∗∗ ∑
López, J. Emanuel
<
El pilote más exigido soportará una carga para verificar la capacidad individual de 1 pilote. También que la carga mínima del pilote sea mayor que 0 para que el pilote no trabaje a tracción. Cuando actúan momentos y esfuerzos normales, se considera aplicable el método de las bielas calculando el cabezal con una carga ficticia igual a:
=∙ <
Para verificar para el grupo de pilotes
Altura útil: Se considera que los ejes de los 4 pilotes forman un cuadrado de lado “e”, concéntrico con el eje de la
columna. La carga P de la columna se supone transmitida a través de una estructura espacial reticular a tronco de pirámide con los ejes de las bielas ubicadas en los planos diagonales.
= 2 = 8 2
Donde a=ancho de columna
Por el método de las bielas encontramos cuanto es el esfuerzo a absorber con armaduras en el cabezal.
Separación entre ejes de pilotes y cabezal: Separación entre ejes de pilotes: e=
210 cm
Ancho del Cabezal=
350 cm
a=
50 cm
d=
185 cm
Esfuerzo a absorber con armaduras en cada cara del cabezal Armadura del cabezal
:
Acero ADN-420
=4200 = =2100 ;
Armadura principal:
Armadura secundaria:
= =0,3 . Estribado contractivo lateral ∅ 8mm
35000,0 kg
López, J. Emanuel
Peso propio de pilote: Se considera un peso específico del hormigón y una longitud:
=2400 =..
Es factible utilizar, de acuerdo a estos pesos a) - Martillo de caída libre de b) - Martinete Diesel D12 con: Cálculo del rechazo
=5 =7500
Para pilotes circulares de 60cm , h=1000 mm, Fórmula Holandesa (martillos de caída libre):
Rd = Resistencia dinámica w = Peso del martillo h = Altura de caída del martillo
= Coeficiente de seguridad (3 - 10)
S = Penetración del pilote
Rd
40tn , 1
5
= . . ℎ. =8,24
López, J. Emanuel
Fórmula Delmag (para martinete diesel D12):
c
0.3( pilotesHº Aº)
= . .ℎ . . =2,80 L pil
0.85L
2
3
= Coeficiente de seguridad (2.5 - 3.5)
c = Coeficiente de elasticidad del material del pilote Lpil = Longitud activa del pilote
= Energía de cada impacto
Calculo de armadura longitudinal del pilote
A =0,005 .A =19,24 cm 4∅ 16 y 4∅ 20 mm con 20,60 cm Diám. Min. Barras Transversales∶ 25 . Øl=8 mm
Entonces adopto
Calculo de armadura transversal del pilote
Separación de las barras transversales
Separación cercos transversales: smax: 12. Øl y < 30 cm. → 24 cm <30cm
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Pilotes Franki Estos pilotes son de concreto vaciado en obra, dentro de un tubo metálico previamente hundido en el terreno, que esta taponado en su extremo inferior por un material granular compactado, o concreto seco muy resistente (ver imagen). El pilote se construye hundiendo el tubo forma con enérgicos golpes de una maza de 2 a 5 toneladas de peso, q ue se deja descender en caída libre desde 8 o 10m de altura y golpea el tapón de base. El tapón inferior impide que entre tierra, lodo o agua subterránea durante el proceso de penetración, de modo que cuando se ha alcanzado la profundidad prevista se tiene un pilote entubado obturado en la parte inferior e impermeable al agua. Una vez que alcanza la profundidad prevista, el rechazo no debe superar la magnitud obtenida por la ecuación holandesa:
≤ .. .
Siendo S el valor del rechazo máximo admisible, en mm, W el peso del pisón en toneladas, H la altura de caída del pisón en mm, N el número de golpes, P el peso del tubo forma en toneladas, Rd es la carga de servicio que resiste el pilote, en toneladas, y es el factor de seguridad.
Cuando el rechazo alcanza el valor previsto, se realiza el hormigonado en seco deshaciéndose el tapón golpeándolo fuertemente mientras se sostiene el tubo con los cables y manteniéndolo con una cantidad de hormigón apisonada suficiente para evitar entrada de agua. Al ser expulsado, el tapón forma el bulbo de la base, conjuntamente con un volumen adicional de concreto semi-seco que se va agregando y compactando con golpes del mazo. La dimensión que alcanza el bulbo depende de la naturaleza y características del suelo donde apoya el pilote. Usualmente para el bulbo, se inyecta un metro cubico de concreto. Después se ejecuta el hormigonado del fuste por apisonado enérgico de capas sucesivas de hormigón, retirando progresivamente el tubo y asegurándose de que en cada posición el hormigón está encofrado al menos en una altura mínima H.
Los pilotes Franki pueden ser de concreto simple o armado. En este último caso, luego de formar el bulbo, se colocan las armaduras resistentes, que son barras longitudinales con cercos formados por zunchos en espiral. La resistencia del concreto de los pilotes debe ser por lo mínimo de 210 kg/cm2 a los 28 días.
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Estos pilotes aprovechan al máximo la capacidad portante del suelo de fundación, pues resisten por punta debido al ensanchamiento de la base en el bulbo y también ofrecen una considerable resistencia a la fricción por su fuste rugoso de gran diámetro. Los pilotes Franki alcanzan los 30m de longitud y pueden soportar entre 100 y 800 toneladas cada uno. Pilotes de Hélice Continua El pilote de hélice continua es un pilote de hormigón pre-elaborado, ejecutado mediante una hélice continua e inyección del hormigón a través del eje central de la hélice simultáneamente a su retiro al suelo. Una característica importante del pilote de hélice continua, es que no produce vibraciones ni utiliza lodo bentonítico en la perforación, por lo que es muy usado en centros urbanos y en áreas que poseen equipos sensibles a vibraciones. Metodología Ejecutiva Perforación: Consiste en hacer penetrar la hélice en el terreno mediante el torque apropiado para vencer su resistencia. La mecha de perforación está compuesta de una hélice espiral solidarizada a un tubo central equipado con dientes en su extremidad inferior lo que posibilita su penetración en el terreno. Esta metodología permite su ejecución en terrenos cohesivos, arenosos, en presencia o no de la napa freática y atraviesa camada de suelo resistente con índices de SPT encima de los 40. Hormigonado: alcanzada la profundidad deseada, el hormigón es bombeado a través del tubo central. En ese momento, la hélice comienza a ser extraída del terreno, sin girar. La presión de hormigón es controlada de manera que vaya llenando los vacíos que se srcinan por la extracción de la hélice, hasta alcanzar el nivel de apoyo del equipo. El hormigón debe hacerse con retardador de fragüe para mantener una fluidez tal que no dificulte la baja de armadura que se realizara posteriormente. Colocación de la armadura: El método exige la colocación de la armadura al finalizar el hormigonado. La armadura es introducida por gravedad o con auxilio de un pequeño pilón o de vibrador.
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Pilotes en Seco Cuando la excavación no alcanza el nivel freático, y donde no existe el peligro de las paredes pozo excavado, comoaplicar ocurreelpor ejemplode enderrumbe suelos arcillosos firmes ydel homogéneos, se puede método de excavación en seco. Sistema: es realizado mediante equipo rotativo, la perforación se realiza mediante hélice (mecha) helicoidal adecuada al tipo de terreno. Bajada de armadura: cuando es alcanzada la cota requerida se procede a bajar la armadura con sus respectivos separadores. Esta tarea se efectúa con el tiro libre de la perforadora utilizándola como grúa. Llenado: se efectúa utilizando tubos cadenas, que son cónicos acoplables entre sí, y su finalidad es evitar el disgregamiento del hormigón en el momento del llenado. Se colocan hasta determinada longitud antes del fondo y orientan la caída del hormigón en el centro de la perforación evitando que este al caer de una cierta altura y golpear con los hierros de la armadura se disgreguen quedando separados los materiales cemento-árido produciendo un hormigón defectuoso. Pilotes in situ con presencia de napa freática Sistema: Este tipo de tareas se efectúan con un equipo perforador rotativo de accionamiento hidráulico. Se perfora hasta la cota de fundación requerida utilizando mecha helicoidal para poder iniciar marcando la perforación hasta encontrarse con el nivel freático. Cuando la presión de esta comienza a inundar la perforación se cambia colocando balde bucket. Este
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corta por su fondo y almacena todo el material en su interior evitando que éste quede disgregado en la perforación. Esto es muy importante porque cuando se alcanza la cota requerida, la perforación se encuentra totalmente limpia, sin ningún material grueso suelto que impida u ocasione un mal llenado del pilote. Bajada de armadura: Se realiza con el tiro libre del equipo perforador. La armadura con todos sus separadores colocados se baja lo más centrada posible evitando tocar las paredes laterales de la perforación para no arrastrar material. Llenado: Se utiliza el método “tremie method” de llenado por flujo inverso. Por el interior de la armadura se bajan en
tramos de tubos acoplables, roscados y sellados hasta el fondo de la perforación. Se coloca una tolva en su parte superior, se obtura la unión tolva-cañería mediante tapete y se inicia el llenado del pilote.
El volumen de hormigón que se carga por la tolva se desliza hacia el fondo desplazando el agua (por diferencia de densidad) y posibles impurezas hacia el exterior. A medida que avanza el llenado se van retirando los tubos, estando siempre el tubo puntera sumergido en el hormigón evitando el contacto con el agua. El hormigón debe ser tal para producir asentamientos de 15-18cm, con árido mediano, logrando con esto un libre deslizamiento en el interior de la tubería y un perfecto acomodamiento contra paredes laterales y estribos de armadura. Pilotes en suelos desmoronables con lodos estabilizantes Sistema: Se realiza con un equipo de accionamiento hidráulico y consiste en perforar hasta la cota de fundación requerida. En dicha excavación se utiliza mecha helicoidal para inicio y luego balde bucket (puede almacenar todo el material cortado en su interior evitando que este quede disgregado en la perforación). Estas perforaciones se realizan con el aporte constante de fangos estabilizantes para garantizar la estabilidad de las paredes laterales de la excavación y sostenerlas. Bajada de la armadura. Llenado: Por el interior de la armadura se bajan tubos acoplables, roscados y sellados hasta el fondo de la perforación. Se coloca una tolva en su parte superior y se vuelca el hormigón. El volumen de hormigón se desliza hacia el fondo desplazando el lodo y posibles impurezas hacia la superficie. A medida que avanza el llenado se van retirando los tubos, estando siempre el tubo puntera sumergido en el hormigón evitando contacto con el agua.
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Pilotes in situ con encamisado recuperable Sistema: Se adopta cuando la naturaleza del terreno es tan critica que las paredes de las perforaciones no logran sostenerse aplicando fangos estáticos (bentonita o gel). Se realiza aplicando tecnología de punta. El equipo tiene la suficiente potencia y adaptaciones para introducir girando, camisas acoplables entre si hasta llegar donde las condiciones del suelo lo requieran. Una vez colocada la camisa, se excava su núcleo interior con hélice o balde bucket. Este método no transmite ningún tipo de vibraciones a edificios linderos, ya que el encamisado se produce por giro y no por hincado. Bajada de la armadura. Llenado: Depende de las características del suelo. Puede ser en seco utilizando tubos para evitar disgregamiento de hormigón. En presencia de aguas o lodos bentoníticos se aplica el sistema Tremie Method o llenado por flujo inmerso. Una vez llenado, se produce al retiro de la camisa, ya sea produciendo el giro de la misma o con pequeños golpes de extracción, luego se van desacoplando los tramos. Asentamiento en Pilotes Grupos de pilotes trabajando por punta: Los pilotes que alcanzan estratos rocosos de gran consistencia, ofrecen por lo general un óptimo comportamiento de conjunto, con limitados asentamientos, los cuales se producen principalmente por la deformación elástica de los pilotes bajo los esfuerzos de compresión que les imponen las fuerzas axiales, en forma similar a una columna:
∆=..
En pilotes hincados, el asentamiento producido antes de poner en servicio cada pilote, resulta el asentamiento bruto inicial, menos la recuperación por rechazo.
El comportamiento de los grupos de pilotes trabajando por punta es el mismo, independientemente del tipo de estratos que atraviesen, sean estos arcillosos o arenosos. Por el contrario, cuando los pilotes del grupo trabajan exclusivamente por fricción, en estratos profundos homogéneos, o cuando trabajan en forma mixta por punta y fricción simultáneamente, es necesario analizar separadamente el caso de los pilotes en arena y en arcillas.
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Arena:
∆= 3
Los asentamientos son por la consolidación de los estratos alrededor del fuste y bajo la punta, y se producen de forma casi inmediata, luego de cargado el grupo. Arcilla: Se asume que las cargas se aplican en forma distribuida uniformemente a una placa equivalente, la cual apoya directamente sobre el suelo de fundación a una determinada profundidad. A partir del plano de apoyo de esta placa elástica, las cartas se distribuyen en el suelo con pendiente 2:1.
En estratos homogéneos de arcilla, los grupos de pilotes a fricción se sustituyen por una placa ubicada a la profundidad de (A). Pero si el grupo de pilotes alcanzan un nivel cercano al estrato firme, la placa se ubicara en el extremo inferior del
grupo de pilotes (B).
En ambos casos, las cargas q uniformemente distribuida se obtiene:
= ∑ = ∆= 1 . ℎ
q representa la carga de los pilotes, que se sustituyen en el análisis, y los asentamientos producidos se suponen similares a los de una fundación directamente apoyada en el suelo, con las dimensiones del bloque de pilotes.
= = ℎ= ∆= ∆=. 1ℎ .log ∆ = = ∆= ∆= 1
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La expresión anterior también puede escribirse:
Elección del tipo de pilote
Longitud, profundidad del implante. Por ejemplo un pilote preexcavado no tiene límite, lo que hay que respetar es la esbeltez del mismo. Posición del nivel freático con respecto a la cabeza del pilote. Efecto de la hinca a las estructuras próximas. Facilidad de instalación y tiempo de ejecución. Maquinaria disponible para la zona.
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Tablestaca Son piezas largas y planas, las cuales se hincan en el terreno unas al lado de otra y en contacto, formando cortinas rectas o curvas. Resisten por empotramiento y también con el auxilio de anclajes. Se utilizan para:
Retención de aguas o suelos (ataguías impermeables, pantallas de contención) en los cuales están sometidas a esfuerzos transversales. Resisten por empotramiento y también con el auxilio de tirantes, los que están unidos a anclajes. Se las emplea formando envolventes circulares que trabajan a la compresión o tracción y en consecuencia requierenimpermeables tener elevadoshundidas momentos Pantallas ende el inercia. terreno y sin resistencia propia por lo que no requieren tener elevados momentos de inercia, pero si conseguir uniones fuertemente impermeables.
Tipos
Madera: Son las que menos se utilizan por cuestiones ambientales. Pueden servir para obras pequeñas, provisorias. Son relativamente económicas. Formada por tablones de 8-15cm de espesor y 25-35cm de ancho, generalmente reforzado con pilotes. Terminan en cuña o pico de flauta, de forma que la hinca las apriete una con otra. La punta se refuerza con una chapa y la cabeza de un zuncho.
Para lograr la impermeabilidad se ensamblan en forma de espiral o con juntas machihembradas.
Hormigón Armado: tienen la desventaja de ser pesadas y frágiles, pero la ventaja de no estar sometida la corrosión y son más económicas que las metálicas. Se las emplea para obras permanentes y su construcción es similar a la de los pilotes, de sección rectangular o T (para más inercia).
Metálicas: Son las más utilizadas y prácticas. Se las emplea para obras provisionales y permanentes. Son de acero dulce laminado de diferentes tipos de perfiles, que se encajan unas con otras mediante juntas deslizantes y se hincan por percusión o vibración.
Tipos Metálicas:
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Lackawanna: es plana, con pequeño momento de inercia. Práctica y económica. Adecuada para cortinas poco cargadas o que trabajan a tracción. Permiten cambio de dirección para cortinas curvas (hasta 20°) y tienen buena impermeabilidad.
Universal: Construidas por hierros I, y tienen mayor momento de inercia que las anteriores, pero no permiten cambios de dirección y están unidos por una grampa especial.
Terres-Rouges: Son de doble ondulación y por lo tanto gran momento de Inercia. Se las utiliza en cortinas sometidas a grandes empujes. Permiten cambio de dirección de las juntas.
Belval: Son de onda simple en Z. Las juntas son muy apretadas e impermeables y se las utiliza como cortinas rectas.
Larsen: De onda simple. La junta se encuentra en el eje de la cortina.
Larsen tipo cajón: Para cortinas muy cargadas constituidas por dos tablestacas unidas por grampas.
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Las tablestacas se clasifican en 2 tipos básicos:
≤6
a- En voladizo: que se recomienda para muros de altura moderada es decir (medida desde la línea de dragado). b- Con anclaje: Son aquellas que además de estar empotradas en el terreno están unidas a un muerto de anclaje (que puede ser una placa, muro o pilote de anclaje) y se utilizan cuando la altura del muro por encima de la línea de dragado, excede los 6m, ya que resulta más económico conectar la parte superior del muro a un muerto de anclaje. El ancla minimiza la profundidad de penetración requerida para tablestaca y también reduce el área de la sección transversal y el peso de la tablestaca. Los métodos de construcción se dividen en 2 ti pos: 1- Estructura Rellenada Paso 1 – Dragar el suelo in situ al frente y atrás de la estructura propuesta. Paso2 – Hincar la tablestaca. Paso 3 – Rellenar hasta el nivel del ancla y colocar el sistema de anclaje (en voladizo no se considera este paso). Paso 4 – Rellenar hasta la parte superior de la pared.
2- Estructura Dragada Paso 1 – Hincar la tablestaca. Paso2 – Rellenar hasta el nivel de ancla y colocar el sistema de anclaje (en voladizo no se considera este paso). Paso 3 – Rellenar hasta la parte superior de la pared. Paso 4 – Dragar frente la pared.
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Muros de Tablestacas en Voladizo Los muros de tablestaca en voladizo son usualmente recomendados para muros de altura moderada, es decir, de aproximadamente 6m o menos (medida desde la línea de dragado) ya que de lo contrario los momentos flectores se incrementarían excesivamente, y las deflexiones se vuelven inadmisibles. En la figura se muestra una tablestaca en voladizo, con la línea de dragado y el punto de pivote 0 alrededor del cual se asume que la tablestaca gira como un cuerpo rígido, bajo los empujes del suelo. Como las presiones hidrostáticas a cualquier profundidad en ambos lados del muro se cancelan entre sí, consideramos solo las presiones laterales efectivas del suelo. En la zona A, la presión lateral es solo la presión activa del lado de tierra. En la zona B, debido a la naturaleza del acomodo del muro, habrá presión activa en el lado de tierra y presión pasiva en el de agua. La situación se invierte en la zona C, es decir, debajo del punto de rotación O. La distribución neta real de presión sobre el muro es como se muestra en la figura b, sin embargo, para fines de diseño, la figura c muestra una versión simplificada.
Tablestaca en Voladizo en Suelos Arenosos Para desarrollar las relaciones para la profundidad apropiada de empotramiento de tablestaca hincada en suelo granular, nos referimos a la figura siguiente.
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El suelo retenido por la tablestaca arriba de la línea de dragado también es arena. El nivel freático está a una profundidad debajo de la parte superior del muro. La intensidad de la presión activa a una profundidad es:
Donde
=. . = = 45 = á =. . . = = 1
Similarmente, la presión activa a la profundidad
Donde
(nivel de la línea de dragado) es:
Al nivel de la línea de dragado, las presiones hidrostáticas en ambos lados del muro tienen la misma magnitud y se cancelan entre sí. Para determinar la presión lateral neta debajo de la línea de dragado hasta el punto de rotación O, como muestra la figura, se debe considerar la presión pasiva que actúa del lado izquierda (lado del agua) hacia el lado derecho (lado de la tierra) y también la presión activa que actúa del lado derecho hacia el lado izquierdo del muro. Para obtener el valor de
( ).′
, es decir donde la presión neta es igual a cero (debajo de la línea de dragado), se realiza:
(. =.. ). . . . [. =0. . ]=0 . ( ). =0 → = . ( ) = =. ( ). =. . . . =..
La ecuación nos indica que la pendiente de la línea DEF de la distribución neta de presiones es de 1 vertical contra horizontal, por lo que el diagrama de presione:
En el fondo de la tablestaca, la presión pasiva, , actúa de derecha a izquierda y la presión activa actúa de izquierda a derecha de la tablestaca, por lo que a una profundad :
A la misma profundidad:
Por consiguiente, la presión lateral neta en el fondo de la tablestaca es:
===. . =[..(..). ..(.(.. ))] ..( )
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Para la estabilidad del muro se aplican los principios de la estática:
=0 =0 =0 12 . . 12 . =0 → = .
Para la suma de fuerzas horizontales (empujes), se determina mediante el área del diagrama de presiones:
Sumando los momentos de todas las fuerzas respecto del punto B, se obtiene:
. . . = .. . . . . . . =0
Reemplazando en esta ecuación , cuarto grado cuya incógnita es .
y
con las ecuaciones encontradas anteriormente, nos queda una ecuación de
= . (8) = . ( ) = 6.(2... (. (. )) )
=.6. (. 4)
Ahora obtengo el valor D:
Se calcula el momento flector máximo:
= = %=,.
La variación del momento flector para un muro de tablestaca en voladizo se muestra en la imagen del comienzo. El momento máximo ocurre entre los puntos E y F’. Para obtener el momento máximo por unidad de longitud de tablestaca
se requiere determinar del punto con fuerza cortante nula. Para un nuevo eje z’ (con srcen en el punto E) se tienen, para fuerza cortante nula:
=12 . . . ( 1) → =( 1). =. 2 . . . ( ) . 3 .
Una vez determinado el punto de fuerza cortante nula (F’’), la magnitud del momento máxim o se obtiene como:
López, J. Emanuel
El perfil necesario de la tablestaca se proporciona entonces de acuerdo con el esfuerzo permisible de flexión del material:
= =
Pasos a seguir para realizar el TP5 (suelo arenoso con muerto de anclaje)
Las incógnitas serán:
Profundidad de hincado D Tipo de tablestaca W Tensor T (en caso que haya muerto de anclaje) Muerto de anclaje
=t=taann4455/2=2,=0,367<16>1 2 ==. . =0, 0. 9=2, 04 = . . =3,43
1- Calculo de los coeficientes activos y pasivos de Rankine.
2- Calculo de presiones efectivas.
López, J. Emanuel
Para poder calcular L3, distancia a partir de la línea de dragado, donde las presiones se anulan debido a las componentes activas y pasivas del suelo a la derecha e izquierda de la tablestaca respectivamente, se procede de la siguiente forma:
Para el equilibrio de la tablestaca
==.. .. .=0. . . =0 . =0 → = =1,44 =0 → =0 →
3- Calculo del momento respecto a “O”
=0→ . . . . . =0
López, J. Emanuel
. ∗2 . . 2∗ 23( . ) ∗ 2 2 2 ∗3 ( . ) ∗3 =0 =1,18 = →∑ =1,3. = =3,40 = .. =4,41 = .. =7,16 =0→ =0 . . 2 . . =0
Reemplazando por los valores obtenidos de tensión y luego reduciendo valores obtengo una ecuación cubica cuya incógnita es . Mediante iteraciones obtenemos el valor incognito Obtenemos un
.
y
4- Calculo de las tensiones T del anclaje
Con el valor de D obtenido, podemos calcular el valor de
:
=10,=05 = , =0 2 . . 12 . . . =0
De aquí despejamos el valor T, nos da
5- Calculo del momento flector máximo El mismo, se dará a una profundidad entre
Reemplazando los valores y reduciendo la expresión nos queda una ecuación cuadrática cuya incógnita será Z
En nuestro caso
=5,62
, entonces el momento máximo será:
=. . . . .
==. =0,. 261 . =3,07 1 = 2 . =2,83 =1. =5,55 = 2 . . . =1,4 = 2 =4,17 . =1, =3,3668 = =2 3 2 = =3 =3,=0,8920
López, J. Emanuel
=1809000 . ≥ → ≥ =1507,5
Finalmente obtengo el momento máximo 6- Dimensionado de la tablestaca
Adopto tablestaca tipo U, modelo Lx16, con
=1641 ≥ → ≥ =4,8 3 Ø 16→ =6,03
7- Dimensionado del Tensor
Calculo del Anclaje
Las placas o vigas de anclaje se hacen generalmente de bloques de concreto. Las anclas se conectas a la tablestaca por medio de tirantes. Si el ancla se coloca dentro de la cuña ABC, que es la zona activa de Rankine, no proporcionara ninguna resistencia a la falla. Si el ancla se coloca en la zona ICH, la zona pasiva de Rankine frente a la placa de anclaje se localiza por completo fuera de la zona activa ABC de Rankine. En este caso, se genera la resistencia pasiva total del ancla.
López, J. Emanuel
Diagrama de cuerpo libre:
=.=.=.=... ..=7,=2,5 18 2 = ..2.. =1,35 = =9,68 =10, =05.223 = .23 =3,15 ≥1,5.
Se debe verificar deslizamiento:
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Método del soporte de empotramiento (suelos arenoso) Al usar el metodo del soporte de empotramiento, suponemos que la punta de la tablestaca está restringida contra rotacion, como muestra la figura.
En la solución de soporte empotrado, un metodo simplificado llamado solucion de la viga equivalente, es generalmente usado para calcular y D. Para entender este metodo, se compara la tablestaca con una viga RSTU en voladizo cargado como en la figura:
El soporte en T de la viga es equivalente a la reaccion de la carga del ancla F sobre la tablestaca. El punto S de la viga es el punto de inflexion de la linea elástica de la viga, equivalente al punto I. Si la viga se corta en S y se proporciona un soporte libre (reaccion ) en ese punto, el diagrama de momento flexionante para la porcion STU de la viga permanecera sin cambio. Esta viga STU será equivalente a
la seccion STU de la viga RSTU. La fuerza P’ mostrada en la figura en I será
equivalente a la reaccion
sobre la viga.
López, J. Emanuel
Pasos:
1- Determinar las tensiones, de la misma forma que se hizo anteriormente. 2- Determinar longitud
Se obtiene el valor por interpolacion Viga Equivalente:
=, ,
+ = → =.
3- Calculamos el claro de la viga equivalente
4- Calculamos la carga total W
= ==.. . .. ==1= 21.. ....1. . 21 = 2 . .
López, J. Emanuel
Entonces la sumatoria de empujes nos dara:
=. = 8 = .2.. . 1 ===.2. 2. 2.. 3.23 . =1. . 2 2 =2 . . . 3 =. . 2 1 ∑ = . 2 . 3 .
5- Calculamos P, tomando momento en O’
Realizo la sumatoria de los momentos
∑ =
y obtengo P’:
6- Calculamos D
==. . . . ==. . 2 ==. . . . ==(. 2 ). =0 . 2 . 3 . 2 =. 3 6.. ′ =0 → = = 6.′ . ′ . ′ Reemplazando los valres de
y despejando D’ nos quedara la ecuacion:
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7- Calculamos la fuerza F tomando momento respecto a I’
Realizo la sumatoria de los momentos
8- Dimensionado de Tablestaca
=.. . 2 1 = .. . 3 . =. . 2 1 = . 2. 3 . ===. .. .2 2.2. 13 . = 2 . . 23 . ∑ = ∑′ = y obtengo F:
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Ataguías Una ataguía es una obra provisional destinada a proteger una obra del agua para trabajos en seco. Tratándose de una obra de contención, la ataguía sufre el empuje de agua. La cualidad de la ataguía es su estabilidad bajo este empuje y de su estanqueidad, que exige no solo su estanqueidad propia, sino también la del suelo de cimentación, que debe ser impermeable para evitar las infiltraciones bajo su base. Estas infiltraciones podrían producir socavones que srcinan su ruina. La base debe estar también, lo mismo que el cuerpo de la ataguía, protegida contra la acción erosiva de las aguas. El trazado de la ataguía conduce generalmente a la construcción de una obra enteramente cerrada sobre sí misma, lo que es especialmente el caso de las ataguías para la construcción de pilas de puentes en los ríos. No se excluye la posibilidad de que se construyan ataguías no cerradas, por ejemplo, en el caso de la construcción de presas. En este último caso se deberá permitir el paso del curso de agua mediante desviaciones provisionales, mediante túnel o canal.
La fijación de la altura de la ataguía exige un estudio detallado del régimen de crecidas de curso de agua. La altura debe ser tal que la obra esté protegida contra las crecidas del curso de agua. Diferentes tipos de Ataguías Los principales tipos de ataguías son los siguientes: 123456-
Ataguías de Tierra Ataguías Mixtas de Tierra y Tablestaca Ataguías de Escollera y Gaviones Ataguías de Tablestacas Metálicas Ataguías de Hormigón Ataguías por Congelación del suelo
7- Casos Especiales (Ataguías en suelos rocosos y en cursos de aguas con corriente intensa) La elección entre los diversos tipos está condicionada por la altura de contención, la naturaleza del suelo de cimentación, el espacio de que se dispone para la construcción, el régimen del curso de agua, las condiciones locales y los medios que pueden utilizarse teniendo en cuenta la importancia de la obra a proteger.
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Ataguías de Tierra
Hay que pensar en este tipo de ataguía en los casos siguientes: 1- Si se trata de una altura de retención pequeña (3 a 5m por ejemplo) en curso de agua tranquilo. Por otra parte, la obra a proteger no tiene una importancia que justifique el desplazamiento y puesta en obra de grandes medios. Un simple dique de tierra puede a menudo resolver el problema si se dispone de material de naturaleza conveniente. El suelo de base sufrirá las preparaciones de compactación y estanqueidad. La masa arcillosa se tratara como relleno impermeable (CL). El paramento de aguas arriba y la coronación se protegerán de la erosión mediante escollera. La inclinación del paramento de aguas arriba podrá ser del orden de 3/2, y la del paramento de aguas debajo de 2/1. La anchura de la coronación será como mínimo de 1,50m para que se pueda circular con un volquete pequeño, reparando eventualmente las degradaciones locales. Se preverá una altura mínima de 1m sobre las crecidas normales ya que la inmersión de una ataguía de tierra es frecuentemente fatal, al menos bajo los efectos de una corriente apreciable. Estas obras son muy voluminosas por la pequeña inclinación de sus taludes. La representada debajo tiene una anchura en la base de 15,50m para una altura de contención de 3m.
2- Cuando se dispone de toda la anchura necesaria en la base y se dispone en lugar próximo de un volumen suficiente de materiales convenientes para llegar a alturas de retención importantes. Si además se trata de cerrar mediante ataguías una presa de tierra, puede disponerse de todo el material previsto para la realización de la obra definitiva.
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Ataguías Mixtas – Tierra y Tablestacas
Si no se asegura solamente por compactación la estanqueidad necesaria, puede hincarse en el macizo una cortina de tablestacas metálicas que lleguen hasta el terreno impermeable. Las tablestacas se atornillan en un perfil laminado U que las enlaza. La estabilidad se obtiene mediante el macizo de tierra y la estanqueidad por la cortina de tablestacas.
Es conveniente evitar las socavaciones al pie de la cortina en la parte de aguas arriba mediante escollera.
Ataguías de Escollera y Gaviones:
Puede ser necesario construir ataguías cuya finalidad no sea producir recintos estancos, sino zonas de aguas tranquilas. No hay necesidad de ser impermeables y basta con que rompan la corriente. Este es el caso que se construyen ataguías de escollera o gaviones.
López, J. Emanuel
Ataguías de Tablestacas Metálicas:
Estas pueden ser: 1- Cortinas Simples: Puede imponerse tales cortinas si no puede disponerse del espacio para un macizo del respaldo de tierra. Hay que lograr una hinca que de un momento a empotramiento suficiente y adoptar un perfil de la tablestaca que permita absorber la tensión de flexión correspondiente.
2- Recintos de Tablestacas: Cuando la anchura de la obra a proteger no es grande, puede constituirse la ataguía mediante un recinto formado por una cortina simple de tablestaca apuntalando las cortinas. Los puntales deben estar tanto más próximos entre sí, cuando más se desciende. Estos tipos de ataguías se proyectan frecuentemente para la construcción de pilas de puentes en los ríos.
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Tema: Mejoramiento de Suelos 1- Introducción Es frecuente que el terreno no posea suficiente capacidad portante para soportar, mediante cimentaciones directas, las cargas de determinadas estructuras. Una alternativa es recurrir a una cimentación flotante de tal forma que el peso del terreno excavado para la instalación de sótanos compense, al menos en parte, la carga que la estructura transmite al subsuelo. Pero, en numerosas ocasiones, especialmente en instalaciones industriales, no se pude recurrir a este tipo de cimentación puesto que dichas instalaciones no requieren el uso de sótanos. Con estos condicionantes solo puede utilizarse una cimentación por pilotaje o mejorar las características del terreno al objeto de que la capacidad de carga y asentamientos esperados sean admisibles. Como método de mejora del terreno cabe incluir la precarga del mismo, a efectos prácticos, el más grave inconveniente es el tiempo necesario para que el terreno alcance la consolidación. La mayor parte de los métodos de mejora del terreno existentes en la actualidad fueron creados en su etapa inicial para aumentar la compacidad de suelos granulares flojos y, algunos de ellos, extendieron su campo a terrenos cohesivos, empleando el mismo equipo de compactación pero cambiando el proceso de realización de los trabajos. Los procedimientos de mejora de suelos granulares pueden subdividirse en:
Métodos que transmiten una vibración al terreno para producir su compactación (vibroflotación). Métodos que utilizan la energía producida por el impacto de una maza sobre la superficie del terreno (consolidación dinámica). Métodos que emplean la fuerza de la onda expansiva producida por la explosión de cargas en el interior del mismo (voladuras). Métodos que introducen material en el interior del terreno para aumentar su densidad (turbojet, cementación a chorro -Jet Grouting-, inyecciones).
Todos estos procedimientos requieren que el terreno:
Posea suficiente permeabilidad Que los granos del terreno no presenten cohesión apreciable (no se produce la licuefacción del terreno necesaria para la compactación por vibración y los gases de la explosión no encuentran salida a través del líquido intersticial. Que el suelo sea granular con un contenido de finos no superior al 15 – 20% (material que pasa por el tamiz 200).
El terreno que ha sido tratado empleando cualquiera de estos métodos logra:
Aumento de su capacidad de carga. Disminución de su compresibilidad.
Por lo que respecta al mejoramiento de suelos granulares efectuado homogéneamente en su masa, lo más acertado seria determinar el incremento de densidad relativa que ha experimentado el terreno, mediante medidas de densidad en muestras inalteradas, pero de todos es conocida la dificultad de la toma de muestras en este tipo de terrenos, por lo que debemos recurrir a su determinación por métodos indirectos, es decir, a través de ensayos “in situ”. Así, por ejemplo,
existen algunos criterios que correlacionan el ensayo de penetración standard con la densidad relativa del terreno y la profundidad de realización de los ensayo. Normalmente la densidad relativa requerida en los proyectos de mejora es del orden del 70 – 80%.
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2- Vibroflotación El uso de este método me permite:
Compactar terrenos de débil capacidad carga. Conseguir una mayor capacidad de carga de los estratos débiles del terreno. Reducir los asientos producidos por cargas verticales. Incremento de la resistencia a la licuefacción. Modificar la permeabilidad del terreno. Densificación del terreno para producir zonas de anclaje. Estabilización de taludes.
2.1- Descripción del método La densificación se consigue mediante la acción combinada de la vibración del terreno y su saturación. El equipo mecánico que produce la compactación en profundidad consta de:
Un vibrador suspendido de elementos de prolongación. Grupo suministrador de energía. Sistema de inyección de agua. Grúa adecuada como aparato de soporte.
Es necesario indicar que la vibroflotación puede efectuarse tanto en terrenos granulares como en terrenos cohesivos, pero la forma de aplicación es un tanto diferente en uno y otro tipo de material. En la figura 2 se indica el uso de curvas granulométricas, en el que son aplicables tanto el procedimiento normal de vibroflotación para suelos granulares como el modificado (columnas de gravas) para suelos cohesivos. El vibrador es un cuerpo tubular de acero, dentro del cual un motor eléctrico o hidráulico acciona una serie de pesos excéntricos. El agua y la corriente eléctrica son introducidas por un cabezal especial dispuesto en la parte superior de los tubos de prolongación. Entre el vibrador y los tubos de suspensión se sitúa un acoplamiento elástico que permite la transmisión de fuerzas de tracción y de compresión. El vibrador es introducido dentro del terreno hasta la profundidad deseada con el auxilio de un chorro de agua a presión sale deeste su punta y apaso continuación es gradualmente extraído.que Durante segundo se transmiten vibraciones horizontales al suelo circundante a la vez que puede añadirse material de aporte, produciéndose la compactación del terreno.
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2.2- Tratamiento de suelos no cohesivos Las arenas flojas, así como los rellenos artificiales, suelen poseer un ancho rango de densidades en el área de ubicación de una obra. Tales variaciones de densidad pueden srcinar asientos diferenciales en la estructura en proyecto, por lo que la mejor forma de tratamiento de suelos no cohesivos es producir una zona de terreno bajo la superficie de una densidad alta y uniforme. El terreno tratado puede llegar hasta capas de terreno resistente, pero lo usual es mejorar el suelo únicamente hasta que en el bulbo de presiones se produzcan presiones admisibles. En general, es suficiente 6-8m de profundidad.
En la figura se esquematiza el procedimiento a emplear para producir la compactación en suelos no cohesivos, procedimiento que analizamos a continuación: 1- Se coloca el vibrador con los elementos de prolongación, sujetos mediante un aparato de soporte adecuado, sobre uno de los puntos a compactar. Una vez puesto en marcha el motor del vibrador se establece una salida de agua en la punta y se comienza a introducir el aparato. Alrededor del vibrador se produce la saturación del terreno de tal forma que, bajo la influencia de la vibración, se halla en un estado de licuefacción local. Debido a la ausencia de presiones efectivas, el vibrador y los tubos de prolongación penetran rápidamente en el interior del terreno.
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2- Después de alcanzar la profundidad requerida, se corta la alimentación de agua. La compactación comienza gracias a las vibraciones. El agua facilita la acomodación del terreno y elimina la cohesión aparente que pueda existir. La compactación se traduce, en general, en la formación de un embudo en la superficie del terreno. 3- El embudo se rellena con material de aporte, bien procedente del exterior o de las capas superiores del terreno. La compactación se va llevando a cabo, por capas de 30 a 60cm y se pasa a un escalón más elevado cada vez que la energía consumida alcanza un determinado valor. En efecto, como el vibroflotador opera a una revolución constante, la demanda de energía para el giro de la excéntrica aumenta al ir incrementándose la compactación del terreno, pudiéndose utilizar este consumo de energía como indicativo de que la densificación es suficiente.
El resultado es la formación de una masa de terreno compactado de forma sensiblemente cilíndrica. La repetición de este proceso en sucesivos puntos, siguiendo una malla, permite obtener la consolidación de una masa de terreno determinada. Para compactar grandes superficies suele utilizarse una malla de puntos siguiendo una disposición en triángulos equiláteros, que es la más efectiva a efectos de compactación, con espaciamientos de 1,5 a 3,0 metros. La densificación, expresada en términos de densidad relativa, decrece a medida que crece la distancia radial al punto de compactación. Asimismo, el radio de la zona de influencia alrededor de un punto de inserción del vibrador decrece a medida que crece el contenido de finos (limos y arcilla) en la arena. En arena limpia puede obtenerse una compactación apreciable a distancias radiales de hasta 2,0m del centro de compactación, pero en arenas con contenido en finos superior al 15-20% se puede obtener poco incremento de densidad a distancias radiales superiores a 0,5m. La baja permeabilidad del terreno, debida a la presencia de finos, impide este efecto, puesto que el suelo debe expulsar el fluido intersticial para conseguir la compactación. 2.3- Tratamiento de suelos cohesivos Los suelos cohesivos no son prácticamente afectados entre puntos de tratamiento (radios bajos de mejoramiento), sin embargo, estos suelos pueden aumentar su resistencia introduciendo gravas en los orificios srcinados por el vibrador, el cual es introducido previamente en el terreno. Entonces las etapas son: 1- Formación de los orificios: Se consigue, en el caso de suelos finos blandos con bajo contenido de agua, mediante las fuerzas horizontales impartidas por el vibrador. Cuando el contenido de agua es elevado o cuando se trabaja debajo de la capa freática, el orificio se forma con la ayuda de un chorro de aguas emergente de la punta del vibrador.
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2- Compactación de las gravas: Se realiza de forma idéntica a la del material de aporte de suelos no cohesivos.
En el primero de los métodos se produce un desplazamiento del terreno, mientras que en el segundo se produce una sustitución del mismo. Con estos procedimientos se forma una densa y resistente columna en los centros de cada punto de tratamiento. El material grueso se introduce lateralmente en el terreno, desplazándolo y densificándolo, formándose un conjunto estable. Dichas columnas actúan como drenes verticales que permiten el drenaje de agua intersticial del suelo fino, aumentando así su resistencia. La distancia entre centros de columnas de grava depende de las condiciones del suelo a tratar y de los resultados deseados. Asimismo, dependen de estos factores las profundidades a alcanzar. Generalmente se dispone un punto por cada metro cuadrado de superficie cuando las condiciones son muy adversas, pudiéndose en casos más favorables llegar a unos 6m2 por punto. En cuanto a profundidades, se han alcanzado los 15-20m. 2.4- Control del procedimiento Una vez la compactación ha sido realizada conviene llevar a cabo una verificación de que la densificación exigida en el proyecto ha sido alcanzada. Pueden utilizarse varios procedimientos: Para el tratamiento de suelos no cohesivos:
Sondeos con realización de ensayos de penetración standard Ensayos de penetración estática (más adecuado, pudiéndose estimular a partir de él los asientos esperados en las áreas compactadas) Medidas de la subsidencia del terreno Medidas de densidad sobre muestras inalteradas.
Para el tratamiento de suelos cohesivos: Los ensayos de penetración no son adecuados para determinar la nueva capacidad portante del terreno (debido a que la grava es difícil de penetrar) por ende deben utilizarse ensayos de carga con placa, que constituyen el método de control más seguro, si bien, naturalmente mas costoso.
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3- Cementación a chorro (Jet Grouting) El método de cementación a chorro (o Jet grouting) se utiliza para:
Mejorar las características mecánicas de suelos que no están en condiciones de sostener o de contener adecuadamente obras de ingeniería Impedir el paso de aguas subterráneas entre una parte y otra del subsuelo.
La cementación a chorro se aplica esencialmente en:
Suelos cohesivos, incoherentes o mixtos, secos, saturados o sumergidos cuando su resistencia a la penetración es baja en términos del Ensayo Normal de Penetración Terzaghi. Suelos granulares indeseablemente permeables. No en suelos rocosos, a menos que se encuentren muy fracturados y deteriorados.
3.1- La esencia método El método se utiliza sin que sea preciso efectuar cualquier excavación previa, las intervenciones se realizan por medio de una barra tubular de pequeño diámetro. La barra, que en su extremo inferior lleva una broca, se introduce hasta el nivel inferior de la porción de suelo a tratar. A partir de esa posición, se bombea en el interior de la barra, a la que se imprime un movimiento combinado rotoascendente con velocidades programadas, una lechada de cemento con una presión muy elevada. Esta presión sirve para que la lechada pueda salir del interior de la barra, a través de dos (o más) toberas de muy pequeño diámetro dispuestas arriba de la broca, con una altísima velocidad bajo la forma de chorros inicialmente muy delgados y dotados de una elevadísima energía cinética. El altísimo impacto de los chorros (rotantes y ascendentes) sobre el suelo circundante provoca la destrucción sistemática de su estructura srcinal y, a través de la intensa turbulencia se produce la íntima y muy homogénea mezcla de sus partículas con la lechada de cemento.
Debido al movimiento de rotación ascendente impreso a la barra a medida que es retirada, los chorros vienen afectando un bien definido volumen de suelo, de forma aproximadamente cilíndrica, comprendido entre los niveles inferior y superior en que se los hace actuar.
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El producto final de cada intervención, una vez que la mezcla intima lechada-suelo contenida en el interior de ese volumen cilíndrico haya fraguado, es lo que se denomina una “columna” de suelo sólidamente cementado. Un material homogéneo, de elevada resistencia mecánica y dotado de un muy bajo coeficiente de permeabilidad. El alcance eficaz de los chorros, o sea el radio de las columnas depende de:
Las características mecánicas del suelo a tratar, fundamentalmente de su resistencia a la penetración dinámica Los parámetros con que se produce la acción de los chorros: presión de bombeo, densidad de la lechada, cantidad y diámetro de las toberas y tiempo de actuación de los chorros en cada escalón de retirada de la barra.
La resistencia mecánica del material de las columnas depende de:
La clase de suelo a tratar y de su granulometría La densidad de la lechada La cantidad de cemento que se utilizara por cada metro lineal de columna.
Este método tiene la particular característica de que logra consolidar determinadas porciones de suelo entre bien definidos niveles subterráneos (ejemplos: entre -30 y -10m, si desde -10m hacia arriba no hubiese necesidad; o bien entre -25 y -20m y -12 y -10m si se tratara de consolidar tan solo capas muy plásticas intercaladas entre otras de suelo firme, para hacer posible una fundación directa en superficie o acortar el largo de pilotes convencionales) dejando inalterados los niveles restantes y, además, de que puede actuar en cualquier dirección comprendida entre la horizontal y la vertical. 3.2- Los principales sistemas de “Jet Grouting” y sus características distintivas
El sistema “CCP”, o “chemical Churning Pile”
El sistema “CJG, o “Column Jet Grout”, más conocido como el método “kajima”
Los dos sistemas se diferencian por la manera de vencer la resistencia suelo para conseguir el deseado alcance de los chorros.
El sistema CCP ataca el suelo directamente con el chorro de lechada, imprimiendo a este una elevadísima energía cinética, utilizando de una bomba especial capaz de impulsar fluidos viscosos a muy alta presión (30 a 40 MPa). Este sistema se vale de una barra constituida por un tubo simple con el que se consiguen columnas con diámetro entre 50/55 cm (arcillas) y 75/90 cm (arenas).
Del sistema CCP se han derivado otros dos sistemas:
El “Jumbo Grout”, en el que el violento chorro de lechada que ataca el suelo es protegido p or una camisa coaxial
de aire comprimido para aumentar su eficacia consiguiéndose así columnas con diámetros entre 1,2 y 2,0m. El “Super Soil Stabilization Management” o “Three S Man”. Mediante potentísimos chorros de agua se erosiona una gran cavidad cilíndrica, expulsando en contracorriente todo el suelo en ella contenido y sustituyéndolo con agua limpia. Sucesivamente esta es expulsada al llenar el interior de la cavidad, con el mortero de cemento y hormigón. Con este método han sido obtenidas en el Japón columnas de 4m de diámetro a 70m de profundidad .
El sistema “Kajima” ataca el suelo con violentísimo chorro de agua, protegido por un chorro coaxial de aire
comprimido que le aumenta la eficacia. En seguida, a través de una tobera situada en posición inferior con respecto a las de agua-aire, se bombea en baja presión (2 a 6 MPa) la lechada de cemento, la que se mezcla con el suelo remanente en el interior del volumen que fuera barrido por el chorro superior. Este sistema se vale de una barra constituida por tres tubos concéntricos, uno para el aire, otro para el agua y el tercero para la lechada. Con él se consiguen, correlativamente, columnas con diámetros entre 0,8 y 2m.
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Un punto negativo del Jet Grouting es que las geometrías del tratamiento dependen de la consistencia del terreno a tratar. Otra desventaja es el elevado desperdicio de material. 3.3 Principales Aplicaciones Se indica a continuación las más significativas aplicaciones de las que hasta hoy tenemos conocimiento, reunidas en grupos de características similares.
-
Consolidación de suelos bajo superficies que reciben cargas directas, en obras nuevas o localizadamente deformadas, por ejemplo: Pistas de aeropuertos, rutas, acceso de puentes, bases de grandes tanques, etc. Aumento de la potencia de capas de suelo sobre las que podrán fundarse estructuras en forma directa o sobre pilotes cortos si no se encontraran apoyadas sobre una o más capas de suelo deformable. En tales casos es suficiente consolidar estas últimas. Estabilización de fundaciones de estructuras existentes en casos de descensos de sus apoyos . Estabilización de laderas, barrancas, etc. contra deslizamientos, consolidando en profundidad porciones de suelo situadas a través de la probable superficie de deslizamiento. Estos bloques sólidos, adecuadamente distribuidos, proveen la resistencia al corte necesaria al efecto. Consolidación del suelo en forma de bóveda, arco o anillo alrededor de excavaciones lineales profundas (túneles, galerías, grandes conductos en suelos blandos, secos o sumergidos), o alrededor de tramos inestables de túneles, etc. existentes. Refuerzo, previo al inicio de excavación, de la embocadura de acceso a túneles. Paredes diagrama, rígidas o plásticas, verticales o inclinadas, lineales o en celdas, formadas por columnas contiguas compenetradas, para impedir el paso del agua en diques, ataguías, presas de embalse, muelles portuarios, etc. Envolturas completas (paredes y fondos), si es necesario también estructuralmente resistentes, previas a la excavación de fosas o pozos en suelos blandos, inclusive colapsables, secos o sumergidos, o en suelos permeables sumergidos. O tan solo fondos en este último caso. Pilares, simples o compuestos en celdas, rematados en el interior de terraplenes bien compactados, a ser formados en masas de suelos deformables, al efecto de recibir directamente las cargas que actuaran sobre el terraplén, sin dar srcen a sobrecargas por la fricción negativa. Protección de fundaciones de pilas de puentes afectadas por fenómenos excepcionales de erosión intensa. En general, consolidación del suelo con o sin específica función impermeabilizante, en los casos en que el problema no pueda ser resuelto convenientemente mediante sistemas de pilotes o diafragmas convencionales. Entre estos casos pueden explicitarse: El de los tirantes para anclajes de estructuras arriendadas, especialmente cuando van apoyadas en suelos muy blandos o anegadizos. El de apoyo de zapatas de fundación de estructuras sujetas a cargas de compresión y tracción, cuando, por cualquier motivo, no sea posible recurrir a sistemas convencionales.
Es menester armar convenientemente la zona axial de la columna de suelo cementado inmediatamente de concluida la formación de la misma.
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4. Turbojet Esta técnica, innovadora y creativa en el ámbito de las fundaciones de Ingeniería Civil, presenta numerosas aplicaciones:
Mejoramiento de los suelos logrado mediante la utilización de un potente y moderno equipamiento que mejora los suelos de fundación. Gran variedad de problemas geotécnicos, por ejemplos contención de tierras, impermeabilización, consolidación, etc., produciendo resultados excelentes a elevada velocidad y nivel económico competitivo.
A diferencia de lo que sucede con tratamientos tipo Jet Grouting, se obtienen tratamiento de características geométricas y físicas uniformes, independientemente de los tipos de terrenos atravesados, pudiéndose controlar automáticamente los parámetros de tratamiento en forma constante y por ende con un alto grado de control de calidad. Este método consiste en mezclar mecánicamente el suelo in situ con la adición por reinyección a alta energía cinética de agentes estabilizantes apropiados. El sistema se aplica en suelos cohesivos de baja a mediana consistencia. Utiliza una herramienta de perforación según el tipo de suelo a tratar, asociada con una inyección de agua o mezcla a alta presión y velocidad que produce la degradación del terreno. El método es flexible en cuanto es posible variar la energía de aplicación y la cantidad de agente a utilizar de acuerdo a la calidad de mezcla a lograr. En este sistema las características geométricas de la columna de suelo tratada (radio de acción), no dependen de la naturaleza del mismo, como en el caso del Jet Grouting. El diámetro de acción varía entre 0,6 y 1,4m, la presión máxima de aplicación es de 30 MPa y la profundidad máxima de tratamiento es de 30m.
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5. Inyecciones Es posible modificar las características físico mecánicas del suelo de cimentación existente inyectando productos apropiados, a una presión conveniente. Se entiende por inyección la inserción forzada de soluciones o suspensiones en el terreno por medio de sondas. A diferencia del Jet grouting este método no rompe el suelo. El requisito para la factibilidad de un inyeccionado es la existencia y distribución adecuada de poros en el terreno (suelos granulares gruesos), lo cual determina la permeabilidad y el sistema de inyección a utilizar. Es posible modificar el suelo de cimentación inyectando en él productos apropiados para:
Consolidarlo Impermeabilizarlo O ambas cosas a la vez
5.1. Tipos de Inyección Las lechadas de inyección más comúnmente empleadas son: 1. 2. 3. 4. 5. 6. 7.
Mezcla de cemento y agua Mezcla de cemento, cenizas volantes y agua Mezcla de cemento, arena fina y agua Mezcla de cemento, arcilla y agua Mezcla de arcilla y agua para impermeabilizar (soluciones tixotrópicas mezcla de agua y ben tonita) Mezcla de Productos químicos petrificantes o gelificantes Mezcla de productos bituminosos o plásticos
El radio de acción de una inyección está directamente relacionado con el coeficiente de permeabilidad según la expresión:
En arcillas En gravas
=10 − / =10 /
resulta: r=3,80cm
=375/
resulta: r=3,80m
5.1.1. Elección de la lechada
Primero se deben conocer las características granulométricas y de plasticidad de los estratos de suelo y especialmente su coeficiente de permeabilidad K. Esto permite definir:
El sistema y tipo de inyección según su finalidad La dosificación El equipo de bombas y presión necesaria a aplicar El uso de aire comprimido
5.1.2. Inyecciones de cemento y agua Se utilizan para consolidar y aumentar la capacidad portante del suelo e impermeabilizarlo. Se utilizan en terrenos granulares gruesos de gravas y arenas gravosas, en rocas fisuradas. Es difícil de aplicar en arenas finas (con tamaños menores a Tamiz N°60).
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5.1.3. Inyecciones de Arcilla y agua Se utilizan para impermeabilizar mezclas tixotrópicas de arcillas bentoníticas en agua, que se mantienen en suspensión mientras están agitadas o en movimiento y que gelifican en reposo. La densidad de la mezcla de bentonita en agua tiene una densidad de aproximadamente 1,16 gr/cm3. 5.1.4. Mezclas de cemento arcillas y agua Las arcillas se agregan para estabilizar la mezcla y evitar decantación del cemento. 5.1.5 Inyecciones químicas: Para terrenos de baja permeabilidad el tipo de lechada a emplear comúnmente especificada es del tipo química, consiste en una mezcla de productos químicos petrificantes o gelificantes. El método consiste en inyectar en el suelo dos soluciones capaces de reaccionar la una con la otra formando un compuesto silicatado insoluble. Una de estas soluciones es en general, silicato de sosa inestable que la segunda solución precipita en forma de sílice gelatinosa de mayor volumen.
Petrificación
Es el procedimiento conocido con el nombre de “Joosten”, se inyecta sucesivamente una soluc ión de silicato sódico puro
comercial a 40-42° Baumé y una solución concentrada de cloruro cálcico (reactivo). La reacción produce silicatos insolubles. Este procedimiento tiene el inconveniente de que su radio de acción es reducido, lo que exige realizar perforaciones muy cercanas entre sí, lo que resulta costoso y es porque alrededor del tubo de inyección se forma una pared solida e impermeable que impide la propagación de las soluciones.
Gelificación
Consiste en inyectar simultáneamente una mezcla de las dos soluciones que da un gel homogéneo después de un tiempo determinado y suficiente para permitir la difusión en el terreno. Con este procedimiento se logra impregnar el terreno con menor número de perforaciones que con el de petrificación. La solución básica es el silicato sódico y el procedimiento Rodio emplea como reactivo el aluminato de sosa.
10−
Es decisivo para la posibilidad y el efecto de la inyección el valor del coeficiente de permeabilidad del suelo y para valores de dicho coeficiente menores a cm/seg como se estima es el de los suelos que nos ocupa, la amplitud de su efecto es muy reducida y su aplicación dudosa. 5.1.6 Inyecciones con materiales bituminosos Se utilizan emulsiones de asfaltos en agua, con un producto reactivo estabilizador y regulador de tiempo de rotura de la dispersión. Al romper la emulsión las partículas de asfalto se aglomeran. Para aplicarse son tan fluidas como el agua.
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Túneles Se realiza para la construcción de carreteras, ferrocarriles y canales. Las soluciones dependen del tipo de terreno, de su resistencia y de la presencia de agua. 1- Estudios Preliminares Estudio geológico del terreno: es la primera labor a realizar mediante un mapa geológico y ayuda de un especialista, afectando este estudio a la totalidad del trazado proyectado. Se prestara atención a zonas con fallas y regiones de dislocaciones. Se intentara prever las zonas que puedan producirse afloramiento de aguas subterráneas o bolsas de agua, así como las que corresponden a terrenos muy malos (arenas fluidas, terreno yesoso).
Sondeos: Para conocer la naturaleza de las capas subterráneas, su estado, consistencia, porcentaje o grado de humedad. Se ejecutan por pozos o perforaciones. Se realiza un pozo en cada acceso.
Métodos rotativos para roca Cuando un sondeo alcanza un estrato rocoso más o menos firme o cuando en el curso de la perforación las herramientas hasta aquí descritas tropiezan con un bloque grande de naturaleza rocosa, no es posible lograr penetración con los métodos, se hace indispensable recurrir al empleo de máquinas perforadoras a rotación, con broca de diamantes o del tipo cáliz. En las primeras, en el extremo de la tubería de perforación va colocado un muestreador especial, llamado de "corazón", en cuyo extremo inferior se acopla una broca de acero duro con incrustaciones de diamante industrial, que facilitan la perforación. El uso de diamantes en las brocas depende del tipo de roca a atacar. En las segundas, los muestreadores son de acero duro y la penetración se facilita por medio de municiones de acero que se echan a través de la tubería hueca hasta la perforación y que actúan como abrasivo. En roca muy fracturada puede existir el peligro de que las municiones se pierdan. En la figura siguiente aparece un esquema de una máquina perforadora (incidentalmente, puede usarse también para el hincado a presión de muestreadores de tubo de pared delgada), muestreadores de corazón comunes y algunos tipos de brocas. A causa del calor desarrollado por las grandes fricciones producidas por la operación de muestreo, se hace indispensable inyectar agua fría de modo continuo, por medio de una bomba situada en la superficie. También se hace necesario ejercer presión vertical sobre la broca, a fin de facilitar su penetración. La velocidad también será controlada dependiendo del tipo de suelo. Una vez que el muestreador ha penetrado toda su carrera es preciso desprender la muestra de roca (corazón), que ha ido penetrando en su interior, de la roca matriz. Para ello se han desarrollado diversos métodos técnicos. Suele resultar apropiado el interrumpir la inyección del agua, lo que hace que el espacio entre la roca y la parte inferior de la muestra se llene de fragmentos de roca; otras veces un aumento rápido de la velocidad de rotación produce el ef ecto deseado. Cuando las muestras de roca son muy largas puede introducirse un muestreador especial que reemplace al usado en la perforación; tal muestreador está provisto de aditamentos para cortar y retener la muestra.
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Túneles de reconocimiento: Se construyen partiendo de las bocas del túnel o del fondo de los pozos de sondeos, proporcionando informes exactos sobre la naturaleza del terreno, su dureza, comportamiento, etc. y facilita el
estudio de los precios. No es convenientes en terrenos sueltos o permeables. 2- Trazado y perfil longitudinal a- Túneles para carreteras y vías férreas: el trazado y el perfil longitudinal es función de la topografía. Túneles cortos: pueden ser rectos o curvos. Túneles largos: se atacan por ambos extremos entonces es mejor la línea recta (más económico). La pendiente será:
ℎℎ <→ > →ℎ
Siempre que se pueda se debe realizar esta opción:
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En caso de no poder, el agua se elimina por bombeo igual que en terrenos rectos. En terrenos secos es independiente:
En túneles largos es conveniente tener pendientes a ambos lados en sentido ascendente, penetrando por ambos lados y eliminando las aguas por gravedad.
b- Perfil trasversal: Depende de la función de la obra, que condicionan las dimensiones del gálibo libre interior y del terreno que determina el revestimiento para proteger el hueco interior. Alcantarillas: Tienen casi siempre pequeña pendiente y se adopta un perfil ovoidal con cuneta circular inferior para aumentar la velocidad del agua.
En galería hidráulica se adopta la forma circular que da el máximo caudal de agua. Vías férreas:
Puede utilizarse numerosos perfiles, según el tipo de vía y el terreno. El de más fácil ejecución es el de sección libre.
En terrenos buenos se utilizan bóvedas de medio punto, en terrenos medios forma ovoidal y en terrenos malos se realizan bóvedas dándoles una forma ojival.
Túneles de carreteras:
Los túneles de carretera normales son un poco mayores que los túneles de vía férrea para vía doble, pero cuando deben dar paso a más de dos vías de circulación es necesario ensancharlos dándoles un perfil transversal aplanado.
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Ventilación en Túneles: En túneles largos se plantea el problema que se debe limitar a un valor admisible el contenido de monóxido de carbono, sobre todo en túneles con gran número de vehículos. a- Ventilación longitudinal: - Ventilación natural. Se obtiene por diferencia de nivel entre las bocas y el calentamiento interior usando los túneles cortos. - Ventilación acelerada (Sistema Saccardo): Se lleva a cabo mediante un ventilador que impulsa al aire de las bocas y un aspirador situado en la otra. b- Ventilador transversal: en el primer caso el aire fresco insuflado se sitúa bajo la calzada y alimenta a través de las aberturas. El aire vaciado se evacua en la parte superior. En el segundo caso ambos circuitos de aire fresco y aire vaciado están situado bajo la calzada.
c- Ventilación semitransversal: Se suprime uno de los circuitos sustituyéndolo por la sección del túnel en sí.
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3- Construcción de Túneles: Se plantea dos problemas principales: la perforación, es decir, la ejecución de la excavación, y la elección del revestimiento. En túneles largos se ataca siempre por los extremos y, frecuentemente, no es posible atacarlo por más puntos. Si la altura del obstáculo sobre el túnel lo permite, pueden crearse ataques intermedios descendiendo por pozos hasta la plataforma del túnel, avanzando en galerías a uno y otro lado del fondo de estos pozos que se utilizan para la evacuación de escombros.
Clasificación de los terrenos para el empleo de los métodos de perforación
1° categoría: Roca que exige el empleo de explosivos (roca dura e intacta) y sin entibación (sin necesidad de apuntalar las excavaciones). 2° categoría: Buen terreno extraído sin explosivos, permite la ejecución de 1 a 3m de galería sin entibación (arcillas duras, arenas y gravas aglomeradas). 3° categoría: Terreno medio o mediocre, el techo puede mantenerse algunos minutos, y los laterales y el frente de ataque en 1 hora (arcillas consistentes, tierras secas, arenas y gravas aglomeradas). 4° categoría: Terreno malo, el techo de la galería debe apuntalarse a medida que se avanza, resisten los laterales algunos minutos (Arcillas blandas, arenas húmedas). 5° categoría: Terrenos sueltos (arenas o gravas secas) no se puede progresar. Perforación de Túneles en Terreno Excavable Método de ataque a plena sección o Método Inglés Los túneles de pequeña sección (menos de 15cm2) son los que más a menudo se atacan a plena sección. La excavación se efectúa por franjas horizontales comenzando por la parte superior, lo que presenta el inconveniente de que la vía de evacuación definitiva al nivel del piso inferior exige varias actuaciones. Pueden evitarse estos haciendo avanzar en el eje del túnel del escalón inferior por delante del escalón superior, una galería de base que sirve para la evacuación por pozo de los escombros producidos en los escalones superiores.
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En cambio, el ataque a plena sección presenta la ventaja de permitir las voladuras en una sección que da a los obreros más espacio que en las galerías estrechas características de otros métodos. Generalmente en terrenos de 1° categoría el revestimiento se hace primero en muros y después las bóvedas. El de 2° categoría requiere revestimiento que se hace por etapas. La coronación de la bóveda se reviste sobre puntales radiales (apuntalamiento en abanico) que soportan elementos longitudinales tras los que se hace deslizar las planchas de encofrados. Los puntales se apoyan en las vigas transversales. En el escalón inferior se colocan travesaños y se establece apuntalamiento entre estos y los de la etapa de bóveda, continuando así en cada escalón.
En este esquema se ve que el apuntalamiento total de un túnel atacado a plena sección es complicado y exige un gran volumen de madera y trabajos de montaje delicados. Aunque hoy en día ya no se usa la madera en este trabajo. El revestimiento se ejecuta tras la excavación comenzando por los muros y terminando por la bóveda. Esta ejecución lógica del revestimiento es una de las ventajas del método. También se puede revestir con encofrados metálicos. Método de la galería de clave Método Belga a- Caso de terreno bueno (2°categoria) La característica del método es ejecutar rápidamente la bóveda para proteger la obra por encima, terminando después el revestimiento por los muros.
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Se ataca el túnel en galería de avance de pequeña sección y en la parte superior. El ancho de esta galería varía entre 2,5 - 3m y altura de 2-4m. Se construye esta galería a nivel de los arranques de la bóveda, ensanchando después a derecha e izquierda para dejar al descubierto la bóveda. A medida que se avanza se apuntala la bóveda mediante puntales radiales que se apoyan sobre la destroza, y al final de esa fase la obra tiene la forma de una excavación en semicírculo correspondiente a la parte superior del gálibo (parte más ancha) del túnel. Después se construye la bóveda haciéndola descansar directamente sobre el terreno si es resistente o sobre tablones longitudinales juntos que reparten las presiones si el terreno no es bueno. Cuando la bóveda ha endurecido se quitan los encofrados y los puntales y la bóveda protege a la obra durante las operaciones siguientes. Después se ataca la excavación por la parte inferior del túnel excavando en la destroza una cuneta central. Después se excavan los muros partiendo de la cuneta hacia los costados con pequeñas excavaciones (4 a 6m) que se ejecutan alternativamente a derecha e izquierda. Después se ejecutan los muros subiendo bajo la bóveda ya construida.
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Este método, adecuado para terrenos resistentes, es seguro con tal que la resistencia del terreno sea suficiente para que la bóveda no sufra asentamientos antes de que se le hayan construido debajo los muros. Sin embargo, presenta el inconveniente de exigir vías de evacuación de los escombro a diferentes niveles: la galería de avance que evacua por la parte superior del túnel y los últimos tajos de excavación de la destroza al nivel de la solera. b- Caso de terreno mediocre o malo Cuando el terreno es poco resistente y exige revestimiento de obra (3° y 4° categoría) hay que modificar las excavaciones de la destroza y construcción de los muros, ya que sino la bóveda sufriría asentamientos durante la ejecución de la destroza. Después de haber excavado bajo la bóveda y de haberla revestido como antes, se excava en zanja revestida el emplazamiento de los muros por elementos cortos ejecutados alternativamente a derecha e izquierda.
En estas excavaciones se construyen los muros bajo la bóveda primeramente, y después se quitan los puntales se excava la destroza a plena sección. También es posible ejecutar los muros antes que la bóveda, para lo que se excava y apuntala ésta, construyendo después los muros en zanjas revestidas. Después se construye la bóveda y se excava la destroza a plena sección. Estos son onerosos como consecuencia de la necesidad de ejecutar zanjas revestidas
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Método de las dos galerías o Método Austríaco Este método se caracteriza por el empleo de una galería de avance en el eje y base del túnel. Cuando esta galería ha avanzado cierta longitud, se sube verticalmente con un pozo hacia la clave del túnel atacando después una segunda galería por encima de la primera y trabajando hacia adelante y hacia atrás.
Los escombros de la galería superior se envían por el pozo a l a galería inferior que sirve para evacuan sin transbordo todos los escombros de los diferentes ataques. Por otro lado, es posible multiplicar los pozos y los ataques en la galería de coronación. Una vez perforada la galería de clave, se continúa como en el método belga: excavación de la bóveda, construcción de éste, destroza, excavación de los muros y construcción del revestimiento de éstos. Método de las tres galerías o Método Alemán Este método se caracteriza por la conservación de la destroza hasta la terminación de los muros y la bóveda. La destroza sirve de apoyo para los apuntalamientos y cimbras y evita el empleo de andamios de gran luz. Para que el método resulte interesante es necesario que la sección del túnel sea bastante grande, superior en principio a 50m2.
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Se atacan dos galerías de base (1) a derecha e izquierda del túnel, luego se ensanchan y se construyen los muros.
Más atrás se ataca una galería de coronación que se ensancha construyendo la bóveda haciéndola descansar sobre los muros ya construidos y sobre puntales apoyados en la destroza. Cuando la bóveda ha endurecido, pueden quitarse todos los puntales excavando la destroza. La sección del túnel (imagen) durante su construcción, muestra que gracias a la destroza, la seguridad contra lo s empujes laterales del terreno queda asegurada, pero en cambio el costo del método que exige la perforación de tres galerías de avance es elevado.
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Caracterización del Macizo La caracterización del macizo nos da una idea preliminar de la calidad del macizo rocoso y su variabilidad. Permite estimar soportes en túneles con bases empíricas. Son usadas para etapas tempranas del proyecto. La mecánica de rocas se ocupa del uso de los macizos rocosos en las obras de ingeniería. Los ingenieros civiles utilizan los macizos para realizar obras dentro de los mismos, como ser túneles y cavernas, efectuar cortes creando taludes artificiales, fundar estructuras, modificar el estado natural de equilibrio variando las presiones efectivas el cambiar el nivel freático, como ocurre en el contorno del vaso de una presa, etc. Las acciones resultantes, provocan deformaciones y modifican el estado inicial de tensiones en el macizo, el que puede tender hacia una condición de rotura de la zona afectada. Son acciones mecánicas e hidráulicas. Un macizo rocoso está constituido de roca, intacta o alterada, fisuras, fracturas, diaclasas y fallas.
ROCA INTACTA. sin diaclasas , rotura por roca intacta, “descascaramiento” luego de las voladuras. ESTRATIFICADA. Estrato con baja resistencia en los límites. MODERADAMENTE FISURADA. Los “bloques” entra diaclasas intertrabados. No requiere sostenimiento lateral. FRAGMENTADA Y FISURADA. Bloques mal intertrabados. Sostenimiento en paredes. TRITURADA. Fragmentos pequeños, tamaño de arena. DESCOMPUESTA. Porcentaje alto de partículas arcillosas. ROCA con HINCHAMIENTO. Minerales arcillosos (montmorillonita) con capacidad de hinchamiento.
Su comportamiento es la resultante de la respuesta combinada del conjunto de dichos factores, que es necesario evaluar para caracterizarlo. Se trata del estado inicial de tensiones del macizo que, a grandes profundidades, puede llegar a valores muy significativos y resultar determinante en la solución del problema que se está encarando. La presencia de fisuras, fracturas, diaclasas y fallas, que de aquí en adelante se involucrarán bajo el único nombre genérico de diaclasas, excluyendo la existencia de fallas importantes, divide al macizo en bloques, que suelen ser angulares en las formaciones macizas, en forma de mampuestos en las estratificadas y de hojas en las foleadas. En consecuencia, las propiedades del macizo dependen no sólo de las de la roca sólida sino que, además, de manera muy substancial, del número de familias de diaclasas, de la distribución y distancia entre las mismas, de la separación entre sus caras, de la rugosidad, del grado de alteración de la roca, del material y del agua que rellena el espacio entre caras. El conjunto se extiende a todo el macizo siguiendo un rumbo y un determinado buzamiento, adquiriendo una cierta "actitud". El conjunto de diaclasas con una actitud similar constituye una familia. CLASIFICACION DE LAS DIACLASAS CLASIFICACION
DISTANCIA ENTRE DIACLASAS
muy pequeña
menor de 5 cm
pequeña
entre 5 cm y 30 cm
regular
entre 30 cm y 1 m
grande
entre 1m y 3 m
muy grande
más de 3 m
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RQD (ROCK QUALITY DESIGNATION) Se basa en la recuperación modificada de un testigo (el porcentaje de la recuperación del testigo de un sondeo). Depende indirectamente del número de fracturas y del grado de la alteración del macizo rocoso. Para medir la recuperación, consistente en sumar sólo las longitudes de los trozos de más de diez centímetros y dividirla por la longitud de la respectiva carrera del sacatestigos. Esto se obtiene a partir de perforaciones rotativas con extracción de testigos.
≥10 .100 = ∑
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A esta recuperación porcentual modificada se la designa “índice de calidad de la roca ” y se la conoce con la expresión RQD ("Rock Quality Designation"). RECUPERACIÓN MODIFICADA R. Q. D. (%) DESCRIPCIÓN DE LA CALIDAD DE LA ROCA 0 - 25
muy pobre (muy mala)
25 - 50
pobre (malo)
50 - 75
regular
75 - 90 90 - 100
bueno excelente
Relación entre recuperación modificada R.Q.D. y calidad de la roca
El RQD y la clasificación de la distancia entre diaclasas constituyen apenas indicadores de tipo cualitativo. Su uso ha demostrado que permite mejorar la caracterización del macizo acercando el enfoque hacia una solución adecuada. El RQD ha demostrado ser un mejor índice que la recuperación normal para medir la fragmentación de la roca que resulta significativa en relación con sus propiedades mecánicas.
Sistemas de clasificación con múltiples parámetros
Rock Mass Rating (RMR) (Bieniaswski) Rock Tunnelling Quality Index (Q) ( Burton)
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Rock Mass Rating (RMR) (Clasificacion de Masa de Roca) Parámetros base para la clasificación:
Resistencia a compresión simple de la roca intacta RQD Espaciamiento de discontinuidades Condición de las discontinuidades Condiciones de agua subterránea Orientación de discontinuidades
Para determinar el RMR se van obteniendo mediante tablas una serie de puntajes respecto a los 6 parámetros mencionados anteriormente, los cuales finalmente se sumaran:
López, J. Emanuel
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Rock Tunnelling Quality Index – SISTEMA “Q” (Índice de Calidad de Roca para Túnel) Desarrollado por el NGI (Instituto Geotécnico Noruego), basado en casos históricos en Escandinavia, Barton y otros 1974. Dan valores numéricos entre 0.001 y 1000.
= . .
Jn: índice de diaclasado (n° de familias de discontinuidades) Jr: índice de rugosidad de las discontinuidades Ja: índice de alteración de las discontinuidades Jw: factor de reducción por presencia de agua SRF: factor de reducción por tensiones.
Representa crudamente el tamaño de los bloques presente.
Representa rugosidad y características de resistencia al corte de las diaclasas 8paredes y/o relleno) Representa las tensiones activas, presión de agua y estado tensional para distintos tipos de macizos encontrados
durante la excavación. Los valores se encuentran mediante tablas y finalmente remplazando en la formula obtenemos el valor con el que entramos a la siguiente tabla de clasificacion Q:
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El propósito de la caracterización del macizo es el de conocer su constitución para poder prever, dentro de un entorno, su respuesta mecánica e hidráulica.
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RMR y Q son los sistemas mas ampliamente usados. Ambos incorporan parámetros “ingenieriles” geométricos, eológicos, y se obtiene un “VALOR” de la calidad del macizo rocoso. Muchos de los parámetros son subjetivos y requieren
experiencia para juzgarlos. En lo posible se debe usar más de un sistema de clasificación y compararlos. Existen correlaciones ej. :
= 9 44
La respuesta se determina efectuando ensayos en el sitio y laboratorio. Se requiere clasificación mineralógica de la roca, resistencia a compresión simple, absorción y peso unitario. Sin embargo también se puede realizar ensayos triaxiales o de corte directo. Con el ensayo de compresión simple de una roca se busca determinar s u resistencia y la curva tensión – deformación. Hay primero una parte cóncava hacia arriba, que corresponde al cierre de fisuras de probeta, abiertas en parte por el relajamiento de tensiones producido al ser extraída del macizo; recién después adquiere la forma convexa. Se toma como módulo de deformabilidad de la roca, la tangente que corresponde a la mitad de la resistencia máxima. Clasificación entre
Una vez caracterizado un macizo, se obtiene una idea más o menos concreta de cómo está formado, pero poco respecto a sus otras propiedades como resistencia y deformabilidad.
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Lo que se busca es utilizar la experiencia disponible para definir un rango dentro del cual se ubican sus propiedades mecánicas e hidráulicas. Propiedades Mecánicas Los macizos rocosos se caracterizan por ser no solo heterogéneos sino también por tener un comportamiento anisotropico. El macizo es un medio discreto formado por bloques. Su resistencia es igual a la sumatoria de las resistencias parciales a lo largo de la superficie de rotura. Esta se desarrolla cortando la roca intacta y deslizándose a lo largo de las diaclasas. Lo mismo ocurre con las deformaciones. Sin embargo, la gran mayoría de las teorías se basan en la hipótesis de un medio continuo. Para salvar la distancia entre modelos y realidad, es necesario elegir adecuadamente los parámetros que consideran el medio discreto. La resistencia de la roca intacta se obtiene ensayado en el laboratorio testigos representativos sometidos a compresión triaxial o corte directo. La del macizo a lo largo de una diaclasa o superficie compuesta, en el terreno o laboratorio con ensayos de corte directo. La deformabilidad especifica de la roca, determinando su módulo en ensayos de carga directa. El estado natural de tensiones se obtiene dentro de una galería separando por corte anillo circular de roca del macizo y determinando las deformaciones diametrales que experimenta para obtener por calculo las tensiones o midiendo la fuerza que es necesario hacer en un corte plano para anular la determinación que una superficie dada en el macizo ha experimentado como consecuencia del mismo. Fijación de la carga de la Roca Los revestimientos túnelesmecanismo en roca se proyectan adoptando cagas ficticias conducentes unladimensionado empírico basado ende unlos supuesto de acción de la roca que rodea el túnel y avalado apor experiencia de otras obras construidas en formaciones semejantes. El primer intento para desarrollar un método más realista para predecir la carga de roca sobre los túneles se debe a Terzaghi, quien apoyándose en mediciones efectuadas en túneles reales construidos en Los Alpes, divide los macizos rocosos. Sobre la base de esta división, construyo una tabla de cargas de roca sobre revestimiento de túneles. Tipo de Roca: 1234-
Roca dura e intacta Roca, estratificada o esquistosa Masiva, moderadamente diaclasada Masiva muy diaclasada (bloques y cuñas en desarrollo moderada)
56789-
Masiva altamente diaclasadas (bloques y cuñas muy desarrolladas) Completamente triturada, químicamente intacta Roca escurridiza, profundidad moderada Roca escurridiza, gran profundidad Roca expansiva
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Exploración del Suelo Existe la necesidad de contar con datos firmes, seguros y abundantes respecto al suelo con el que se está tratando, tanto en la etapa de proyecto, como durante la ejecución de la obra. El conjunto de estos datos debe proporcionar al proyectista una concepción razonablemente exacta de las propiedades físicas del suelo que hayan de ser consideradas en su análisis. Para tal fin existen dos actividades importantes estrechamente ligadas: el muestreo de los suelos y la realización de las pruebas necesarias de laboratorio. El muestro debe estar regido por las necesidades que impone a las muestras el programa de pruebas de laboratorio y, a su vez, el programa de pruebas debe estar definido en términos de la naturaleza de los problemas que se presenten en el suelo de la obra, los cuales no pueden conocerse sin efectuar un muestro previo. Para solucionar este círculo vicioso se recurre a la ayuda de programas preliminares de exploración y muestreo. Por procedimientos simples y económicos, debe procurar adquirirse una información preliminar suficiente respecto al suelo para programar en forma completa las pruebas necesarias para la obtención de los datos de proyecto, investigando todas aquellas propiedades físicas del suelo de las que se pueda sospechar que lleguen a plantear en la obra una condición crítica. Así pues, en general, se tendrán dos tipos de sondeos: preliminares y definitivos, cada uno con sus métodos propios de muestreo. Los métodos de sondeo definitivo tienen por objeto rendir muestras inalteradas, apropiadas para los ensayos de laboratorio (pruebas de compresibilidad, resistencia, etc.) fundamentales para el estudio de problemas referentes a asentamiento y de la adecuada resistencia al esfuerzo cortante en los suelos. La programación de un muestreo correcto es un problema complejo, muchos aspectos dependen fundamentalmente de la experiencia particular del ingeniero y difícilmente se encasillan en normas fijas. Un aspecto importante será siempre que la magnitud, tanto en tiempo como en costo, del programa de exploración y muestreo este acode con el tipo de obra a ejecutar. Otro aspecto de importancia fundamental es buscar la colaboración de ciencias como la Geología que en ocasiones puede dar información de carácter general muy importante, sobre todo en grandes obras. Un reconocimiento serio y eficaz, desde un punto de vista geológico, resulta imprescindible, previo a cualquier otra actividad realizada por el especialista de Mecánica de Suelos. Tipo de sedimentos, existencia de fallas, plegamientos, configuración geológica, tipos y carácter de roca, etc., por lo general resultan informaciones vitales para el Ingeniero Civil. Métodos de Exploración del Suelo Los tipos principales de sondeos que se usan en Mecánica de Suelos para fines de muestreo y conocimiento del subsuelo, en general, son los siguientes: Métodos de explotación de carácter preliminar abcdef-
Pozos a cielo abierto con muestreo alterado o inalterado. Perforaciones con posteadora, barrenos helicoidales o elementos similares Métodos de lavado. Método de penetración estándar. Método de penetración cónica. Perforaciones en boleos y gravas.
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Método de sondeo definitivo g- Pozos a cielo abierto con muestreo inalterado. h- Muestreo con tubo de pared delgada. i- Métodos rotativos para roca. Métodos geofísicos j- Sísmico. k- De resistencia eléctrica. l- Magnético y gravimétrico. A continuación se describen brevemente los diferentes métodos mencionados: a- Pozos a cielo abierto Cuando este método sea practicable debe considerársele como el más satisfactorio, ya que consiste en excavar un pozo de dimensiones suficientes para que un técnico pueda directamente bajar y examinar los diferentes estratos de suelo en su estado natural, así como darse cuenta de las condiciones precisas referentes al agua contenida en el suelo. Infelizmente este tipo de excavación no puede llevarse a grandes profundidades a causa, sobre todo, de la dificultad de controlar el flujo de agua bajo el nivel freático; naturalmente que el tipo de suelo de los diferentes estratos atravesados también influye en los alcances del método. La excavación se encarece mucho cuando sean necesarias entibaciones y cuando el acarreo de suelo sea excesivo a causa de la profundidad. Se debe prestar atención para distinguir la naturaleza del suelo “in situ” y las modificaciones que se le produzca por la
excavación realizada. Una arcilla dura puede, con el tiempo, aparecer como suave y esponjosa a causa del flujo de agua hacia la trinchera de excavación; análogamente, una arena compacta puede presentarse como semifluida y suelta por el mismo motivo. Se recomienda que siempre que se haga un pozo a cielo abierto se lleve un registro completo de las condiciones del subsuelo durante la excavación, hecho por un técnico idóneo. Si se requiere entibación en el pozo puede usarse madera o acero; por lo regular, la entibación se hace con tablones horizontales, pero deberán ser verticales y bien hincados si se tuviesen suelos friccionales situados bajo el nivel freático. En estos pozos se pueden tomar muestras alteradas o inalteradas de los diferentes estratos que se hayan encontrado. Las muestras alteradas son simplemente porciones de suelo que se protegerán contra perdidas de humedad introduciéndolas en frascos o bolsas impermeables. Las muestras inalteradas deberán tomarse con precauciones, generalmente labrando la muestra en una oquedad que se practique al efecto en la pared del pozo. La muestra debe protegerse contra perdidas de humedad envolviéndola en una o más capas de un material impermeable. b- Perforaciones con posteadora, barrenos helicoidales o elementos similares En estos sondeos exploratorios la muestra de suelo obtenida es completamente alterada, pero suele ser representativa del suelo en lo referente a contenido de agua, por lo menos en suelo muy plástico. Es claro que en estos casos las muestras son apropiadas solamente para pruebas de clasificación y, en general, para aquellas pruebas que no requieran muestra inalterada. La muestra se extrae con herramientas de los tipos mostrados en las figuras.
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La herramienta se conecta al extremo de una tubería de perforación, formada por secciones de igual longitud, que se van añadiendo según aumenta la profundidad del sondeo. Los barrenos helicoidales pueden ser de muy diferentes tipos no solo dependiendo del suelo por atacar, sino también de acuerdo con la preferencia particular de cada perforista. Un factor importante es el paso de la hélice que debe ser muy cerrado para suelos arenosos y mucho más abierto para el muestreo en suelos plásticos. Posiblemente más usadas que los barrenos son las posteadoras a las que se hace penetrar en el terreno ejerciendo un giro manual sobre el extremo superior de la tubería de perforación. En arenas colocadas bajo el nivel de aguas freáticas estas herramientas no suelen poder extraer muestras y en esos casos es preferible recurrir al uso de cucharas, de las que también hay gran variedad y tipos. En la figura aparecen esquemáticamente dos de las más comunes. Las muestras de cuchara son generalmente más alteradas todavía que las obtenidas con barrenos helicoidales y posteadoras; la razón es el efecto del agua que entra en la cuchara junto con el suelo, formando en el interior una pseudosuspensión parcial del mismo. Frecuentemente se hace necesario entibar el pozo de sondeo, lo cual se realiza con tubería de hierro, hincada a golpes, en la parte inferior un borde afilado facilita la penetración. Los diferentes segmentos se retiran al fin del trabajo usando gatos apropiados. Para el manejo de los segmentos de tubería de perforación y de entibación, se usa un trípode provisto de una polea, a una altura que permita las manipulaciones necesarias. Los segmentos manejados se sujetan a través de la polea con un cable apropiado; los operadores pueden intervenir manualmente en las operaciones, guiando y sujetando los segmentos de tubería de perforación por medio de llaves de diseño especial propias para esas maniobras y para hacer expedita la operación del atornillado de los segmentos. Un inconveniente serio de la perforación con barrenos se tiene cuando la secuencia estratigráfica del suelo es tal que a un estrato firme sigue uno blando. En estos casos es muy
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frecuente que se pierda la frontera entre ambos o aun la misma presencia del blando. El error anterior tiende a atenuarse accionando el barreno helicoidal tan adelantado respecto a la entibación como lo permita el s uelo explorado. c- Método de lavado Este método constituye un procedimiento económico y rápido para conocer aproximadamente la estratigrafía del subsuelo (puede llegar a tenerse errores de hasta 1m al marcar la frontera entre los diferentes estratos). Las muestras obtenidas en lavado son tan alteradas que prácticamente no deben ser consideradas como representativas para realizar alguna prueba de laboratorio. El equipo necesario para realizar la perforación incluye un trípode con polea y martinete suspendido, de 80 a 150kg de peso, cuya función es hincar en el suelo a golpes la entibación necesaria para la operación. Esta entibación debe ser de mayor diámetro que la tubería que vaya a usarse para la inyección del agua. En el extremo inferior de la tubería de inyección debe ir un trepano de acero, perforado, para permitir el paso del agua a presión. El agua se impulsa dentro de la tubería por medio de una bomba. La operación consiste en inyectar agua en la perforación, la cual forma una suspensión con el suelo en el fondo del pozo y sale al exterior a través del espacio comprendido entre el entibación y la tubería de inyección; una vez fuera es recogida en un recipiente en el cual se puede analizar el sedimento. El procedimiento debe ir complementado por un muestro una cuchara sacamuestras apropiada, colocada al extremo de la tubería en lugar del trepano; mientras las características del suelo no cambien será suficiente obtener una muestra cada 1,50m aproximadamente, pero al notar un cambio en el agua eyectada debe procederse de inmediato a un nuevo muestro. Al detener las operaciones para un muestro debe permitirse que el agua alcance en el pozo un nivel de equilibrio, que corresponde al nivel freático (que debe registrarse). Cualquier alteración de dicho nivel que sea observada en los diferentes muestreos debe registrarse especialmente para su análisis. En la figura aparece un esquema del equipo de perforación y algunos modelos de trépanos perforados.
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En la figura siguiente se muestran algunos de los más usados modelos de muestreadores que se colocan en el extremo inferior de la tubería de inyección a fin de obtener muestras representativas. Los tipos a, b y c se introducen a golpes en el suelo y de ellos quizá el más común es el de media caña (c), así llamado por poder dividirse longitudinalmente para facilitar la extracción de la muestra. El muestreador de trampa de muelles (b) tiene en su parte inferior unas hojas metálicas que dejan entrar la muestra en la cámara inferior, pero que dificultan su salida. El cucharon raspador (d), es de utilidad para el muestro de arenas bajo el nivel freático y funciona, naturalmente, por rotación.
d- Método de Penetración Estándar Este procedimiento es, entre todos los exploratorios preliminares, quizá el que rinde mejores resultados en la práctica y proporciona más útil información en torno al subsuelo y no sólo en lo referente a descripción. En suelos puramente friccionantes la prueba permite conocer la compacidad de los mantos que es la característica fundamental respecto a su comportamiento mecánico. En suelos plásticos la prueba permite adquirir una idea, si bien tosca, de la resistencia a la compresión simple. Además el método lleva implícito un muestreo, que proporciona muestras alteradas representativas del suelo en estudio. El equipo necesario para aplicar el procedimiento consta de un muestreador especial (muestreador o penetrómetro estándar) de dimensiones establecidas, que aparece esquemáticamente en la siguiente figura.
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Es normal que el penetrómetro sea de media caña, para facilitar la extracción de la muestra que haya penetrado en su interior. El penetrómetro se enrosca al extremo de la tubería de perforación y la prueba consiste en hacerlo penetrar a golpes dados por un martinete de 63,5kg (140 libras) que cae desde 76cm (30 pulgadas), contando el número de golpes necesario para lograr una penetración de 30cm (1 pie). El martinete, hueco y guiado por la misma tubería de perforación, es elevado por un cable que pasa por la polea del trípode y dejado caer desde la altura requerida contra un ensanchamiento de la misma tubería de perforación hecho al efecto. El fondo del pozo debe ser previamente limpiado de manera cuidadosa, usando posteadora o cuchara. Una vez limpio el pozo, el muestreador se hace descender hasta tocar el fondo y, seguidamente, a golpes, se hace que el penetrómetro entre 15 cm dentro del suelo. Desde este momento deben contarse los golpes necesarios para lograr la penetración de los siguientes 30 cm. A continuación hágase penetrar el muestreador en toda su longitud. En cada avance de 60cm debe retirarse el penetrómetro, el suelo que haya entrado en su interior constituye la muestra que puede obtenerse con este procedimiento. La utilidad e importancia mayores de la prueba de penetración estándar radican en las correlaciones realizadas en el campo y en el laboratorio en diversos suelos, sobre todo arenas, que permiten relacionar aproximadamente la compacidad, el ángulo de fricción interna , en arenas y el valor de la resistencia a la compresión simple, qu, en arcillas, con el número de golpes necesarios en ese suelo para que el penetrómetro estándar logre entrar los 30 cm especificados. Para obtener estas relaciones basta realizar la prueba estándar en estratos accesibles o de los que se puedan obtener muestras inalteradas confiables y a los que se les pueda determinar los valores de los conceptos señalados por los métodos usuales de laboratorio; haciendo suficiente número de comparaciones pueden obtenerse correlaciones estadísticas dignas de confianza. En la práctica se ha logrado tablas y graficas dignas de crédito para los suelos friccionales, no así para suelos cohesivos donde se observan grandes dispersiones (en este caso las tablas solo pueden usarse como indicadores generales).
e- Método de Penetración Cónica Con este procedimiento no se obtiene muestra de suelo. Consiste en hacer penetrar una punta cónica en el suelo medir la resistencia que ofrece el suelo. En la figura se muestra algunos tipos de conos.
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Dependiendo del procedimiento para hincar los conos en el terreno, estos métodos se dividen en estáticos y dinámicos. En los primeros la herramienta se hinca a presión, medida en la superficie con un gato apropiado; en los segundos el hincado se logra a golpes dados con un peso que cae.
En la prueba dinámica puede usarse un penetrómetro del tipo c) de la Fig. A-8, atornillado al extremo de la tubería de perforación, que se golpea en su parte superior de un modo análogo al descrito para la prueba de penetración estándar. Es normal usar para esta labor un peso de 63.5 kg, con 76 cm de altura de caída, o sea la misma energía para la penetración usada en la prueba estándar. También ahora se cuentan los golpes para 30 cm de penetración de la herramienta. Desgraciadamente para este tipo de prueba no existen las correlaciones mencionadas en el caso de la prueba estándar, por lo cual los resultados son de muy dudosa interpretación. Sin embargo, la prueba se ha usado frecuentemente por dos razones básicas: su economía y su rapidez, pues al no haber operaciones de muestreo, no existe la dilación deprueba la prueba estándar para retirar tubería de perforación obtener mues tra, cada vez sepone efectúe la prueba. Si la se hace sin ademe existelagran fricción lateral sobrey la tuberíalade perforación, peroque si se ademe se pierden las ventajas de economía sobre la prueba estándar, por lo menos parcialmente. Las observaciones que hasta ahora se han realizado parecen indicar que, en arenas, la prueba dinámica de cono da toscamente un número de golpes del orden del doble del que se obtendría en prueba estándar, a condición, desde luego, de que la energía aplicada al cono sea la correspondiente a la prueba estándar. En arcillas, el uso de la penetración cónica dinámica adquiere caracteres aún más peligrosos potencialmente, al no existir correlaciones dignas de crédito, si se tiene en cuenta que la resistencia de esos materiales a las cargas estáticas a que estarán sujetos en la obra de que se trate, puede ser perfectamente mal cuantificada a partir de una prueba dinámica, en la que la arcilla puede exhibir unas características totalmente diferentes. Las pruebas de penetración estática de conos pueden hacerse usando herramientas del tipo de las que aparecen en la Figura. En general, el cono se hinca aplicando presión estática a la parte superior de la tubería de perforación con un gato hidráulico, empleando un marco fijo de carga que puede estar sujeto al ademe necesario para proteger la tubería de perforación de la presión lateral. La velocidad de penetración suele ser constante y del orden de 1 cm/seg. A veces se obtiene una gráfica de presión aplicada contra penetración lograda con esa presión; otras veces se anotan contra la profundidad los valores de la presión que haya sido necesaria para lograr una cierta penetración, por ejemplo 50 cm. Tampoco se obtiene muestra de suelo con este procedimiento y ésta debe verse como una limitación importante. También se tiene el inconveniente de que no existen correlaciones de resistencia en prueba cónica estática con valores obtenidos por otros métodos de eficacia más confiable; en arcillas, existe el inconveniente adicional de que la resistencia de estos materiales depende mucho de la velocidad de aplicación de las cargas, según se indicó repetidamente, por lo que en la prueba pueden tenerse resultados no representativos de la realidad. A veces se han usado en arenas penetrómetros cónicos ayudados por presión de agua, cuya función es suspender las arenas sobre el nivel de la penetración, para evitar el efecto de la sobrecarga actuante sobre ese nivel, que de otra manera, dificultaría la penetración del cono. A modo de resumen podría decirse que las pruebas de penetración cónica, estática o dinámica, son útiles en zonas cuya estratigrafía sea ya ampliamente conocida a priori y cuando se desee simplemente obtener información de sus características en un lugar específico; pero son pruebas de muy problemática interpretación en lugares no explorados a fondo previamente. La prueba de penetración estándar debe estimarse preferible en todos los casos en que su realización sea posible.
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f-
Perforaciones en Boleos y Gravas
Con frecuencia es necesario atravesar durante las perforaciones estratos de boleos o gravas que presentan grandes dificultades para ser perforados con las herramientas hasta aquí descritas. En estos casos se hace necesario el empleo de herramental más pesado, del tipo de barretones con taladros de acero duro, que se suspenden y dejan caer sobre el estrato en cuestión, manejándolos con cables. En ocasiones se ha recurrido, inclusive, al uso localizado de explosivos para romper la resistencia de un obstáculo que aparezca en el sondeo. g- Pozos a cielo abierto con muestro inalterado Este método de exploración puede considerarse el mejor de todos los métodos de exploración a disposición del ingeniero para obtener muestras inalteradas y datos adicionales que permitan un mejor proyecto y construcción de una obra. h- Muestro con tubos de pared delgada Desde luego de ningún modo y bajo ninguna circunstancia puede obtenerse una muestra de suelo que pueda ser rigurosamente considerada como inalterada. En efecto, siempre será necesario extraer al suelo de un lugar con alguna herramienta que inevitablemente alterará las, condiciones de esfuerzo en su vecindad; además, una vez la muestra dentro del muestreador no se ha encontrado hasta hoy y es dudoso que jamás llegue a encontrarse, un método que proporcione a la muestra, sobre todo en sus caras superior e inferior los mismos esfuerzos que tenía “in situ”. Aparte de esto, la remoción de la muestra del muestreador al llegar al laboratorio produce inevitablemente otro cambio en los esfuerzos, srcinalmente confinada en el suelo y ahora libre. Por lo anterior, cuando en Mecánica de Suelos se habla de muestras “inalteradas” se debe ente nder en realidad un tipo de muestra obtenida por cierto procedimiento que trata de hacer mínimos los cambios en las condiciones de la muestra “in situ”, sin interpretar la palabra en su sentido literal.
Los procedimientos de muestro con tubos de pared delgada se usan actualmente en forma prácticamente única en suelos cohesivos. Muestreadores de tal tipo existen en muchos modelos y es frecuente que cada institución especializada desarrolle el suyo propio. El grado de perturbación que produce el muestreador depende principalmente del procedimiento usado para su hincado; las experiencias han comprobado que si se desea un grado de alteración mínimo aceptable, ese hincado debe efectuarse ejerciendo presión continuada y nunca a golpes ni con algún otro método dinámico. Hincado el tubo a presión, a velocidad constante y para un cierto diámetro de tubo, el grado de alteración parece depender esencialmente de la llamada “relación de áreas”.
%=
Donde es el diámetro exterior del tubo y el interior. La expresión anterior equivale a la relación entre el área de la corona sólida del tubo y el área exterior del mismo. Dicha relación no debe ser mayor de 10% en muestreadores de 5 cm (2 pulgadas) de diámetro interior, hoy de escaso uso por requerirse en general muestras de mayor diámetro y, aunque en muestreadores de mayor diámetro pueden admitirse valores algo mayores, no existen motivos prácticos que impidan satisfacer fácilmente el primer valor.
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a- Tipo Shelby b- De pistón c- Dispositivo de hincado por presión de un diferencial En la parte (a) de la figura aparece uno de los tipos más comunes de muestreador de pared delgada. En la parte (b) se muestra un tipo más elaborado de muestreador de pistón, que tiene por objeto reducir la tarea de limpieza del fondo del pozo; una vez en el nivel de muestro, el pistón se eleva hasta la parte superior y el muestreador se hinca libremente (pistón retráctil) l bien fijado el pistón en el nivel de muestreo, se hinca el muestreador hasta que se llena de suelo (pistón fijo). En la parte (c) se muestra un esquema de un dispositivo aplicador de presiones de hincado que puede usarse cuando no se disponga de una máquina perforadora que aplique la presión mecánicamente; un procedimiento alternativo será cagar la varilla de perforación utilizando gatos hidráulicos.
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En ocasiones, en suelo muy blandos con alto contenido de agua, los muestreadores de pared delgada no logran extraer la muestra; esto tiende a evitarse hincando el muestreador lentamente y dejándolo en reposo un cierto tiempo antes de proceder a la extracción. Al dejarlo en reposo la adherencia entre el suelo y muestreador crece, pus la arcilla de la superficie de la muestra expulsa agua hacia el interior de la misma aumentando su resistencia y adherencia con el muestreador. En arenas, especialmente en las situadas bajo el nivel freático se tiene la misma dificultad, la cual hace necesario recurrir a procedimientos especiales y costosos para darle al material una “cohesión” que le permita conservar su estruct ura y adherirse el muestreador. Afortunadamente el problema no es de vital importancia dado que la prueba estándar de penetración, informa sobre la compacidad de los mantos arenosos y de las características de los mismos con suficiente aproximación. i-
Métodos rotativos para roca
Cuando un sondeo alcanza una capa de roca más o menos firme o cuando en el curso de la perforación las herramientas hasta aquí descritas tropiezan con un bloque grande de naturaleza rocosa, no es posible lograr penetración con los métodos estudiados y ha de recurrirse a un procedimiento diferente. En realidad, se mencionó que capas de boleo o grava pueden ser atravesadas con barretones o herramientas pesadas similares, manejadas a percusión. Pero estos métodos no suelen dar un resultado conveniente en roca más o menos sana y además tienen el inconveniente básico de no proporcionar muestras de los materiales explorados. Cuando un gran bloque o un estrato rocoso aparezcan en la perforación se hace indispensable recurrir al empleo de máquinas perforadoras a rotación, con broca de diamantes o del tipo cáliz. En las primeras, en el extremo de la tubería de perforación va colocado un muestreador especial, llamado de “corazón”,
en cuyo extremo inferior se acopla una broca de acero duro con incrustaciones de diamante industrial, que facilitan la perforación. En las segundas, los muestreadores son de acero duro y la penetración se facilita por medio de municiones de acero que se echan a través de la tubería hueca hasta la perforación y que actúan como abrasivo. En roca muy fracturada puede existir el peligro de que las municiones se pierdan. El uso de diamantes en las brocas depende del tipo de roca a atacar. En rocas duras es recomendable usar brocas con diamantes tanto en la corona como el interior para reducir el diámetro de la muestra, y en el exterior para agrandar la perforación y permitir el paso del muestreador con facilidad. En rocas medianamente duras suele resultar suficiente emplear brocas con inserciones de carburo de tungsteno en la corona. En rocas suaves, del tipo de lutitas, pizarras, etc., basta usar broca de acero duro en diente de sierra. En la figura siguiente aparece un esquema de una máquina perforadora (incidentalmente, puede usarse también para el hincado a presión de muestreadores de tubo de pared delgada), muestreadores de corazón comunes y algunos tipos de brocas. Las velocidades de rotación son variables, de acuerdo con el tipo de roca a atacar. En todos los casos, a causa del calor ón de muestreo, se hace indispensable inyectar agua fr ía desarrollado por laspor grandes producidas porenlalaoperaci de modo continuo, mediofricciones de una bomba situada superficie. También se hace necesario ejercer presión vertical sobre la broca, a fin de facilitar su penetración. El éxito de una maniobra de perforaci ón rotatoria depende fundamentalmente del balance de esos tres factores principales, velocidad de rotaci ón, presión de agua y presi ón sobre la broca, respecto al tipo de roca explorado.
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Una vez que el muestreador ha penetrado toda su carrera es preciso desprender la muestra de roca (coraz ón), que ha ido penetrando en su interior, de la roca matriz. Para ello se han desarrollado diversos métodos técnicos. Por ejemplo, suele resultar apropiado el interrumpir la inyección del agua, lo que hace que el espacio entre la roca y la parte inferior de la muestra se llene de fragmentos de roca, produciendo un empaque apropiado; otras veces un aumento r ápido de la velocidad de rotación produce el efecto deseado. Cuando las muestras de roca son muy largas puede introducirse un muestreador especial que reemplace al usado en la perforación; tal muestreador está provisto de aditamentos para cortar y retener la muestra.
El equipo de perforación rotatorio trabaja usualmente en cuatro diámetros normalmente denominados Ex (46mm) Ax (57mm) Nx(89mm). Probablemente las tuberías Ax y Bx son las más usadas. Las máquinas perforadoras suelen poder variar su velocidad de rotaci ón en intervalos muy amplios (frecuentemente de 40 a 1,000 rpm) y pueden ser de avance mec ánico o hidráulico. En las primeras, la m áquina gira a velocidad uniforme y las variaciones se logran con un juego de engranaje adicional; en las segundas, muy preferibles, la propia m áquina puede variar su velocidad.
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j-
Métodos Geofísicos
Estos métodos de exploración de suelos fueron desarrollados con el propósito de determinar las variaciones en las características físicas de los diferentes estratos del subsuelo o los contornos de la roca basal que subyace a depósitos sedimentarios. Se han aplicado sobre todo a cuestiones de geología y Minería y en mucha menor escala a Mecánica de Suelos, para realizar investigaciones preliminares de lugares para localizar presas de tierra o para determinar, como se indicó, perfiles de roca basal. Los métodos son rápidos y expeditos y permiten tratar grande áreas, pero nunca proporcionan suficiente información para fundar criterios definitivos de proyecto, en lo que a la Mecánica de Suelos se refiere. En el caso de estudios para fines de cimentación no se puede considerar que los métodos geofísicos sean adecuados, pues no rinden una información de detalle comparable con la que puede adquirirse de un buen programa de exploración convencional. k- Método símico Este procedimiento se funda en la diferente velocidad de propagación de las ondas vibratorias de tipo sísmico a través de diferentes medios materiales. Las mediciones realizadas sobre diversos medios permiten establecer que esa velocidad de propagación varía entre 150 y 2,500 m/seg en suelos, correspondiendo los valores mayores a mantos de grava muy compactos y las menores a arenas sueltas; los suelos arcillosos tienen valores medios, mayores para las arcillas duras y menores para las suaves. En roca sana los valores fluctúan entre 2,000 y 8,000 m/seg. Como término de comparación se menciona el hecho de que en el agua la velocidad de propagación de este tipo de onda es del orden de 1,400 m/seg. Esencialmente el método consiste en provocar una explosión en un punto determinado del área a explorar usando una pequeña carga de explosivo, usualmente nitro amonio. Por la zona a explorar se sitúan registradores de ondas (geófonos), separados entre sí de 15 a 30 m, cuya función es captar la vibración y transmitirla amplificada a un oscilógrafo central. Suponiendo que existe un estrato de suelo homogéneo sobre roca, unas ondas llegan a los geófonos viajando a través del suelo a una velocidad V1; otras ondas llegan con una velocidad V2 después de cruzar oblicuamente dicho suelo y reflejarse en la roca. Hay un ángulo critico de incidencia respecto a la frontera con la roca que hace que las ondas ni se reflejen ni se refractan hacia adentro de la roca, sino que las hace viajar paralelamente a dicha frontera.
Puede construirse una gráfica que relacione la distancia de los geófonos al punto donde se srcinó la perturbación, con el tiempo que tardo en registrarse la onda en cada geófono. Como las ondas directas y refractadas comienzan a llegar a
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cada geófono en tiempo diferentes bien determinados, pueden calcularse de la gráfica anterior los valores típicos de V1 y V2. En los geófonos próximos al punto de la explosión las ondas directas llegan primero, en los más alejados llegan primero las refractadas; hay un punto frontera (el 3 de la figura), en la cual los dos tipos de onda llegan a la vez. Uniendo los puntos se obtiene dos rectas que han de cruzarse en la abscisa del punto 3. Si X1 es la abscisa de tal punto, puede demostrarse en la figura que:
= 2 Donde H es el espesor del estrato de suelo homogéneo y V1 y V2 pueden determinarse de las pendientes de las dos rectas de la figura. Los casos prácticos no son tan sencillos como el arriba discutido y frecuentemente se hace necesaria una gran experiencia por parte del técnico que ha de interpretar los resultados obtenidos y suele ser necesaria una exploración convencional del suelo para una interpretación más correcta de dichos resultados. l-
Método de resistividad eléctrica
Este método se basa en el hecho de que los suelos, dependiendo de su naturaleza, presentan una mayor o menor resistividad eléctrica cuando una corriente es inducida a su través. Su principal aplicación está en el campo de la minería, pero en Mecánica de Suelos se ha aplicado para determinar la presencia de estratos de roca en el subsuelo. La resistividad eléctrica de una zona de suelo puede medirse colocando cuatro electrodos igualmente espaciados en la superficie y alineados; los dos exteriores, conectados en serie a una batería son los electrodos de corriente (medida por un miliamperímetro), en tanto que los interiores se denominan de potencial y están conectados a un potenciómetro que mide la diferencia de potencial de la corriente circulante.
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Los electrodos de corriente son simples varillas metálicas, con punta afilada, mientras que los de potencial son recipientes porosos llenos de una solución de sulfato de cobre, que al filtrarse al suelo, garantiza un buen contacto eléctrico. La resistividad se puede calcular a partir de las lecturas del miliamperímetro ( I ), del potenciómetro (V) y de la separación entre los electrodos “d”, con la fórmula:
=2
El método sirve, en primer lugar, para medir las resistividades a diferentes profundidades, en un mismo lugar y, en segundo, para medir la resistividad a una profundidad, a lo largo de un perfil. Lo primero se logra aumentando la distancia entre electrodos, con lo que se logra que la corriente penetre a mayor profundidad. Lo segundo se logra conservando la distancia constante y desplazando todo el equipo sobre la línea a explorar. Las mayores resistividades corresponden a rocas duras, siguiendo rocas suaves, gravas compactas, etc., y teniendo los menos valores los suelos suaves saturados. m- Métodos magnéticos y gravimétricas El trabajo de campo correspondiente a estos métodos de exploración es similar, distinguiéndose en el aparato usado. En el método magnético se usa un magnetómetro, que mide la componente vertical del campo magnético terrestre en la zona considerada, en varias estaciones próximas entre sí. En los métodos gravimétricos se mide la aceleración del campo gravitacional en diversos puntos de la zona a explorar. Valores de dicha aceleración ligeramente más altos que el normal de la zona indicarán la presencia de masas duras de roca; lo contrario será índice de la presencia de masas ligeras o cavernas y oquedades. En general estos métodos casi no han sido usados con fines ingenieriles, dentro del campo de la Mecánica de Suelos, debido a lo errático de su información y a la difícil interpretación de sus resultados. Cantidad y Profundidad de los Sondeos El número, tipo y profundidad de los sondeos que deban ejecutarse en un programa de exploración de suelos depende fundamentalmente del tipo del subsuelo y de la importancia de la obra. En ocasiones, se cuenta con estudios anteriores cercanos al lugar, que permiten tener una idea siquiera aproximada de las condiciones del subsuelo y este conocimiento permite fijar el programa de exploración con mayor seguridad y eficacia. Otras veces, ese conocimiento apriorístico indispensable sobre las condiciones predominantes en el subsuelo ha de ser adquirido con los sondeos de tipo preliminar. El número de estos sondeos exploratorios será el suficiente para dar precisamente ese conocimiento. En obras chicas posiblemente tales sondeos tendrán carácter definitivo, por lo que es conveniente realizarlos por los procedimientos más informativos, tales como la prueba de penetración estándar, por ejemplo: otro tanto sucederá cuando se concluya de los sondeos exploratorios la no existencia de problema específico de suelos en el lugar de la obra o la existencia de problemas que puedan manifestarse suficientemente con esos datos preliminares; tal es el caso cuando se exploran arenas compactas con el penetrómetro estándar, por ejemplo. En obras grandes, en que se haga necesario un programa de sondeos definitivos, éste quedará determinado por la naturaleza del subsuelo. En lugares de perfil errático, tales como cauces fluviales o glaciares, en general se presentan los problemas más delicados, pues la erraticidad hace que resulte muy difícil una determinación precisa de las propiedades básicas de resistencia y compresibilidad, hasta un grado tal que frecuentemente no se justifica una erogación de importancia que, de antemano, está destinada a rendir datos que de cualquier modo serán de interpretación muy difícil. En perfiles de estratificación más uniforme sí compensará un programa detallado, capaz de rendir resultados seguros y apropiados. El tipo de muestras que se extraigan en cada caso estará determinado por la naturaleza del suelo y el tipo de obra, que plantea los requerimientos correspondientes.
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La ubicación de los sondeos preliminares está, en general, bastante bien definida por el tipo de obra a ejecutar y lo que se espere en lo referente a la erraticidad del lugar. Por ejemplo, en el caso de estudios para cimentaciones de puentes, el propio trazo del cruce y los puntos donde se hayan de situar pilas y estribos, proporcionan indicaciones sugestivas. En edificios, las indicaciones de un anteproyecto pueden servir como norma de criterio. Ahora bien, en todos los casos debe tenerse la actitud mental adecuada, que permita, a partir de los datos rendidos por los sondeos, someter a una crítica severa al sistema de cimentación adoptado en los anteproyectos en cuestión, modificándolos o abandonándolos por completo cuando sea menester. En los sondeos definitivos la ubicación ya podrá definirse sobre bases más firmes, por contarse con los datos del suelo dados por los sondeos preliminares, que proporcionan un perfil aproximado adecuado en la mayoría de los casos. Estos perfiles definen también ya las zonas de muestreo. Sin embargo, el ingeniero de suelos debe considerar el estudio más completo como algo sujeto a continua revisión y, durante la construcción de la obra, debe estar siempre alerta a las condiciones que las excavaciones y el comportamiento del suelo en general vayan revelando. Un punto que requiere especial cuidado es la determinación de la profundidad a que debe llevarse la exploración del suelo. Este aspecto fundamental, cuyas repercusiones pueden dejarse sentir en todas las fases del éxito o fracaso de una obra ingenieril, tanto técnicas como económicas, está también principalmente definido por las funciones e importancia de la obra y la naturaleza del subsuelo. En general, los puntos básicos que la Mecánica de Suelos debe cuidar en un caso dado se refieren a la posibilidad y cálculo de asentamientos y a determinaciones de resistencia de los suelos; a veces, otros aspectos podrán ser determinantes, como la permeabilidad, en el caso de presas, tanto en el suelo de cimentación como, en su caso, en el corazón de la propia cortina. Para fines de cimentación, en donde asentamientos y resistencia son los factores determinantes, el área de apoyo de las estructuras, concretamente el ancho, según tendrá ocasión de discutirse, es de importancia vital, pues el efecto de las presiones superficiales aplicadas al suelo es netamente dependiente de ese concepto. En estos casos ha sido frecuente la recomendación práctica de explorar una profundidad comprendida entre 1.5B y 3B, siendo B el ancho de la estructura por cimentar. Sin embargo, este criterio no es suficientemente riguroso y es preferible considerar las presiones transmitidas al subsuelo por las cargas superficiales como norma, decidiendo que el sondeo debe llevarse a una profundidad tal que los esfuerzos transmitidos desde la superficie ya no produzcan efectos de importancia; en la práctica esto s uele lograrse cuando las presiones transmitidas llegan a ser del orden de 5-10% de las aplicadas. En otras ocasiones la profundidad de los sondeos se fijará con criterios muy diferentes. Un caso típico se tiene cuando los sondeos revelan la presencia de suelos muy blandos que obliguen a pensar en la conveniencia de cimentaciones piloteadas, apoyadas en estratos resistentes; en tales casos se hará necesario seguir la exploración hasta encontrar tales estratos, si existen a profundidades económicas e inclusive rebasarlos, para verificar que su espesor sea adecuado y, en caso en que bajo ellos, sigan otros estratos blandos, aún será preciso investigar las características de éstos, para poder estimar los asentamientos y capacidad de carga con que se diseñen esos pilotes. Generalmente es suficiente detener la exploración al llegar a la roca basal, si ésta aparece en la profundidad estudiada; sin embargo, en casos especiales se hará necesario continuar el sondeo dentro de la roca por métodos rotatorios; por ejemplo, en cimentaciones de presas sería necesario verificar que la roca no presente condiciones peligrosas desde el punto de vista de infiltraciones de agua.
