UNIVERSIDAD AUTÓNOMA DE YUCATÁN YUCATÁN FACULTAD DE INGENIERÍA
CIMENTACIONES ING. ALBERTO AGUILAR SULUB RESUMEN DE LOS CAPITULOS 8.6 – 8.10 DEL LIBRO JUAREZ BADILLO TOMO II I!"#$%!"& '"( ")*+,- B$%'- A$-(' P%! S/"2 E'*%$'- A$!*$- L3,"2 P4$"2 M%*"( F"$%'- N+"!- P%"S%!+%#- P%$"'"& B*$#-& S%!+%#- P"$"$% E"$- 5 %7- 016 F"% '" "!$"#% L*"& 09 '" M%$2- '" 016
C%,:!*(- 8.6 C+"!%+-"& " %$+((%& --#4"%& Si quisiéramos aplicar las teorías de Terzaghi o de Skempton hablaríamos de cimentaciones profundas en arcillas homogéneas. Que diferencias podemos encontrar en la aplicación de ambas teorías: •
•
La teoría de Skempton tiene gran aplicación en las cimentaciones homogéneas ero la teoría de Terzaghi proporciona !alores mu" similares de la capacidad de carga
ara ambos casos se aplican la siguiente formula: q c =c N c + γ D f
D-'" ); #apacidad de carga $ltima C; #ohesión %se pude obtener de una prueba tria&ial r'pida( N; factor de carga
L% %,%+'%' '" %$#% " %$+((%& --#4"%& depende también de la presión e&istente al ni!el de desplante %
•
#aso + , - #uando la cimentación no impermeable l ni!el de desplante habr' ali!iado al terreno en una presión que es la total correspondiente a esa profundidad) #aso + /0 #uando la cimentación es permeable or ello se habla de que este lleno de agua hasta una altura igual a la del ni!el fre'tico) la descarga efectuada por la e&ca!ación no inclu"e a la
presión del agua) por lo que el término debe representar $nicamente la presión efecti!a %debe usarse el peso específico sumergido en la parte del suelo ba*o el ni!el fre'tico) o bien deber' restarse a la presión total al ni!el de desplante) la presión debida al agua en el mismo ni!el(.
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O?&"$@%+-"& ,. Los cambios !olumétricos son m'&imos en la superficie del suelo " nulos en la profundidad correspondiente al ni!el fre'tico. /. La profundidad de desplante deber' de quedar siempre ba*o la zona su*eta a cambios !olumétricos.
1. n cimentaciones poco profundas en arcillas homogéneas el problema de asentamientos por consolidación sele ser el factor dominante. 2. Los asentamientos por consolidación se calculan recurriendo a la Teoría de la #onsolidación 3nidimensional con 4lu*o 5ertical.
C%,:!*(- 8.9 C+"!%+-"& " %$+((%& =+&*$%'%& 4recuentemente) por procesos sufridos por las arcillas a lo largo de su historia geológica) se presentan en su estructura masi!a multitud de fisuras mu" pró&imas) siguiendo una o m's direcciones predominantes. n estas condiciones se tiene la dificultad practica de no poderse labrar los especímenes necesarios para la realización de una prueba de resistencia al esfuerzo cortante. 6dem's) si una muestra pudiera lograrse) las pruebas en si serian de interpretación insegura) pues la resistencia obtenida resultaría menor que la real7 en una prueba de comprensión simple) por la falta de confinamiento lateral) el error seria m'&imo) pero aun en una prueba r'pida las fisuras supondrían planos de debilitamiento que influenciarían los resultados a no ser que la presión hidrost'tica de confinamiento fuera mu" ele!ada. Quiz' el me*or recurso para !aluar la resistencia de una arcilla fisurada para fines de c'lculo de una cimentación) sea el realizar pruebas de carga con una placa) directamente sobre el terreno. ste procedimiento) no e&ento de defectos " limitaciones de importancia) ha tenido muchas !eces buenos resultados pr'cticos. n esencia el método consiste en cargar un terreno con una placa met'lica cuadrada o circular) de unos 89 cm de lado o di'metro) lle!'ndola a la falla. #onsiderando la presión de falla como la capacidad de carga ultima del terreno) es posible) operando a la in!ersa una formula del tipo 01) obtener el !alor del par'metro c . la placa se coloca a diferentes profundidades dentro del estrato en estudio) generalmente haciendo una prueba a cada metro) dentro de la profundidad afectada por el futuro cimiento. 3na !ez determinado el !alor de la resistencia) con las arcillas fisuradas se puede proceder como con las homogéneas) "a estudiadas anteriormente. Sin embargo) en el caso de los taludes de las e&ca!aciones) la resistencia obtenida en la forma arriba descrita no puede utilizarse para an'lisis de estabilidad) de hecho) esta estabilidad puede calcularse mu" difícilmente " el problema suele resol!erse con elementos de retención suficientes) cuando por alguna razón los taludes de la e&ca!ación no pueden tenderse a !oluntad.
C%,:!*(- 8.8 C+"!%+-"& " (+-& 7 (-"&&. n limos se distinguen dos tipos) los pl'sticos " los no pl'sticos. l comportamiento mec'nico de los primeros se asimila al de las arcillas de plasticidad ba*a o media7 el de los segundos se asimila al de las arenas mu" finas. Los limos pueden deber su plasticidad a un porcenta*e de partículas de forma laminar o a su contenido de materia org'nica. La prueba de penetración est'ndar suele utilizarse para determinar la consistencia de los limos: se considera que si el n$mero de golpes en la prueba es menor que ,9 los limos son sueltos o sua!es e inadecuados para soportar cimientos. #uando es ma"or que tal límite se considera que el material puede ser!ir para efectos se;alados ") en tal caso) la cimentación se calcula con los procedimientos indicados para arenas) si el limo es no pl'stico) o con los procedimientos indicados para arcillas) si el limo es pl'stico. n el caso de limos pl'sticos normalmente consolidados) ba*o el ni!el fre'tico los asentamientos constitu"en un problema de importancia) comparable al que se presenta en arcillas7 su c'lculo puede hacerse a partir de la Teoría de la #onsolidación de Terzaghi) con base en las correspondientes pruebas de laboratorio. n limos sueltos o sua!es) no adecuados para soportar cimientos) puede recurrirse al empleo de cimentaciones compensadas. n muchos limos) la resistencia al esfuerzo cortantes debida) adem's de la fricción entre las partículas) a algo de cohesión producida) por e*emplo) por un cementante. La me*or manera de determinar esa resistencia al esfuerzo cortante es con una prueba tria&ial. l Loess es) un material de depósito eólico) formado por partículas del tama;o del limo o de la arena fina) ligadas por un cementante. 3na característica fundamental de los depósitos de loess) es su poca uniformidad7 es éstos depósitos la resistencia puede !ariar grandemente en distancias o profundidades peque;as. La prueba de penetración est'ndar es mu" $til para !erificar esta uniformidad) pero en cambio puede dar !alores ba*os de resistencia) a causa de que la peculiar estructura del material facilita la penetración del muestreador. s mu" difícil calcular la capacidad de carga del Loess con métodos teóricos7 así) este es otro caso en que las pruebas de carga pudieran ser de utilidad. Los Loess son
generalmente depósitos no saturados) pero cuando se saturan el cementante se ablanda o se disuel!e) perdiendo el con*unto su cohesión. n estas condiciones) la estructura sufre un colapso) que se traduce en un asentamiento brusco.
C%,:!*(- 8. C+"!%+-"& " &*"(-& "&!$%!+=+%'-& Los casos m's frecuentes de estratificación en la pr'ctica son aquellos en que un estrato de arcilla firme se presenta sobre otro de arcilla sua!e o en que un estrato friccionante sobre"ace a otro cohesi!o poco resistente. n estos casos) el efecto de la estratificación es una distorsión en la superficie de falla) que tiende a crecer en el estrato débil " a tener desarrollos mínimos en el m's fuerte. utton ha propuesto una solución basada en el an'lisis de superficies cilíndricas de falla7 los resultados de su método aparecen en la fig. 5???02) en la que se dan los !alores del factor de capacidad de carga N c, modificado para tomar en cuenta la presencia del estrato inferior) en función de la relación d/B, en que d es el espesor del estrato superior " B el ancho del cimiento " de la relación de las cohesiones de ambos estratos.
La solución de >utton cubre tanto el caso mencionado) en que el estrato m's resistente es el superior) como el caso in!erso) quiz' menos frecuente en la pr'ctica. n la gr'fica se !e que el efecto del estrato débil es disminuir la capacidad de carga del fuerte " esta disminución depende tanto de la relación de cohesiones de ambos estratos) como de la relación d/B. or el contrario) cuando el estrato débil est' arriba) el hecho de tener un estrato resistente aba*o hace que su capacidad de carga aumente. Si el estrato inferior es mucho m's resistente que el superior) la superficie de falla es tangente a éste " no influ"e en la capacidad de carga del cimiento la resistencia del estrato inferior) por alta que sea7 esto se pone
de manifiesto) para una cierta relación d/B, por la horizontalidad de las líneas de la figura) después de que se alcanza un cierto !alor de la relación
F IG. V(((5H. Solución de Button para un sistema de dos estratos cohesivos
Si los estratos no son puramente cohesi!os) no e&isten soluciones del tipo de la de >utton) arriba tratada. n este caso la estratificación puede ignorarse) calculando la capacidad de carga del cimiento sobre un suelo ficticio homogéneo) obtenido promediando proporcionalmente !alores de los par'metros de resistencia de los dos estratos. Sin embargo) para poder hacer esto es necesario que las características de los dos estratos no sean demasiado diferentes) en cu"o caso el promedio no tiene sentido. Suele considerarse que "a no pueden promediarse !alores que difieran entre sí m's de un 89@) dentro de la profundidad significati!a del cimiento.
#uando se tiene un estrato resistente con cohesión " fricción sobre un estrato débil) en condiciones tales que no pueda hacerse el promedio proporcional arriba propuesto) en la pr'ctica se recurrido) para tomar en cuenta la presencia del estrato débil a un artificio que hace uso de la Teoría de >oussinesq. Seg$n éste) se compara la capacidad de carga del estrato débil) calculado suponiendo que el cimiento llega al ni!el de su frontera superior " considerando al estrato supra"ecente como una sobrecarga) con el esfuerzo m'&imo que el cimiento le en!ía desde su !erdadero desplante) calculado éste con la Teoría de >oussinesq.
Ae este modo) la capacidad del estrato débil puede limitar al esfuerzo admisible de pro"ecto para la cimentación. n el c'lculo del esfuerzo m'&imo transmitido por el cimiento deben hacerse inter!enir cimientos !ecinos) colocados a distancias en que se alcance a sentir su presencia.
C%,:!*(- 8.10
F%!-$ '" %$#% %'+&+?(". F%!-$ '" &"#*$+'%'. Las capacidades de carga mencionadas en los temas anteriores) hacen referencia a las capacidades de carga a la falla) es decir !alores tales que si esos esfuerzos se comunicaran al material quedarían en modo de falla incipiente. Aebido a que no se pueden usar estos !alores en la pr'ctica sobre cimentaciones reales) nace el concepto de capacidad de carga admisible o de traba*o. Capacidad de carga admisible< Capacidad decarga a la falla
n la pr'ctica se ha generalizado la costumbre de e&presar la capacidad de carga admisible como una fracción de la capacidad a la falla) obtenida di!idiendo ésta entre un n$mero ma"or que uno) el cual se le denomina 4actor de Seguridad sin embargo para suelos puramente cohesi!os este criterio es erróneo) desde el punto de !ista conceptual como numérico. n el caso de una cimentación en suelo puramente cohesi!o) la capacidad de carga $ltima est' dada por una e&presión de este tipo: q c =c N c + γD
Aonde la condición de m'&ima seguridad es: q c =γD
ues entonces la resistencia del suelo est' toda en reser!a. n cado de qo aplicar un factor de seguridad) este deber' de actuar sólo sobre la parte de γD ) es decir) sobre
que e&ceda a
q ad =
c N c F s
Aonde
+
c N c
. Ae este modo resulta:
γD
q ad
es la capacidad de carga admisible o de traba*o. n caso de
suelos puramente friccionantes) la capacidad de carga es mucho ma"or que la presión actuante al ni!el de desplante) por lo que al di!idir la capacidad de carga $ltima total entre un factor de seguridad produce un error) si bien conceptualmente) es en cambio) numéricamente mu" peque;o7 por esta razón en la pr'ctica suele obtenerse con la siguiente e&presión simplista: q ad=
qc F s
Los !alores de
F s
suelen !ariar seg$n la importancia de la obra " el
orden de incertidumbres que se mane*en) e&isten !arios !alores típicos aceptados por la costumbre que se aplican a cimentaciones poco profundas. Si en el an'lisis de carga solo se considera los: ermanentes
F s=3
ermanentes " carga !i!a e!entual fectos de sismo
F s=1.5
F s=2 ó 2.5
