Mecanica de suelos. Estabilidad de taludes.docx

UNIVERSIDAD NACIONAL DE CATAMARCA FACULTAD DE TECNOLOGIA Y CIENCIAS APLICADAS DEPARTAMENTO DE INGENIERIA DE MINAS

MECANICA DE SUELOS

ESTABILIDAD DE TALUDES:

Estabilidad de taludes: Estabilidad de taludes infinitos, de cortes, de terraplenes, de presas de tierra. Estabilidad de cimentaciones: capacidad portante de cimentaciones cimentaciones superficiales. superficiales. Ensayos de penetración penetración in situ y ensayos de placa. Investigación del subsuelo. Compactación de suelos. Estabilización química e inyecciones. Geotextiles y geomembranas.

Docente: Ing. Herrera, Rinaldo Nicolás Alumno: Caicedo, Cesar Adrián

AÑO: 2013

Mecánica de suelos

INDICE: CONCEPTOS DE MECÁNICA DE SUELOS Y FUNDACIONES……………………………………………………………….pag.2 FUNDACIONES……………………………………………………………….pag.2 INTRODUCCION………………………… INTRODUCCION………………………………………………………………… ………………………………………………………………………… ………………………………………………………… ……………………… .pag.2 DEFINICIÓN DE MECÁNICA DE SUELOS………………………………………………………………………………………….pag.2 SUELOS ………………………………………………………………………………………….pag.2 ESTABILIDAD DE TALUDES………………………………… TALUDES …………………………………………………………………… ………………………………………………………………………… ……………………………………….pag.3 .pag.3 TALUDES FINITOS E INFINITOS…………………………… INFINITOS…………………………………………………………………… …………………………………………………………………………pag.5 …………………………………pag.5 Estabilidad de taludes infinitos………………………………… infinitos……………………………………………………………………… …………………………………………………………………..pag.6 ……………………………..pag.6 Estabilidad de taludes de corte…………………………… corte …………………………………………………………… …………………………………………………………………….. ……………………………………....pag.10 ..pag.10 Estabilidad de terraplenes……………………………… terraplenes…………………………………………………………………… ………………………………………………………………………….…p …………………………………….…pag.12 ag.12 Estabilidad de presas de tierra…………………………… tierra ……………………………………………………………… ……………………………………………………………………… ……………………………………..pag.14 ..pag.14 ESTABILIDAD DE CIMENTACIONES…………………………… CIMENTACIONES ……………………………………………………………… …………………………………………………………………..pag.16 ………………………………..pag.16 CIMENTACIONES DIRECTAS O SUPERFICIALES……………………………… SUPERFICIALES………………………………………………………………… ……………………………………………….pag.19 …………….pag.19 Capacidad portante de cimentaciones superficiales…………………………………………………………………..… superficiales …………………………………………………………………..…pag.20 pag.20 Ensayos de penetración in situ y ensayos de placa……………………………………………………………………… placa ……………………………………………………………………….pag.25 .pag.25 INVESTIGACION DEL SUBSUELO…………………………… SUBSUELO……………………………………………………………… ……………………………………………………………………...pag.30 …………………………………...pag.30 COMPACTACIÓN DE SUELOS………………………………… SUELOS……………………………………………………………………… …………………………………………………………………… ………………………………..pag.34 ..pag.34 ESTABILIZACIÓN QUÍMICA E INYECCIONES…………………………………………………………………………………..pag.37 INYECCIONES…………………………………………………………………………………..pag.37 GEOTEXTILES Y GEOMEMBRANAS………………………………………………………………………………………………..pag.40 GEOMEMBRANAS………………………………………………………………………………………………..pag.40

BIBLIOGRAFÍA………………………………………………………………… BIBLIOGRAFÍA………………………… ……………………………………………………………………… ………………………………………………………… …………………………..pag.45 ..pag.45

Caicedo, Cesar Adrián

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Mecánica de suelos

INDICE: CONCEPTOS DE MECÁNICA DE SUELOS Y FUNDACIONES……………………………………………………………….pag.2 FUNDACIONES……………………………………………………………….pag.2 INTRODUCCION………………………… INTRODUCCION………………………………………………………………… ………………………………………………………………………… ………………………………………………………… ……………………… .pag.2 DEFINICIÓN DE MECÁNICA DE SUELOS………………………………………………………………………………………….pag.2 SUELOS ………………………………………………………………………………………….pag.2 ESTABILIDAD DE TALUDES………………………………… TALUDES …………………………………………………………………… ………………………………………………………………………… ……………………………………….pag.3 .pag.3 TALUDES FINITOS E INFINITOS…………………………… INFINITOS…………………………………………………………………… …………………………………………………………………………pag.5 …………………………………pag.5 Estabilidad de taludes infinitos………………………………… infinitos……………………………………………………………………… …………………………………………………………………..pag.6 ……………………………..pag.6 Estabilidad de taludes de corte…………………………… corte …………………………………………………………… …………………………………………………………………….. ……………………………………....pag.10 ..pag.10 Estabilidad de terraplenes……………………………… terraplenes…………………………………………………………………… ………………………………………………………………………….…p …………………………………….…pag.12 ag.12 Estabilidad de presas de tierra…………………………… tierra ……………………………………………………………… ……………………………………………………………………… ……………………………………..pag.14 ..pag.14 ESTABILIDAD DE CIMENTACIONES…………………………… CIMENTACIONES ……………………………………………………………… …………………………………………………………………..pag.16 ………………………………..pag.16 CIMENTACIONES DIRECTAS O SUPERFICIALES……………………………… SUPERFICIALES………………………………………………………………… ……………………………………………….pag.19 …………….pag.19 Capacidad portante de cimentaciones superficiales…………………………………………………………………..… superficiales …………………………………………………………………..…pag.20 pag.20 Ensayos de penetración in situ y ensayos de placa……………………………………………………………………… placa ……………………………………………………………………….pag.25 .pag.25 INVESTIGACION DEL SUBSUELO…………………………… SUBSUELO……………………………………………………………… ……………………………………………………………………...pag.30 …………………………………...pag.30 COMPACTACIÓN DE SUELOS………………………………… SUELOS……………………………………………………………………… …………………………………………………………………… ………………………………..pag.34 ..pag.34 ESTABILIZACIÓN QUÍMICA E INYECCIONES…………………………………………………………………………………..pag.37 INYECCIONES…………………………………………………………………………………..pag.37 GEOTEXTILES Y GEOMEMBRANAS………………………………………………………………………………………………..pag.40 GEOMEMBRANAS………………………………………………………………………………………………..pag.40

BIBLIOGRAFÍA………………………………………………………………… BIBLIOGRAFÍA………………………… ……………………………………………………………………… ………………………………………………………… …………………………..pag.45 ..pag.45


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Mecánica de suelos

CONCEPTOS DE MECÁNICA DE SUELOS Y FUNDACIONES INTRODUCCIÓN La mecánica de suelos se originó hace varias décadas por la necesidad de resolver problemas prácticos cada vez más complejos que demostraban que los instrumentos científicos disponibles en ese momento eran insuficientes. Su comienzo fue casi simultáneo en EE.UU. y Europa, y creó una nueva rama de la ingeniería de las estructuras. Actualmente no puede pensarse en una obra importante de ingeniería civil o de arquitectura sin un adecuado estudio de suelos. Sin embargo, esta rama de la ciencia aplicada de las estructuras tiene características muy especiales que la diferencian netamente del resto. Esta diferencia se basa en las limitaciones que la naturaleza impone a la aplicación de soluciones matemáticas; ellas sólo son posibles cuando los estratos de suelo son homogéneos y continuos en todas las direcciones horizontales, lo que no es común en la realidad. Además las soluciones exactas involucran la utilización de métodos de muestreo y ensayo altamente especializados que sólo se justifican en casos excepcionales. En otras especialidades, el ingeniero estudia el efecto que las fuerzas ejercen sobre estructuras construidas con productos manufacturados, como son el acero y el hormigón o con materiales naturales seleccionados cuidadosamente, como los son la madera y la piedra. Como las propiedades de esos materiales pueden determinarse con exactitud, los problemas que plantea el proyecto pueden casi siempre resolverse por la aplicación directa de la teoría o con los resultados de los ensayos sobre modelos. En cambio, toda conclusión relativa al comportamiento de los suelos involucra muchas incertidumbres y en casos extremos los conceptos que gobiernan el proyecto no pasan de ser hipótesis de trabajo que pueden estar lejos de la realidad. En esos casos, el riesgo de una falla total o parcial sólo puede eliminarse con el método experimental basado en la observación del comportamiento real de la obra. Para ello se hacen observaciones y mediciones apropiadas desde el inicio de la construcción a fin de descubrir cualquier signo que indique que las condiciones reales divergen de las supuestas por el proyectista, en ese caso se modifica el proyecto o el método de trabajo, ajustándolo a dichas condiciones. Por ello, en la mayoría de los casos, lo que se necesita es una previsión aproximada de los fenómenos que se producirán, previsión ésta que debe ser hecha por medios simples. Si no se puede realizar esta previsión aproximada, hay que observar el comportamiento del suelo durante la construcción y modificar el proyecto en caso necesario, a la luz de éstas observaciones.

DEFINICIÓN DE MECÁNICA DE SUELOS La Mecánica de Suelos, estudia las modificaciones producidas por las diversas construcciones en los estados de equilibrio de las formas del terreno y en las tensiones del mismo. Es la rama de la ciencia que trata el estudio de sus propiedades físicas y el comportamiento de masas de suelos sometidas a varios tipos de fuerzas. Según Terzaghi, se considera como suelo todo aquel espesor de la corteza terrestre que se encuentre afectado por la actividad del hombre, examinado desde el punto de vista de las modificaciones que en él produce dicha actividad.


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ESTABILIDAD DE TALUDES Una superficie de terreno expuesta situada a un ángulo con la horizontal se llama talud o pendiente no restringida, y puede ser natural o construido. Si la superficie del terreno no es horizontal, una componente de la gravedad ocasionará que el suelo se mueva hacia abajo, como muestra la Figura 1. Si la componente de la gravedad es suficientemente grande ocurrirá la falla del talud; es decir, la masa de suelo en la zona zo na abcdea se deslizará hacia abajo. La fuerza actuante vence a la fuerza resistente de la resistencia al corte del suelo a lo largo de la superficie de ruptura.

FIGURA 1: FALLA DE UN TALUD.

Las obras de infraestructura lineal (carreteras y ferrocarriles), canales, conducciones, explotaciones mineras, y en general cualquier construcción que requiera una superficie plana en una zona de pendiente, o alcanzar una profundidad determinada por debajo de la superficie, precisan la excavación de taludes ( desmontes si desmontes si dan lugar a un solo talud y trincheras si trincheras si la excavación presenta un talud a cada lado). Los taludes (Figura 2) se construyen con la pendiente más elevada que permite la resistencia del terreno, manteniendo unas condiciones aceptables de estabilidad.

FIGURA 2: TALUD CON ÁNGULO UNIFORME Y TALUD EXCAVADO DE FORMA ESCALONADA CON BERMAS Y BANCOS.

El diseño de taludes es uno de los aspectos más importantes de la ingeniería geológica, pues está presente en la mayoría de las actividades constructivas o extractivas.


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En general, los taludes en ingeniería civil alcanzan alturas máximas de 40 0 50 m (Figura 3), y se proyectan para ser estables a largo plazo. Sin embargo las cortas mineras pueden alcanzar profundidades de varios centenares de metros (Figura 4).

FIGURA 3: TALUDES DEL CANAL DE CORINTO, GRECIA, EXCAVADOS MANUALMENTE EN MATERIALES LIMOSOS CEMENTADOS Y CALCARENÍTICOS, AFECTADOS POR FALLAS.

Los taludes permanentes para la construcción de infraestructuras o con fines de edificación se diseñan para ser estables a largo plazo, precisando medidas de estabilización complementarias cuando no sea posible realizar las excavaciones con las alturas y ángulos requeridos, por motivos económicos o de otro tipo. En minería el diseño de los taludes depende de la disposición y profundidad del yacimiento. Por lo general en yacimientos minerales no metálicos, dispuestos en capas horizontales o inclinadas, los taludes tienen carácter temporal y se proyectan para permanecer estables a corto o medio plazo (unos meses o unos años), ya que tras la extracción del mineral la excavación se abandona o se rellena; en minería metálica, cuando el mineral no se presenta en capaz, los taludes van modificándose al ir avanzando la excavación en profundidad y perímetro, aunque suelen mantenerse sus inclinaciones. Un caso particular son las canteras, donde los frentes de explotación se van retranqueando continuamente, y donde, por lo general, las inestabilidades corresponden a bloques o conjuntos de bloques que se desprenden a favor de las discontinuidades de los macizos rocosos competentes que son e xplotados.

FIGURA 4: TALUDES DE LA MINA CORTA ATALAYA, RIO TINTO, HUELVA, CON MÁS DE 300 m DE PROFUNDIDAD. Caicedo, Cesar Adrián

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En el diseño y excavación de los taludes mineros los criterios económicos juegan un papel fundamental, siendo frecuente asumir cierto grado de riesgo de roturas locales o parciales en taludes si estas no ponen en peligro la seguridad de las personas ni el ritmo de los trabajos de extracción; en estos taludes temporales no se instalan sostenimientos o medidas de estabilización. Sin embargo, en ingeniería civil las tolerancias de movimientos en los taludes son muy restrictivas, al poder afectar a las estructuras que se construyen en su entorno, primando los criterios de seguridad. Los estudios geológicos y geotécnicos de taludes están dirigidos al diseño de taludes estables en función de las condiciones requeridas (corto, medio o largo plazo, relación coste – seguridad, grado de riesgo aceptado, etc.) así como a la estabilización de taludes inestables. Los análisis de estabilidad permiten diseñar los taludes, mediante el cálculo de su factor de seguridad, y definir el tipo de medidas correctoras o estabilizadoras que deben ser aplicadas en caso de roturas reales o potenciales. Es necesario el conocimiento geológico y geomecánico de los materiales que for man el talud, de los posibles modelos o mecanismos de rotura que pueden tener lugar y de los factores que influyen, condicionan y desencadenan las inestabilidades. La metodología seguida en los estudios de estabilidad de los taludes parte del conocimiento geológico, hidrogeológico y geomecánico del macizo rocoso o suelo, que junto con el análisis de los factores externos que actúan sobre el terreno, definen el comportamiento de los materiales y sus modelos y mecanismos de deformación y rotura.

TALUDES FINITOS E INFINITOS. Para propósito de análisis, los taludes pueden clasificarse como finitos o infinitos. En la práctica, un talud se considera infinito si las propiedades del suelo a la misma profundidad son iguales y si la profundidad D hasta el substrato resistente es constante y pequeña comparada con la longitud total del talud, como se muestra por ejemplo, en la Figura 5. Para esta geometría, cualquier movimiento de la masa o falla del talud a menudo produce un desplazamiento del suelo que involucra una longitud muy superior a su profundidad, como lo indica la superficie de falla potencial que se muestra en la Figura 1. Si los efectos en los extremos superior e inferior del desplazamiento no se consideran, es posible tomar una tajada vertical de suelo de ancho Δb como representativa de la totalidad de la masa en falla, en cuyo caso, la consideración del equilibrio estático simple de una tajada típica permite obtener las relaciones que se expresa la estabilidad del talud.

FIGURA 5: TALUD INFINITO


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En la Figura 6 se ilustra un talud de extensión finita. Este tipo de talud representa el caso más general, en el que debe considerarse la estática de la totalidad de masa que falla. Debido a lo anterior, el análisis de los taludes finitos a menudo es más complejo que el de los taludes infinitos. Esta categoría de taludes incluye los taludes en corte para carreteras, vías férreas, canales, etc., y los terraplenes de vías y presas de tierra. Se estudiara entonces la estabilidad de taludes infinitos, taludes en corte, terraplenes y presas de tierra.

FIGURA 6: TALUD FINITO

ESTABILIDAD DE TALUDES INFINITOS Taludes infinitos en arena sin filtración La figura 7 muestra un talud infinito en arena en el cual el nivel freático está por debajo de la base del depósito, de tal manera que el talud no está sujeto a la influencia de ningún flujo de filtración. En un talud infinito los esfuerzos a la misma profundidad tal como en los puntos A y B deben ser iguales. Por consiguiente, los esfuerzos en los lados del elemento de la Figura 7 son iguales. Es decir, E L = ER y XL = XR entonces, al resolver en el sentido paralelo a la base del elemento Sm = ΔW sen α

(1)

Y al resolver en el sentido perpendicular a la base del elemento N = ΔW cos α

(2)

Como u = 0 en toda la masa, N = N I, de donde también se obtiene NI = ΔW cos α


(3)

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FIGURA 7: TALUD INFINITO EN ARENA SIN FILTRACIÓN.

En un talud estable, la resistencia al corte movilizada en la base del elemento para mantener el equilibrio está dada por

          Si se sustituye N en la ecuación (3)     I



Y al igualar la ecuación (4) y (1) se obtiene entonces

    

Para un talud en equilibrio limite, F = 1, de donde

  



Por consiguiente, se observa que en ausencia de cualquier flujo de filtración, un talud en arena de cualquier profundidad es estable si el ángulo α del talud no excede al ángulo φ I de fricción efectiva del suelo. En este caso la falla no se produce en el plano de deslizamiento más profundo, sino que se produce al mismo tiempo en todos los puntos de la masa. Si se intenta construir un talud con un ángulo α > φ I se producirá un deslizamiento en la superficie hasta que α = φ I y en ese momento el talud se estabilizará. Talud infinito en arena con filtración estacionaria En un talud infinito en arena sujeto a un flujo estacionario paralelo a la superficie del terreno (Figura 8), el esfuerzo efectivo y la presión intersticial a la misma profundidad son iguales. Por consiguiente, para el elemento típico que se muestra EL = ER , XL = XR

y

ΔW = ρ g (D – DW) Δb + ρs g DW Δb

(7)

La presión intersticial u en todos los puntos de la base del elemento es igual y está dada por


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Mecánica de suelos u = ρW g DW cos2α

FIGURA 8: TALUD INFINITO SUJETO A UNA FILTRACION ESTACIONARIA.

De donde, la fuerza U producida por el agua en la dirección a la base del elemento está dada por

              



Entonces, al resolver en sentido paralelo a la base del elemento

   Y al sustituir

 en la ecuación 7               

 

Al resolver en sentido perpendicular a la base del elemento

 De donde           Y al sustituir    en las ecuaciones 7 y 8              

 

La resistencia al corte movilizada en la base del elemento para mantener el equilibrio está dada por

       Al sustituir

 en la ecuación 12 se obtiene entonces               



Al igualar las ecuaciones 13 y 10 se obtiene


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              



Si la línea superior de flujo se encuentra en la superficie del terreno, entonces reduce a

   y la ecuación 14 se

        Puesto que la densidad efectiva  es aproximadamente la mitad de la densidad saturada  , se observa entonces que el factor de seguridad de un talud infinito en arena sometido en su totalidad a un flujo de filtración, es casi la mitad del que corresponde a un talud infinito en arena sin filtración (ecuación 5). Si la línea superior de flujo esta a nivel de la base de la arena, entonces

   y la ecuación 14 se reduce a

    



La cual corresponde a la ecuación 5. Talud infinito en arcilla sujeta a una infiltración estacionaria El análisis de la estabilidad de taludes naturales que son relativamente largos y, en ocasiones, de muy poca pendiente (por ejemplo, taludes de 6° o similares) corresponde en su mayor parte al caso de taludes de arcilla que pueden tratarse como infinitos. Todos los taludes naturales se encuentran en la condición de largo plazo y por lo tanto se requiere un análisis en esfuerzo efectivo. La figura 8 también representa este caso y de acuerdo con el análisis previo se tiene

                     

Y De donde

  

Y por consiguiente, al sustituir en la ecuación 9

      Si se sustituye



   en la ecuación 11           

La resistencia al corte movilizada en la base del elemento para mantener el equilibrio está dada por

   (     ) Por lo tanto

   [         ]  Caicedo, Cesar Adrián

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Al igualar las ecuaciones 19 y 18 se obtiene

          [    ]          Ahora, para el caso sin filtración,    y la ecuación 20 se reduce a                Por consiguiente, si     la falla se producirá únicamente si    . la profundidad citica  a la cual se produce la inestabilidad se encuentra haciendo F = 1 en la ecuación 21. De donde se obtiene

         Si D <



 entonces F > 1 y el talud es estable.

  , y la ecuación 20 se reduce a                   Por consiguiente, si     la falla se producirá solo si       (es decir, si  es superior a    , aproximadamente) y la profundidad critica  a la cual se produce la inestabilidad está dada por De manera similar, ´para el caso de filtración completa,

               



Si D < DC entonces F > 1 y el talud es estable. A partir del análisis anterior se hacen evidentes dos puntos de importancia significativa en la ingeniería: 1- Los taludes de arcilla en la falla en la falla tienden a tener una superficie de deslizamiento profunda. 2- En los taludes de arena, la falla no se produce en un plano de deslizamiento profundo, sino que se produce por deslizamiento de toda la masa en la superficie.

ESTABILIDAD DE CORTES Un problema que muy a menudo se presenta en la práctica es el relacionado con el análisis de estabilidad de cortes de construcción en suelos arcillosos en los cuales la superficie de falla potencial tiende a ser profunda. En taludes de arcilla homogéneos, las observaciones de campo tienden a mostrar que la superficie de falla se aproxima a un arco circular, como se indica en la Figura 9a. Como ya se dijo, es necesario considerar la estática de la totalidad de la masa y el análisis es más complicado que el que corresponde a los taludes infinitos.


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Cuando el corte se construye en un depósito natural de arcilla saturada, el cambio de la presión intersticial en cualquier punto está dado por la ecuación:

     La cual puede reordenarse de la forma siguiente:

            



FIGURA 9: CAMBIOS DE PRESIÓN INTERSTICIAL Y DEL FACTOR DE SEGURIDAD DURANTE Y DESPUÉS DE LA CONSTRUCCIÓN DE UN TALUD EN CORTE EN ARCILLA (SEGÚN BISHOP Y BJERRUM, 1960).

La reducción del esfuerzo principal promedio provocara una disminución de la presión intersticial. Esta disminución se acentuará o se atenuará dependiendo del término que es función del esfuerzo cortante y de si el valor del parámetro A de presión intersticial es menor o mayor que ½. La variación real de   puede calcularse con base en la teoría de la elasticidad o de la teoría de la plasticidad, dependiendo del estado como se encuentre el suelo. Tales cálculos fueron hechos por Bishop y Bjerrum (1960), y las partes a y b de la Figura 9 muestran la disminución típica de la presión intersticial en un punto P localizado sobre la superficie de deslizamiento potencial.

 

A lo largo del tiempo, la presión intersticial en la arcilla aumenta de manera gradual y se estabiliza cuando se llega, en el largo plazo, al equilibrio en todos los puntos con el flujo de filtración estacionario. Por lo tanto el


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esfuerzo efectivo disminuye en todos los puntos y en consecuencia la resistencia al corte y el factor de seguridad disminuyen con el tiempo, como se ilustra en la Figura 9c.

ESTABILIDAD DE TERRAPLENES Pueden construirse terraplenes para vías o para presas. Se considerara primero el caso de un terraplén para una vía. Con referencia a la Figura 10a, se observa que la falla puede producirse al interior del terraplén o siguiendo la superficie de falla más profunda que pasa a través del suelo de cimentación. Por lo tanto, es necesario garantizar que el factor de seguridad contra la falla del terraplén y contra la falla de la cimentación sea el más conveniente. Con referencia a las partes a, b y c de la Figura 10, el esfuerzo cortante y la presión intersticial en un punto P sobre la superficie de falla potencial se incrementan debido al peso del terraplén y al avance de la construcción. Cuando la construcción se termina, el esfuerzo cortante en todos los puntos permanece constante (Figura 10b), en este momento la presión intersticial comienza a disminuir hasta que llega a cero en todos los puntos (Figura 10c). Por consiguiente, el esfuerzo en todos los puntos aumenta y en consecuencia la resistencia al corte del material del terraplén también aumenta. De este modo el factor de seguridad del terraplén es mínimo al final de la construcción y aumenta con el tiempo cuando comienza la consolidación (Figura 10d). El factor de seguridad al final de la construcción constituye entonces el criterio de diseño. Si la altura del terraplén no es muy grande y la construcción es relativamente rápida, en general no hay suficiente tiempo para que al final de la construcción se haya producido alguna disipación de la presión intersticial, y para su evaluación es necesario el análisis en esfuerzos efectivos. Para un cambio de esfuerzos totales en condiciones no drenadas, el cambio de presión intersticial esta dado por la ecuación:

     Esta puede reordenarse de la forma siguiente

  




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FIGURA 10: CAMBIOS EN EL ESFUERZO CORTANTE, LA PRESIÓN INTERSTICIAL Y EL FACTOR DE SEGURIDAD DURANTE Y DESPUES DE LA CONSTRUCCIÓN DE UN TERRAPLÉN (BISHOP Y BJERRUM, 1960)

Donde

  *      +



El parámetro de presión intersticial B puede determinarse con ensayos triaxiales especiales en los que la muestra se somete a cambios de esfuerzos que corresponden a los que se espera tener en el campo. Bishop y Henkel citan valores de B iguales a 0,5 y 0,75 para dos materiales de relleno típicos.



Como el cambio del esfuerzo principal mayor  se toma igual al cambio del esfuerzo vertical ecuación 26 puede escribirse de la siguiente manera:

    Si la presión intersticial inicial en cualquier punto se designa con producida por un cambio de esfuerzos totales está dada por

 la

  entonces la presión intersticial 

     Caicedo, Cesar Adrián

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    



Entonces:

 

En un depósito natural  está definida por la profundidad con respecto al nivel freático. En terraplén compactado a menudo  es una succión y puede tener valores negativos altos en suelos arcillosos que estén en la humedad óptima o por debajo de ella. En los rellenos de suelos de baja plasticidad situados en el lado húmedo con respecto al óptimo  es pequeña y puede no considerarse en un diseño inicial. De donde la ecuación 29 se reduce a:



 



Las ecuaciones 29 y 30 permiten determinar la máxima presión intersticial bajo condiciones de carga no drenada. Debido a las dificultades inherentes a la predicción precisa de los parámetros intersticiales que se esperan en el campo, en todos los proyectos de construcción de gran envergadura debe instalarse una instrumentación para verificar la presión intersticial durante el avance de la construcción. Esto permitirá modificar el diseño si es necesario. Si en el diseño de un terraplén se obtiene un factor de seguridad inadecuado al final de la construcción (es decir, F < 1.5) entonces debe reducirse la pendiente de los taludes y/o reducirse la velocidad de la construcción. Sin embargo, ambos factores incrementan el costo de la construcción. Si los taludes del terraplén no pueden modificarse y no es conveniente reducir la velocidad de construcción, entonces será necesario acelerar la velocidad de consolidación del material del terraplén, lo cual puede lograrse mediante la incorporación de mantos drenantes de arena horizontales.

ESTABILIDAD DE PRESAS DE TIERRA La Figura 11 muestra la variación del esfuerzo cortante, la presión intersticial y el factor de seguridad que se generan al interior de una presa de tierra durante su construcción y posteriormente durante la operación de embalse. Durante la construcción, el esfuerzo cortante y la presión intersticial en un punto P situado sobre la superficie de deslizamiento se incrementan bajo la acción del peso del relleno (partes b y c de la Figura 11). Al final de la construcción, la presión intersticial comienza a descender inicialmente, pero se incremente de nuevo cuando se llena el embalse. La influencia del confinamiento creado por la presión del agua en el talud de aguar arriba reduce los esfuerzos cortantes en este talud. Estos esfuerzos se incrementan de nuevo durante el vaciado rápido del embalse. Se observa entonces en la Figura 11d que las etapas criticas del talud de aguas arriba corresponden al final de la construcción y durante un desembalse rápido, en tanto que las etapas criticas para el talud de aguas abajo corresponden l final de la construcción y durante el flujo estacionario con el embalse lleno. Cuando la presa esta cimentada sobre un depósito de arcilla es necesario verificar la estabilidad general con respecto a una falla con una superficie de deslizamiento profunda que pase por el suelo de cimentación.


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FIGURA 11: CAMBIOS DE ESFUERZO CORTANTE, PRESIÓN INTERSTICIAL Y FACTOR DE SEGURIDAD DURANTE Y DESPUÉS DE LA CONSTRUCCIÓN DE UNA PRESA DE TIERRA (SEGÚN LAMBE Y WHITMAN, 1979; SEGÚN BISHOP Y BJERRUM, 1960)


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ESTABILIDAD DE CIMENTACIONES Toda estructura ha de apoyarse necesariamente en el terreno, el cual puede considerarse un material más de los que la conforman. Sin embargo, en comparación con el resto de los materiales estructurales, como el hormigón o el acero, el suelo es menos resistente y más deformable. Por consiguiente, no puede resistir las mismas tensiones y resulta preciso dotar a la estructura de unos apoyos o cimentaciones que repartan y transmitan al terreno unas presiones que sean compatibles con su resistencia y con su deformabilidad. La forma y dimensiones de esos apoyos son función de las cargas y de la naturaleza del terreno. Cuando este lo permite se suele acudir a cimentaciones directas, que reparten las cargas de la estructura en un plano de apoyo horizontal (Figura 12a). Habitualmente, pero no siempre, este tipo de cimentación se construye a poca profundidad bajo la superficie, por lo que también son llamadas cimentaciones superficiales. En otras ocasiones el suelo no tiene la competencia suficiente, la resistencia o rigidez adecuadas para permitir el apoyo directo, y es necesario acudir a cimentaciones profundas, que transmiten las cargas de la estructura fundamentalmente en vertical, ya sea de forma repartida o concentrada (Figura 12b)

FIGURA 12: TIPOS BÁSICOS DE CIMENTACIÓN

Criterios generales de diseño: Para que el diseño de una cimentación sea adecuado se requiere: 1- Que sea estable, es decir, que el coeficiente de seguridad disponible (relación entre la carga que producirá el agotamiento de la resistencia del terreno y el hundimiento de la cimentación), sea adecuado.


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2- Que sus deformaciones sean admisibles, o que los movimientos (asientos, desplazamientos horizontales, giros) causados por la deformación del terreno sometido a las tensiones transmitidas por la cimentación, sean tolerables por la estructura. 3- Que no afecte a construcciones cercanas, en el sentido de que los efectos originados en el terreno por una cimentación no se hagan notar más allá de los estrictos de la estructura a construir. Por lo tanto, hay que asegurar que no afecte negativamente a construcciones vecinas. 4- Que sea perdurable, o que las premisas anteriores se mantengan durante toda la vida útil de la estructura, lo que hace necesario considerar la posible evolución de las condiciones iniciales debida a: - Cambios de volumen espontáneos, como en el caso del colapso de rellenos mal compactados o suelos naturalmente colapsables (loess, algunos limos yesiferos, etc.). - Cambio de volumen debidos a modificaciones en el estado de humedad de terrenos arcillosos potencialmente expansivos. - Socavación en los cauces y orillas de los ríos. - Erosión interna del terreno por rotura de colectores u otras condiciones de agua. - Deterioro de los hormigones de los cimientos en contacto con terrenos y aguas subálveas agresivas. Oscilaciones del nivel del agua que puedan dar lugar a cambios en los niveles de tensiones efectivas o a alteraciones de la resistencia y la deformabilidad del suelo. - Deslizamientos si la estructura se sitúa en una ladera inestable. Tipos de cimentaciones: En el caso de estructuras de tierra o enrocado la interfase entre la estructura y la cimentación podría no estar claramente definida. Sin embargo, en las estructuras construidas con acero, mampostería o concreto, la cimentación se identifica con claridad y puede clasificarse en alguno de los tipos siguientes. Zapatas aisladas o individuales. (Figura 12a). Pueden construirse en concreto masivo o reforzado, y utilizarse por ejemplo, para soportar la carga de una sola columna. Las zapatas aisladas pueden ser de forma cuadrada, rectangular o circular. Zapatas corridas o continuas. (Figura 12b). Por lo general se construyen de concreto y pueden utilizarse, por ejemplo, para soportar muros de carga o filas de columnas. Las zapatas corridas generalmente tienen un largo que es varias veces superior a su ancho. Losas de cimentación. (Figura 12c). A menudo son losas rígidas de concreto reforzado que cubren la totalidad del área bajo la estructura y soportan todas las columnas y muros. Las losas de cimentación por lo general se utilizan en suelos con baja capacidad portante o cuando se requiere restringir los asentamientos diferenciales. Con el fin de darle una rigidez adecuada, las losas pueden estar co nstituidas por una estructura rígida formada por un conjunto de vigas y losa, o por una estructura celular formada por marcos rígidos. Pilotes de cimentación. Los pilotes se utilizan para transmitir las cargas de la estructura a través de estratos de suelo de baja capacidad de carga hasta llegar a un estrato adecuado, el cual a menudo se encuentra a una profundidad considerable por debajo del nivel de cimentación. Los pilotes son, por lo general, elementos estructurales delgados, verticales o ligeramente inclinados, constituidos por concreto reforzados o acero, y Caicedo, Cesar Adrián

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tienen una sección transversal pequeña en relación con su longitud. A menudo los pilotes se utilizan en grupos, y las cargas de la estructura se transmiten mediante una losa o un cabezal fundido en la parte superior de los pilotes (Figura 12d).

FIGURA 12: a) ZAPATA AISLADA O INDIVIDUAL, b) ZAPATA CORRIDA O CONTINUA, c) LOSAS DE CIMENTACIÓN, d) CIMENTACIÓN SOBRE PILOTES, e) PILA DE CIMENTACIÓN.

Pilas de cimentación. Las pilas de cimentación son elementos estructurales pesados que actúan como un puntal masivo y funcionan de manera similar a la de los pilotes en compresión. Aunque no existe una división clara entre los dos, las pilas de cimentación se caracterizan por tener una sección transversal más grande y una menor longitud que los pilotes. Las pilas de concreto pueden construirse en pozos excavados mediante el uso de taladros de gran diámetro o con un encofrado provisional. Otra alternativa para su construcción es utilizar un caisson, el cual se hunde en el suelo debido a su propio peso hasta llegar al nivel de cimentación deseado y hacer parte integrante de la cimentación definitiva (Figura 12e). El término “pila” se utiliza también para designar el elemento est ructural que soporta la superestructura de un puente; en este contexto la pila puede cimentarse directamente sobre el estrato firme o soportarse mediante pilotes. Caicedo, Cesar Adrián

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Por lo general las zapatas y las losas de cimentación se construyen a una profundidad por debajo del nivel del terreno inferior o casi igual al ancho de la cimentación; por consiguiente, se denominan cimentaciones superficiales. En contraste, los pilotes y las pilas se denominan cimentaciones profundas.

CIMENTACIONES DIRECTAS O SUPERFICIALES. Como se ha dicho anteriormente, una cimentación directa o superficial es aquella que reparte las cargas de estructura en su plano horizontal de apoyo. En otras acepciones, se la define como aquellas cuyo plano o base de apoyo se sitúa a una profundidad igual o menor a 5 veces su anchura o dimensión mínima en planta. Como se menciono anteriormente existen dos tipos fundamentales de cimentaciones directas: las zapatas y las losas. Las zapatas pueden ser individuales para un solo pilar o combinadas, recogiendo en una zapata varios pilares (zapata corrida o continua). Finalmente, un caso que se puede considerar intermedio entre las zapatas y las losas es el de la cimentación por medio un emparrillado, que consiste en una serie de zapatas corridas, entrecruzadas en dos direcciones (Figuras 13 y 14).

FIGURA 13: TIPOS DE CIMENTACIÓN DIRECTAS.

FIGURA 14: CONSTRUCCIÓN DE UNA GRAN LOSA PARA LA CIMENTACIÓN DE UN CENTRO COMERCIAL. Caicedo, Cesar Adrián

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CAPACIDAD PORTANTE DE CIMENTACIONES SUPERFICIALES. Presión de hundimiento Cuando sobre una cimentación directa se aplica una carga creciente de forma progresiva se obtiene una curva como la representada en la Figura 15. Mientras las cargas son pequeñas o moderadas el asiento crece de manera aproximadamente proporcional a la carga aplicada, dando lugar a un comportamiento aproximadamente elástico. Sin embargo, si la carga sigue aumentando la relación asiento – carga se curva, alcanzándose finalmente una situación en la que el terreno no acepta mas incrementos de carga a pesar de que las deformaciones continúen creciendo. Se dice entonces que se ha alcanzado el hundimiento. La presión para la cual se alcanza el agotamiento de la resistencia del terreno y el hundimiento es función de su resistencia al esfuerzo cortante, de las dimensiones de la cimentación, de la profundidad a que está situada, del peso especifico del suelo y de la situación del nivel freático.

FIGURA 15: DEFINICIÓN DE PRESIÓN DE HUNDIMIENTO

Cuando se alcanza el hundimiento la forma de rotura del terreno bajo una cimentación directa es similar a la esquematizada en la Figura 16. Como puede apreciarse, tiene lugar un deslizamiento a lo largo de una línea o superficie ABC. Si la cimentación está situada a una cierta profundidad con relación a la superficie del terreno, el deslizamiento va acompañado del levantamiento de las tierras que hay por encima del plano de apoyo de la cimentación.

FIGURA 16: FORMA DE ROTURA POR HUNDIMIENTO


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Definiciones básicas: (Ver Figura 17) 1. Presión total bruta  : es la presión vertical que actúa en la base de la cimentación (cociente entre la carga total y el área de la cimentación); incluye todas las componentes verticales: sobrecargas, peso de la estructura, peso del propio cimiento, etc. 2. Presión total neta  : es la diferencia entre  y la presión vertical total del terreno  al nivel de la base de la cimentación (sobrecarga de tierras); usualmente  es el incremento de tensión vertical total a dicho nivel. 3. Presión efectiva bruta   : es la diferencia entre la presión total bruta y la presión intersticial (u) al nivel de la cimentación. 4. Presión efectiva neta   : es la diferencia entre   y la presión efectiva vertical  debida a ) la sobrecarga de tierras al nivel de la cimentación (se observa que 

 

 



  



( )

(

5. 6.



)

( )

                     Presión de hundimiento (   ): es la presión vertical para la cual el terreno agota su resistencia al corte; puede expresarse en términos de tensiones totales o efectivas, brutas o netas. Presión admisible frente al hundimiento (    ) es la presión vertical para la cual se cuenta

con un coeficiente de seguridad adecuado frente al hundimiento; puede expresarse en términos de tensiones totales o efectivas, brutas o netas. Esta presión no tiene por qué ser la finalmente seleccionada como admisible para la estructura; así, aunque cuente con suficiente seguridad frente al hundimiento, no incluye ninguna limitación especial frente a los asientos, de forma que la estructura podría deformarse en exceso, aunque no se hunda. 7. Presión admisible de trabajo   : es la presión vertical admisible para una determinada estructura teniendo en cuenta no solo la seguridad frente al hundimiento, sino también su tolerancia a los asientos; obviamente será igual o menor que  . Puede expresarse en términos de presiones totales o efectivas, brutas o netas.

(   )



Calculo de la presión de hundimiento La presión de hundimiento de una cimentación directa en faja (indicada en la dirección perpendicular al ancho B de la zapata. Figura 18), se suele evaluar mediante la formulación propuesta por Terzaghi:

         

Donde: -

   se denominan factores de capacidad de carga y dependen exclusivamente del ángulo

de rozamiento interno efectivo del suelo. - c es la cohesión del terreno.  es la tensión vertical debida a la sobrecarga total de tierras al nivel de la cimentación. es el ancho del cimiento. es el peso específico del suelo por debajo de la cimentación. Los tres términos de la ecuación anterior muestran tres contribuciones diferenciadas a la resistencia. El primer término es debido a la cohesión, el segundo al efecto de la sobrecarga de tierras sobre el plano de

  


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apoyo y el tercero al peso especifico del suelo por debajo del cimiento. Evidentemente, esta ecuación puede expresarse en tensiones totales o efectivas, brutas o netas. Con respecto a los factores de capacidad de carga, existen expresiones o ábacos que permiten su determinación directa, pudiendo emplearse con suficiente fiabilidad las sig uientes:

Dónde: : Ángulo de fricción del suelo

         (  )    (  ) 



La tabla 1 muestra la variación de los factores de capacidad de carga precedentes con los ángulos de fricción del suelo. Tabla 1: factores de capacidad de carga

Capacidad de carga en condiciones sin drenaje Carga en faja Este es el caso teórico más simple, aplicable a suelos cohesivos (saturados) en los que las condiciones mas desfavorables se suelen producir inmediatamente tras la carga, es decir, antes de que los excesos de presión intersticial general hayan podido disiparse. El cálculo sin drenaje se efectúa en tensiones totales, adoptando , . Para un ángulo de rozamiento nulo, los factores de capacidad de carga adoptan los siguientes valores:   

 

                   


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En consecuencia la tensión de hundimiento total bruta resulta:

          

Donde: -

 es el peso específico aparente del terreno situado por encima de la base de la cimentación. D es la profundidad de la base del cimiento.

Capacidad de carga en condiciones drenadas Carga en faja Cuando la permeabilidad del suelo es suficientemente elevada como para que el exceso de presión intersticial generado por la aplicación de las cargas de la cimentación se disipe de forma casi simultánea con la construcción (caso de los suelos eminentemente granulares), el cálculo de la presión de hundimiento se realiza en presiones efectivas. Este cálculo también es aplicable a los de baja permeabilidad (arcillas) cuando se desee determinar la capacidad de carga una vez que se haya alcanzado el equilibrio de presión intersticial y hayan concluido los procesos de consolidación. La expresión básica de la presión de hundimiento efectiva bruta para una carga en faja (zapata corrida indefinida), resulta:

         

Donde los factores de capacidad de carga tienen el mismo significado que en los apartados anteriores y los parámetros de resistencia al corte   vienen expresados en tensiones efectivas. El peso específico  es aquel necesario para calcular las tensiones efectivas por debajo del cimiento (  en caso de terreno sin saturar o    en caso de suelo saturado con presiones de agua hidrostáticas)

  

  






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FIGURA 17: DEFINICIONES DE PRESIONES

FIGURA 18: GEOMETRÍA DE UNA CIMENTACIÓN DIRECTA


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ENSAYOS DE PENETRACION IN – SITU Y ENSAYOS DE PLACA Debido a la dificultad para obtener muestras inalteradas de arena para realizar en sayos de resistencia al corte en laboratorio, el valor del ángulo de fricción efectiva  (y por consiguiente el valor de  ) a menudo de determina mediante ensayos de campo; por lo general, se realizan ensayos de penetración in situ o ensayos de placa.





Los ensayos in situ tienen gran importancia para la determinación de las propiedades geotécnicas de los materiales. A partir de ellos se miden los parámetros que determinan el comportamiento geomecanico del terreno, como la resistencia, deformabilidad, permeabilidad, etc. La principal ventaja de los ensayos in situ es que son más representativos que los ensayos de laboratorio con respecto a las condiciones del terreno en el que se va a construir la obra o estructura, al involucrar un volumen considerablemente mayor de material y estar éste en condiciones naturales. Sin embargo, la escala de los ensayos in situ no alcanza a representar todo el conjunto de macizo rocoso o suelo, lo que debe tenerse en cuenta para su interpretación y extrapolación de resultados. Ensayos de penetración estándar (SPT) Este ensayo de penetración dinámica, probablemente el más común de los ensayos de campo, se realiza en el interior de sondeos durante la perforación. Permite obtener un v alor N de resistencia a la penetración que puede ser correlacionado con parámetros geotécnicos como la densidad relativa, el ángulo de rozamiento, la carga admisible y los asientos en los suelos granulares. En el ensayo también se obtiene una muestra alterada, para realizar ensayos de identificación en laboratorio. El ensayo SPT puede ejecutarse prácticamente en todo tipo de suelos, incluso en roca muy alterada, aunque es en los suelos granulares donde se realiza preferentemente: la dificultad de obtener muestras inalteradas en este tipo de suelos añade relevancia al SPT. La frecuencia habitual para la realización del SPT a lo largo del sondeo es de un ensayo cada 2 a 5 m, o incluso mayor, en función de las características del terreno. El procedimiento a seguir consiste en limpiar cuidadosamente la perforación al llegar a la cota deseada para el ensayo, tanto las paredes como el fondo, retirando la batería de perforación e instalando en su lugar un tomamuestra de 50 mm de diámetro, como el que se muestra en la Figura 19. El tomamuestra consta de tres elementos: zapata, tubo bipartido y cabeza de acoplamiento con el varillaje. Este se debe hincar en el terreno 60 cm, contando el número de golpes necesarios para hincar tramos de 15 cm. El golpeo para la hinca se realiza con una maza de 63,5 kg cayendo libremente desde una altura de 76 cm sobre una cabeza de golpeo o yunque (Figura 20). La lectura del golpeo del primero y último tramo no se debe tener en cuenta, por la alteración del suelo o derrumbes de las paredes del sondeo en el primer caso, y por posible sobrecompactación en el segundo. La suma de los valores de golpeo de los dos tramos centrales de 15 cm es el valor N, denominado también resistencia a la penetración estándar. En ocasiones, dada la resistencia del terreno, no se consigue el avance del tomamuestras. En estos casos, el ensayo se suspende cuando se exceden 100 golpes para avanzar un tramo de 15 cm, y se considera rechazo. El resultado de los ensayos SPT puede verse afectado por factores como: -

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


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-

Longitud del varillaje y diámetro del sondeo: condicionan el peso del elemento a hincar y la fricción con las paredes del sondeo. Dispositivo de golpeo: puede ser manual o automático, existiendo diferencias notables entre los resultados de ambos. Deben emplearse dispositivos automáticos, pues garantizan la aplicación de la misma energía de impacto en todos los casos.

Cuando el ensayo se realiza por debajo del nivel freático se utiliza la siguiente corrección (Terzaghi y Peck, 1948), aplicable a suelos poco permeables (limos y arenas finas)

 Válida para N’ > 15, siendo N el valor corregido y N’ el valor medido Cuanto más densa es la arena, mayores serán los valores tanto de N como de

 .

FIGURA 20: EQUIPO DE SPT

FIGURA 19: MUESTREDOR DE TUBO PARA EL SPT

Ensayo de penetración con cono (CPT) La prueba de penetración de cono (CPT), conocida originalmente como la prueba de penetración de cono holandés, es un método versátil de sondeo que se usa para determinar los materiales presentes en un perfil de suelo y estimar sus propiedades ingenieriles. Esta prueba es también llamada de penetración estática y no son necesarios los barrenos para llevarla a cabo. En la versión original, un cono a 60° con área en su base de 10 cm2 era empujado en el terreno a una tasa constante de aproximadamente 20 mm/s y se medía la resistencia a la penetración (llamada la resistencia de punta). Los penetrómetros de cono actualmente en uso miden: a) La resistencia de cono, qc, a la penetración desarrollada por el cono, que es igual a la fuerza vertical aplicada al cono dividido entre su área horizontal proyectada. Caicedo, Cesar Adrián

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b) La resistencia por fricción, fo que es la resistencia medida por un manguito situado arriba del cono con el suelo local rodeándolo. La resistencia por fricción es igual a la fuerza vertical aplicada al manguito dividido entre su área superficial, en realidad la suma de la fricción y la adhesión. Generalmente, dos tipos de penetrómetros se usan para medir qc y fe 1. Penetrómetro de cono de fricción mecánica (Figura 21). En este caso, la punta del penetrómetro está conectada a un conjunto de barras internas. La punta es primero empujada aproximadamente 40 mm, dando la resistencia del cono. Con un empuje adicional, la punta acciona la fricción del manguito. Conforme la barra interior avanza, la fuerza en la barra es igual a la suma de la fuerza vertical sobre el cono y el manguito. Restando la fuerza sobre el cono se obtiene la resistencia lateral.

FIGURA 21: PENETRÓMETRO DE CONO ELÉCTRICO DE FRICCIÓN

2. Penetrómetro de cono eléctrico de fricción (Figura 22). En este caso la punta está unida a un grupo de barras de acero. La punta se empuja en el terreno a razón de 20 mm/s. Alambres de los transductores se pasan por el centro de las barras y dan en forma continua las resistencias de cono y lateral.

FIGURA 21: PENETRÓMETRO DE CONO ELECTRICO DE FRICCIÓN Caicedo, Cesar Adrián

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La Figura 22 muestra los resultados de pruebas de penetrómetros en un perfil de suelo con medición de la fricción por medio de un penetrómetro de cono mecánico de fricción y de un penetrómetro de cono eléctrico de fricción.

FIGURA 22: PRUEBAS DE PENETRÓMETRO CON MEDICION DE LA FRICCIÓN.

El ensayo de carga de placa En este ensayo se aplica al suelo una carga estática incrementada en forma gradual mediante el uso de una placa de acero; el registro de asentamiento y la carga aplicada, permiten establecer una relación entre la presión de contacto y la deformación del suelo. El ensayo puede llevarse a cabo a nivel del terreno, en el fondo de un pozo o pique de inspección o excavación o en el fondo de una perforación. En este último caso, a perforación debe tener un diámetro suficiente para permitir el acceso de un hombre, de manera que pueda limpiar el fondo del pozo y preparar la base para el apoyo de la placa, ya que si las anteriores operaciones se realizan desde la superficie, no existe certeza de que la placa este apoyada uniformemente sobre el suelo inalterado. En la práctica cotidiana se utiliza una placa cuadrada o circular cuyo ancho o diámetro este en el rango de 300 mm a 1000 mm, mediante la cual se aplica la carga por incrementos o a una velocidad de deformación constante Este ensayo consiste en aplicar una carga vertical de forma escalonada sobre una placa lisa y rígida de dimensiones variables (30 x 30 a 100 x 100 cm) con objeto de determinar las deformaciones producidas. Se suele mantener la carga en cada escalón hasta que el incremento de asiento sea inferior a 0,01 mm, con un intervalo entre las lecturas de 5 min. El escalón máximo a alcanzar es conveniente que sea 3 veces más que la carga de trabajo de la estructura proyectada. En un ensayo puede realizarse varios ciclos de carga y descarga. La carga se ejerce mediante gatos hidráulicos que actúan contra una carga de lastre, como un camión pesado, o anclando dichos gatos (Figuras 23 y 24).


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Este ensayo se aplica principalmente a suelos granulares y para el estudio de cimentaciones superficiales. Los parámetros medidos durante el ensayo son el tiempo, la carga aplicada y los asientos, representándose en diagramas carga – asiento y tiempo – asiento (Figura 24).

FIGURA 23: EQUIPO DE ENSAYO DE CARGA DE PLACA.

FIGURA 24: DISPOSITIVOS Y RESULTADOS DE PLACA DE CARGAS

Es necesario observar que el tamaño de la zona sometida a esfuerzos por debajo de la placa es función del tamaño de la placa, y que el incremento de esfuerzos es menor que el 5 % de la carga aplicada a una profundidad equivalente a unas tres veces el ancho o el diámetro. Por consiguiente, el ensayo de carga de placa no refleja de manera adecuada la capacidad portante o las características de deformación de ninguna capa blanda comprensible que se encuentre por debajo de la zona de influencia de la placa y que sin embargo, se encuentre al interior de la zona de influencia de la cimentación real. Para hacer el ensayo lo más representativo posible, debería realizarse una serie de ensayos de placa a diferentes profundidades y preferiblemente utilizando placas de diferentes tamaños, pero por razones de economía este procedimiento rara vez se realiza. El ensayo de placa es realmente el ensayo de una zapata a escala. Por consiguiente, con la capacidad portante ultima  de la placa que se obtiene a partir de la relación esfuerzo – deformación puede deducirse el valor de  del suelo y el valor de 








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INVESTIGACIÓN DEL SUBSUELO Antes de construir cualquier obra de ingeniería se necesita investigar las condiciones del subsuelo del sitio propuesto para determinar si es adecuado establecer su capacidad para soportar la estructura propuesta evitando esfuerzos y deformaciones indebidos. En el caso de obras construidas con suelo, también se necesita verificar si el material de relleno es adecuado y seleccionar el método de construcción más apropiado. Si se encuentra que las condiciones del terreno son inadecuadas, en una parte o en la totalidad del área, debido a factores tales como la resistencia al corte, la comprensibilidad o la permeabilidad, sería posible mejorar en el campo una o varias de estas propiedades mediante el uso de algunas técnicas propias de la geotecnia. La investigación del subsuelo constituye una de las etapas del estudio geotécnico general de un lote que se realiza para determinar si un sitio es apropiado para una obra de ingeniería determinada y para poder preparar su diseño adecuado y económico. Por lo general, la investigación del subsuelo se lleva a cabo después de estudiar la información existente en los archivos y documentos disponibles y de realizar un reconocimiento preliminar del terreno. En algunos casos este estudio se realiza con la ayuda de fotografías aéreas y estudios geofísicos. También es conveniente llevar a cabo una investigación del subsuelo cuando se necesita determinar la seguridad de una obra de ingeniería existente o cuando ya se haya producido una falla. Los objetivos principales de la investigación del subsuelo son: a) Establecer el perfil del suelo en el sitio determinando la secuencia de los estratos en función de la profundidad, su espesor y la continuidad lateral de cada estrato, y si es necesario, la profundidad del lecho rocoso. b) Obtener información con respecto a las características del nivel freático en el sitio. c) Determinar las propiedades necesarias para la identificación, descripción y clasificación de los diferentes estratos y obtener los parámetros necesarios para el diseño, cuando sea posible. De esta manera el estudio del suelo incluye generalmente un programa de exploración del subsuelo, observaciones del nivel freático, recuperación de muestras para su estudio mediante ensayos de laboratorio y, en algunos casos, una serie de ensayos in situ. En ciertos proyectos es necesario hacer el seguimiento de las condiciones del suelo de manera continua antes y después de la construcción; para ello se instalan equipos de instrumentación adecuada que permita el registro de la evolución de la presión y los desplazamientos del terreno. Exploración del subsuelo La exploración del subsuelo por lo general se hace mediante pozos de inspección (a piques) o sondeos (perforaciones). La localización y el espaciamiento entre los pozos de inspección o los sondeos deben escogerse de tal manera que permitan destacar las condiciones geotécnicas de los puntos de dificultad o importancia ingenieril especiales, además de aportar información general sobre las condiciones geotécnicas del terreno como un todo. La profundidad de exploración depende del tamaño y del tipo de la obra de ingeniería que se piensa construir, pero, como regla general, la exploración deberá realizarse hasta la Caicedo, Cesar Adrián

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profundidad donde el incremento de esfuerzos deje de ser significativo y la presencia de un suelo comprensible no contribuya de manera significativa al asentamiento de la obra propuesta. En caso de encontrar roca es aconsejable penetrar al menos 3 m en más de una perforación para establecer si corresponde a un verdadero lecho rocoso y que no se trata de un gran canto aislado. Pozos de inspección. Se excavan usualmente con la ayuda de una retroexcavadora; permiten examinar las condiciones del terreno in situ en sentido vertical y horizontal, y proveen el acceso directo para tomar muestras y/o realizar ensayos in situ. Sin embargo, el costo necesario para construir el soporte de las paredes de excavación e instalar un sistema de evacuación del agua cuando la excavación está por debajo del nivel freático en estratos de fácil drenaje, limita a unos 5 m la profundidad a la cual pueden hacerse pozos de inspección de una manera económica. Sondeos. Se realizan mediante diferentes técnicas de perforación cuya escogencia depende del diámetro necesario en la perforación, de la profundidad de exploración y de la localización del sitio. a) El barreno manual es una herramienta de perforación ligera y portátil a la cual pueden adaptársele diferentes cucharas del corte hasta un diámetro de 200 mm, y puede utilizarse hasta una profundidad de 5 m en estratos que presentan paredes estables y no tienen gravas o partículas de mayor tamaño. Esta técnica se utiliza con frecuencia durante la etapa preliminar del estudio del terreno. Los tipos más comunes son el barreno de cuchara y el barreno helicoidal, que se muestran en la Figura 25.

FIGURA 25: a) BARRENO DE CUCHARA, b) BARRENO HELICOIDAL.

b) Perforador ligero de percusión con cable , tipo shell and auger, es un método que se utiliza para exploraciones rutinarias que exceden los 3 m de profundidad. El equipo de perforación típico está constituido por un trípode y un cabrestante motorizado al cual conecta un cable de acero que pasa por una polea en el vertical del trípode, como se muestra en la Figura 26a. La mayor parte de estos equipos cuentan con ruedas permanentes y son plegables de forma que pueden convertirse en remolque para facilitar su transporte. La perforación se hace mediante la acción percusiva de una herramienta suspendida en el extremo del cable de acero que se levanta y se deja caer repetidamente. Las herramientas más comúnmente utilizadas son el muestreador para arcilla, el muestreador de tubo abierto y el cortador. El muestreador para arcilla, Figura 26b, se utiliza en suelos cohesivos y está constituido por un tubo de Caicedo, Cesar Adrián

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acero abierto en el extremo que tiene un borde afilado en la punta, con el cual corta un cilindro de arcilla cuando se deja caer desde una altura de 1 m a 2 m. Después de varias caídas, el muestreador se retira de la perforación y se extrae la arcilla. El muestreador de tubo abierto , Figura 26c, está formado por un tubo de acero abierto en el extremo que tiene una válvula de retención localizada encima del borde cortante y se utiliza en suelos sin cohesión. Cuando el muestreador está por debajo del nivel freático en un estrato de suelo de fácil drenaje, la perforación se llena de agua y debido al movimiento del muestreador hacia arriba y hacia abajo en el fondo de la perforación, el material fragmentado penetra en el tubo llevado por el agua y es retenido por la válvula. Cuando el muestreador contiene una cantidad razonable de material se retira y se extrae la muestra. Si se trabaja por encima del nivel freático, puede necesitarse agregar agua en la perforación. El cortador , Figura 26d, es una herramienta muy solida y pesada que tiene un borde cortante muy duro y se utiliza para romper estratos de suelos densos o duros o racas blandas, cuyos fragmentos pueden extraerse con el muestreador de tubo abierto. Las perforaciones en suelos sin cohesión y en suelos cohesivos blandos a menudo requieren un revestimiento para mantenerse abiertas. Este revestimiento se coloca a medida que avanza la perforación, como lo muestra la Figura 26a; las secciones de acero del revestimiento se atornillan entre sí a menudo que se requiere profundizar la perforación.

FIGURA 26: a) EQUIPO DE PERFORACIÓN POR PERCUSIÓN (TIPO SHELL AND AUGER), b) MUESTREADOR PARA ARCILLA, c) MUESTREADOR DE TUBO ABIERTO, d) CORTADOR.

El equipo de percusión ligero con cable es adecuado para la perforación de la mayor parte de suelos y rocas blandas y puede realizar perforaciones revestidas de 150 mm a 300 mm hasta una profundidad superior a los 50 m. El equipo puede adaptarse con dispositivos para la toma de muestra inalterada y para ensayos in situ y, en algunos casos, puede equiparse con un dispositivo hidráulico capaz de trabajar con barrenos mecánicos y con equipos ligeros de extracción de muestras por rotación. c) Los barrenos mecánicos por lo general están dotados de una barrena con cuchilla helicoidal montada sobre un eje central, que se introduce por rotación a dentro del terreno y remueve el material desplazándolo a lo largo de la cuchilla helicoidal. Las barrenas de trayectoria continua, Figura 27a, con frecuencia tienen un eje hueco que se cierra en el extremo a medida que avanza la perforación. A la profundidad que se requiera puede retirarse la tubería central para permitir el acceso de una Caicedo, Cesar Adrián

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herramienta para la toma de muestras inalteradas, realizar ensayos in situ o tomar muestras por rotación sin necesidad de retirar el barreno de la perforación. Esto constituye una ventaja muy importante cuando se desea perforar suelos que de otro modo requerirían un revestimiento.

FIGURA 27: a) BARRENO DE TRAYECTORIA CONTINUA, b) BARRENO DE TRAYECTORIA CORTA.

En arcillas duras puede utilizarse un barreno con eje masivo, ya que la arcilla se sostiene sin revestimiento cuando se retira el barreno para tomar muestras o realizar ensayos in situ. Como alternativa, puede utilizarse un barreno de trayectoria corta, Figura 27b. Este tiene una longitud fija y cada vez que se introduce en el suelo la cuchilla helicoidal se llena por completo y el barreno debe retirarse de la perforación para limpiarlo. Los barrenos mecánicos pueden hacer parte del equipo de perforación por percusión, pero a menudo requieren una potencia y un peso superior, por lo cual se montan en camiones. Estos barrenos mecánicos pueden llegar hasta profundidades de 30 m a 50 m y usualmente tienen diámetros que varían en el rango de 75 mm a 300 mm, aunque, cuando se presentan condiciones adecuadas, pueden perforarse pozos de inspección de 1 m de diámetro. d) La perforación por lavado es una técnica en la que se utiliza un trípode ligero equipado con un cabrestante motorizado y una bomba de agua. La bomba crea un flujo de agua a alta presión que pasa a través de la tubería de perforación y sale por unos orificios perforados en la broca, la cual está suspendida al trípode mediante un cable. La perforación avanza a medida que la boca se eleva, se gira y se deja caer; el material disgregado y fragmentado sube a la superficie en suspensión en el agua. Aunque este procedimiento es adecuado para realizar perforaciones en arenas, limos y arcillas blandas, rara vez se utiliza. e) La perforación por rotación es la técnica que se utiliza tradicionalmente para perforar rocas, pero también puede usarse en arcillas duras y margas. En este tipo de perforaciones puede utilizarse la técnica de perforaciones abiertas (a destrucción) en las que la broca retira todo el material de la perforación o la técnica de perforaciones con toma de muestras (corazoneo), en la cual se utiliza un muestreador anular que corta el material de forma continua para la recuperación hacia la superficie para su examen y posiblemente para la realización de ensayos. En rocas blandas o fragmentadas por lo general se utiliza la técnica de perforaciones abiertas, en tanto que la perforación con toma de muestras se utiliza en rocas sanas y en arcillas duras. Los diámetros típicos de las muestras varían en el rango de 17 mm a 165 mm, pero los tamaños más comunes son 54 mm y 76 mm. Caicedo, Cesar Adrián

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El empleo de un fluido de perforación que se bombea al interior de la tubería de perforación hueca ayuda a la lubricación, a refrigerar la broca y también sirve para enviar a la superficie los residuos de perforación. Generalmente se utiliza agua como fluido de perforación, aunque es posible utilizar lodos de perforación como arcilla bentonitica, en particular cuando las paredes necesitan soporte.

COMPACTACIÓN DE SUELOS. Compactación es el término que se utiliza para describir el proceso de densificación de un material mediante

medios mecánicos; el incremento de densidad se obtiene al disminuir el contenido de aire en los vacíos en tanto se mantiene el contenido de humedad aproximadamente constante. En la práctica, la compactación se realiza con frecuencia sobre los materiales que se utilizan para relleno en la construcción de terraplenes, pero también puede realizarse in situ con suelos naturales en proyectos de mejoramiento del terreno. El principal objetivo de la compactación es mejorar las propiedades ingenieriles del material en todos o en algunos de los siguientes aspectos: a) Aumentar la resistencia al corte y, por consiguiente, mejorar la estabilidad de terraplenes y la capacidad de carga de cimentaciones y pavimentos. b) Disminuir la comprensibilidad y, por consiguiente, reducir los asentamientos. c) Disminuir la relación de vacíos y, por consiguiente, reducir la permeabilidad. d) Reducir el potencial de expansión, contracción y expansión por congelamiento. El grado de compactación de un suelo o de un relleno se mide cuantitativamente mediante la densidad seca ρd. La densidad seca que se obtiene mediante un proceso de compactación depende de la energía utilizada durante la compactación, denominada energía de compactación, y también depende del contenido de humedad durante la misma. Las relaciones típicas entre la densidad seca, el contenido de humedad y la energía de compactación se obtienen a partir de ensayos de compactación en laboratorio. Compactación en laboratorio: La compactación en laboratorio cosiste esencialmente en compactar una muestra de suelo húmedo en un molde cilíndrico de un volumen específico y con una energía de compactación especificada. Por lo general se utilizan diferentes ensayos, tres de los cuales se basan en las normas británicas y dos en las normas de los Estados Unidos. En la tabla siguiente se presentan las características de dichos ensayos y sus referencias. Los primeros cuatro están basados en la compactación dinámica creada por el impacto de un martillo metálico de una masa específica que se deja caer libremente desde una altura determinada; el suelo se compacta en un determinado número específico de capas iguales, cada capa recibe un número específico de golpes. La compactación en el quinto ensayo se basa en una combinación de presión estática y de vibración; el suelo se compacta en tres capas iguales presionando fuertemente hacia abajo el compactador vibratorio durante 60 segundos en cada capa.


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Mecánica de suelos Tabla 2: Ensayos de compactación en laboratorio.

Ensayo

Resistencia estándar

Método del martillo de 2,5 kg Método del martillo de 4,5 kg Proctor (estándar) AASHTO estándar Proctor modificado AASHTO modificado

BS 1377: 1975 Ensayo 12 BS 1377: 1975 Ensayo 13 ASTM D-698-78 AASHTO T - 99 ASTM D: 1557-78 AASHTO T-180

Método del martillo vibratorio

BS 1377: 1975 Ensayo 14

Martillo Altura de Masa caída

Volumen del molde

Capas

Golpes por capa

2.5 kg

300 mm

1,000 cm3

3

27

4.5 kg

450 mm

1,000 cm3

5

27

3

2.43 kg 305 mm 944 cm 3 25 (5.5 lbs) (12 pulg) (1/3 pie3) 4.54 kg (10 457 mm 944 cm3 5 25 lbs) (18 pulg) (1/3 pie3) Se utiliza un molde CBR para compactar una muestra de aproximadamente 2,360 cm3 de volumen mediante el uso de un martillo vibratorio; el suelo se compacta en tres capas iguales, mediante 60 segundos, de vibración.

Después de preparar la muestra compactada, se miden su densidad de vibración aparente y su contenido de humedad; la densidad seca correspondiente al contenido de humedad de la muestra se calcula mediante la ecuación siguiente: ρd = ρ/ (1+w)

Este procedimiento se repite por lo menos cinco veces haciendo variar el contenido de humedad dentro de un rango escogido; las características de compactación del suelo se presentan en un gráfico que relaciona la densidad seca en función del contenido de humedad. En la Figura 28 se muestran los resultados típicos obtenidos a partir de ensayos de compactación estándar realizados sobre arenas limosas bien gradadas y arenas uniformes. Ambas curvas presentan características esencialmente similares, al principio la densidad seca aumenta a medida que aumenta el contenido de humedad, luego pasa por un valor pico y al final desciende cuando los valores de contenido de humedad son altos. El pico define el contenido de humedad óptimo w opt a la cual el suelo llega a la densidad seca máxima ρdmax. Sin embargo la comparación de las curvas a) y b) de la Figura 1 muestra que el caso de la arena uniforme, las variaciones del contenido de humedad no producen variaciones de la densidad seca tan notables como los que se obtienen con la arena limosa bien gradada. En efecto, esta tendencia es típica, ya que por lo general se observa que la compactación es más eficaz en los materiales bien gradados que contienen una cierta cantidad de finos que en los materiales de gradación uniforme que carecen de finos.


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FIGURA 28: CURVAS DE COMPACTACIÓN TÍPICAS OBTENIDAS EN LABORATORIO CON SUELOS BIEN GRADADOS Y UNIFORMES.

No se ha establecido hasta el momento la razón que explica la presencia del pico particularmente pronunciado en la curva de compactación de los suelos que contienen finos, pero en general se piensa que se trata de algo más que la contribución a la lubricación de los puntos de contacto entre partículas y al mejoramiento de la manejabilidad que se logra por la simple adición de agua. Una posible explicación es que para bajos contenidos de humedad el suelo seco tiende a formar grumos. Cuando la cantidad de agua que se añade es muy pequeña para poder ayudar a disgregar los grumos, una cantidad significativa de la energía de compactación es absorbida por el proceso de disgregación de los grumos sin que se produzca compactación de las partículas. Cuando el contenido de agua es alto, una cantidad suficiente de agua puede penetrar y ayudar a disgregar los grumos al tiempo que se aumenta el tamaño de las capas de agua absorbida alrededor de las partículas de mineral de arcilla. Esto reduce la adhesión entre partículas, lo cual permite que las partículas de arcillas se orienten y se desarrolle una microestructura más dispersa. Por consiguiente, se logra una reducción del espacio de vacíos y una mayor densidad. Más allá del valor optimo, el incremento del contenido de humedad es cada vez menos eficaz en la reducción del pequeño contenido de aire que todavía existe. La mayor parte de la energía de compactación es absorbida por el agua mediante el incremento de presión intersticial y las partículas de suelo se desplazan en lugar de compactarse, por lo cual el espacio de vacíos aumenta y la densidad disminuye.


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ESTABILIZACIÓN QUÍMICA E INYECCIONES: Es posible mejorar las propiedades ingenieriles de algunos suelos y rocas mediante la adición de estabilizantes químicos. Con frecuencia el tratamiento de las capas del subsuelo en este método se realiza mediante la inyección a presión de un agente estabilizante en los poros o las fisuras del suelo o de la roca; este proceso se denomina inyección. Sin embargo, las capas superficiales de suelo pueden tratarse mezclándose el suelo pulverizado con una cantidad apropiada de un aditivo químico para compactarlo más adelante. Este proceso por lo general se denomina estabilización química.

Estabilización química: La estabilización química se realiza generalmente con el fin de obtener uno o más de los siguientes mejoramientos del suelo: a) El aumento de la resistencia y la durabilidad del suelo. b) La impermeabilización del suelo para impedir la entrada del agua. c) La disminución del potencial de cambio de volumen del suelo debido a una contracción o una expansión. d) La manejabilidad del suelo. Entre los aditivos que pueden utilizarse se incluyen el cemento, la cal, los materiales bituminosos y las cenizas pulverizadas (cenizas volantes). Estabilización con cemento:

El cemento es probablemente el aditivo que más se utiliza para la estabilización química cuando el principal objetivo es aumentar la resistencia y la durabilidad, y puede utilizarse en casi todos los suelos, a excepción, de los materiales altamente orgánicos. El procedimiento incluye la disgregación del suelo, la mezcla con el cemento, su humedecimiento y la compactación, que se realiza de manera convencional. Sin embargo, en suelos cohesivos húmedos que tengan un alto contenido de mineral de arcilla, el proceso de mezclado es muy difícil; por lo tanto, existe la tendencia de limitar esta técnica a suelos que tienen menos del 40% de finos y un límite inferior a más o menos 45%. En la práctica normal se utiliza cemento Portland; en una etapa preliminar con ensayos de laboratorio, con mezclas de prueba, se determina la dosis de cemento necesaria para obtener el incremento requerido en la resistencia y durabilidad. En la práctica es muy común aumentar la dosis obtenida en laboratorio, multiplicándola por un factor de 1,5 para determinar la dosis apropiada de cemento en el campo. Las dosis típicas de cemento expresadas en porcentaje del peso oscilan entre 2 a 4 para los suelos granulares hasta 10 a 15 para las arcillas. Estabilización con cal:

Por lo general se realiza utilizando cal hidratada (hidróxido de calcio) y algunas veces, pero en menor grado, con cal viva (oxido de calcio). Este tratamiento es particularmente eficaz en suelos arcillosos, ya que produce floculación y cementación de las partículas mineral de arcilla formando agregados de mayor tamaño, lo cual crea una estructura de suelo que se disgrega con más facilidad, y aumenta a la vez su manejabilidad y su resistencia. El tratamiento con cal también disminuye el límite líquido y el índice de plasticidad de la mayor parte de las arcillas y reduce el Caicedo, Cesar Adrián

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potencial de cambio volumétrico. Con frecuencia se utiliza la cal como tratamiento preliminar destinado a preparar el suelo para un posterior tratamiento con cal o cemento. El tratamiento con cal es muy eficaz como tratamiento a corto plazo destinado a mejorar las condiciones del terreno para que sea capaz de soportar las cargas originadas por el tráfico de maquinaria durante la construcción. La cal puede mezclarse con el suelo in situ para luego realizar la compactación a la humedad adecuada; la mezcla puede también realizarse en una planta con el material de préstamo con cal y agua para luego transportarlo al sitio y compactarla. Otra alternativa que se emplea en algunos casos es la inyección en el suelo de una lechada de cal hasta profundidad de alrededor de 3 m. En la mayor parte de los casos la cantidad de cal que se utiliza para la estabilización oscila entre el 2% y el 8% del peso del suelo seco. Estabilización con material bituminoso:

Se utiliza principalmente en suelos granulares para formar en el suelo una estructura cohesiva e impermeabilizarlo; también se ha utilizado con relativo éxito en suelos arcillosos, en su mayor parte para impermeabilizarlos y de este modo evitar que pierdan resistencia por efecto en un aumento en el contenido de humedad. Este efecto se obtiene en parte debido a la formación de una película delgada alrededor de las partículas que las une e impide que absorban agua y en parte por el simple bloqueo de los poros que también contribuye a impedir la entrada de agua. La estabilización con materiales bituminosos no se utiliza masivamente debido a las dificultades para la mezcla de los materiales en el campo y también al mayor costo de los materiales bituminosos con respecto al cemento o la cal. Estabilización con cenizas pulverizadas o cenizas volantes:

Las cenizas pulverizadas o cenizas volantes son un subproducto de la combustión del carbón y se obtienen en su mayor parte en las plantas térmicas generadoras de electricidad. La ceniza es un material pulverulento que tiene partículas muy finas compuestas por sílice, alúmina y diferentes óxidos y álcalis, las cuales reaccionan con la cal hidratada para formar compuestos cementantes. Por consiguiente algunas veces se utilizan mezclas de cenizas volantes y cal para propósitos de estabilización y, en algunos casos, cuando se realizan estabilizaciones con cemento, es posible utilizar cenizas volantes para reemplazar parte del cemento.

Inyecciones: Mediante este proceso se inyectan suspensiones de materiales finos o productos químicos líquidos en los poros o en las fisuras de los estratos de suelo o de roca con el fin de mejorar sus propiedades ingenieriles. Generalmente los objetivos que se buscan son los siguientes: a) Cementar la macro estructura del suelo o de la roca para aumentar la resistencia de la masa. b) Colmar los poros y las fisuras para reducir la comprensibilidad y la permeabilidad de la masa. En este último contacto las inyecciones se utilizan ampliamente como medio para controlar el flujo del agua subterránea en los suelos y en las rocas.


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La efectividad de esta técnica depende de la capacidad de la lechada para penetrar en los poros y fisuras de la masa del suelo o de la roca. Este tratamiento es eficaz en los suelos que tienen un coeficiente de permeabilidad superior a 10 -5 m/s y, por consiguiente, se aplica, sobre todo en el tratamiento de gravas o arenas. Se ha comprobado que las inyecciones son difíciles en los suelos que están constituidos en su mayor parte por limo, y en las arcillas la inyección solo es eficaz cuando se desea colmar las fisuras y las grietas. La escogencia de la lechada que debe utilizarse depende del tamaño de los poros del suelo y, por consiguiente, de la distribución del tamaño de las partículas del suelo, o de la abertura de las fisuras de la roca. Entre los materiales de inyección más utilizados se incluyen las suspensiones de cemento o de arcilla bentonitica; las emulsiones asfálticas y los estabilizantes químicos. La inyección es un método costoso de mejoramiento del terreno; por consiguiente, es importante utilizar la lechada menos costosa compatible con los requerimientos de mejoramiento de las propiedades ingenieriles. La profundidad de la zona de penetración del material de inyección depende de su viscosidad y de la presión de inyección. Por lo tanto, cuando sea conveniente limitar la penetración de la lechada en el terreno, pueden utilizarse diferentes aditivos destinados a controlar la viscosidad y el fraguado de las suspensiones y de las lechadas químicas. En suelos que tienen un amplio rango de variación en el tamaño de sus poros se utiliza la técnica de inyectar al principio una lechada de viscosidad relativamente alta para colmar los poros de mayos tamaño y luego, con una inyección de menor viscosidad, se sellan los poros más pequeños. A menudo el proceso de inyección se realiza mediante el bombeo de la lechada a través de los agujeros de un tubo perforado en sus extremos o en sus bordes, el cual puede hincarse en el suelo o colocarse a manera de sello en un pozo previamente perforado. Es importante controlar que la presión de la lechada sea siempre inferior al esfuerzo total vertical del terreno al nivel de inyección, pues de lo contrario puede producirse un levantamiento del terreno y provocar fisuras al interior de la masa. Debe tenerse especial cuidado cuando las inyecciones se realizan cerca de estructuras subterráneas susceptibles a los desplazamientos o a la penetración de la lechada. La utilización de lechadas de cemento está limitada por el tamaño de los poros a las gravas y arenas gruesas; esta inyección aumenta la resistencia del suelo y disminuye su permeabilidad. Las suspensiones de bentonita o las emulsiones asfálticas solo reducen la permeabilidad y se utilizan en la mayor parte de suelos hasta el tamaño de arenas medias. Las lechadas químicas son las más eficientes en el tratamiento de arenas finas. Uno de los productos químicos más utilizados es el silicato de sodio, el cual reacciona con diferentes compuestos, tales como el cloruro de calcio para formar un gel de silicato rígido. Los dos productos químicos pueden inyectarse y así la reacción se produce al interior de los poros del suelo, o pueden mezclarse antes de inyectarlos. En este último caso, en la etapa de mezcla se agrega un aditivo retardante para evitar que el fraguado se produzca antes de realizar la inyección.


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GEOTEXTILES Y GEOMEMBRANAS: Uno de los avances más importante de la ingeniería de suelos en las décadas de los años setenta y ochenta. Fue la manifestación del uso de telas poliméricas para mejorar el comportamiento ingenieril de las estructuras de suelo. A partir de las primeras aplicaciones en la construcción de vías de acceso provisionales construidas sobre suelos blandos, estos materiales se utilizan con amplitud hoy en día en la construcción de autopistas importantes, vías férreas, canales, presas, estructuras marinas, puentes, taludes en terraplén y en corte, muros de contención y cimentaciones de edificaciones. Una amplia variedad de productos se fabrican alrededor del mundo y se comercializan con diferentes nombres registrados en forma de geotextiles, geomembranas, mallas abiertas o geomallas. En su fabricación se utilizan principalmente polímeros plásticos; los más comunes son el polipropileno, el poliéster, el polietileno y la poliamida. Puesto que no existe una terminología formalmente reconocida para denominar estas telas, la tendencia es designar como geotextiles a las telas permeables, y como geomembranas , a las impermeables. Las geomembranas pueden fabricarse, por ejemplo por extrusión formando hojas continuas que tienen particularidad utilidad como revestimiento impermeable en canales, embalses, etc. Los geotextiles pueden clasificarse en dos categorías generales, las telas tejidas que se fabrican con el procedimiento tradicional de tejido y las no tejidas, que tienen una mayor aplicación, y se fabrican con técnicas modernas, tales como el termosoldado y el punzonado con agujas. Cuando estas telas se incorporan en una estructura de suelo contribuyen en una o más de las cuatro funciones siguientes: Refuerzo: para mejorar las características de resistencia y disminuir las características de deformación de la masa de suelo. Separación: para mantener una interfase bien definida entre dos materiales adyacentes durante la construcción y a lo largo de toda la vida útil de la estructura. Filtración: para permitir el libre flujo del agua a través de la interfase entre dos materiales de diferente gradación sin que los finos pasen de un material a otro. Drenaje: para captar y canalizar las aguas subterráneas y las aguas superficiales. A continuación se ilustran de una manera simple cada una de las anteriores funciones. Refuerzo: Un problema frecuente en la construcción de terraplenes sobre terrenos blandos es la inestabilidad a corto plazo, debida a la baja resistencia del suelo de cimentación. Este problema puede evitarse mediante la colocación de un geotextil entre el suelo blando y la capa de material de relleno, como se muestra en la Figura 29a. A corto plazo, la resistencia a la tensión del geotextil proporciona la resistencia adicional necesaria para evitar que se produzca el corte a lo largo de una superficie de falla potencial que pase por el suelo de cimentación. Sin embargo, a medida que se produce el proceso de consolidación del suelo aumenta su resistencia al corte, y su estabilidad a largo plazo ya no depende de la presencia del geotextil. En la construcción de estructuras de contención en tierra armada se colocan bandas metálicas delgadas. Como se indica en la Figura 29b, los geotextiles pueden utilizarse para cumplir el mismo propósito de


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refuerzo. Para contener el relleno, el geotextil se dobla hacia atrás y se asegura con la siguiente capa de relleno. La superficie de la estructura puede cubrirse con una vegetación adecuada.

FIGURA 29: EMPLEO DE LOS GEOTEXTILES PARA EL REFUERZO.

Separación: La sub base de los pavimentos construidos sobre suelos blandos puede fallar como resultado de l a migración ascendente de los finos de la sub rasante y el descenso del material de sub base, como se muestra en la Figura 30a. Ello trae como consecuencia una reducción del espesor de la subbase que produce un deterioro del pavimento y eventualmente su falla. Si se coloca un geotextil como se muestra en la Figura 30b, podrá mantenerse la separación de las dos capas y por consiguiente se conservará la integridad de la subbase.

FIGURA 30: EMPLEO DE GEOTEXTILES EN LA SEPARACIÓN.

En estructuras de control que están sujetas a la acción de las olas, Figura 31, el diseño se dirige a que la energía provocada por el impacto de las olas se disipe al comprimir el aire presente en los grandes vacíos que existen entre las rocas y en la generación de turbulencia. Si los finos del suelo natural migran y llenan los vacíos que existen entre las rocas, la energía no puede disiparse, lo cual produce serios daños y movimientos Caicedo, Cesar Adrián

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de las rocas y eventualmente el colapso de la estructura. La separación de las dos capas puede obtenerse mediante la colocación de un geotextil en la interfase, como se muestra en la Figura 31 .

FIGURA 31: EMPLEO DE GEOTEXTILES EN LA SEPARACIÓN.

Filtración: Un ejemplo de la función de filtración que desempeñan los geotextiles es su empleo en drenajes. Los drenajes tradicionales, como el que se muestra en la Figura 32a, están constituidos por un agregado con gradación de filtro, el cual se diseña para impedir que los finos del suelo adyacente penetren en el drenaje y en la tubería. Cuando se coloca un geotextil, como en la Figura 32b, el funcionamiento del drenaje cambia de manera radical. En general se acepta que el geotextil no filtra el suelo directamente, sino que al servir de soporte a las paredes del suelo permite la formación de un filtro interno en el suelo adyacente el geotextil. Con este procedimiento pueden construirse sistemas de drenaje eficientes y fáciles de instalar, a un costo relativamente bajo.

FIGURA 32: EMPLEO DE LOS GEOTEXTILES PARA LA FILTRACIÓN.

Drenaje: Como una alternativa al uso de los drenajes tradicionales construidos con agregados o bloques porosos que se colocan detrás de los muros de contención para prevenir la acumulación de agua por detrás de la estructura, y el correspondiente incremento de la presión intersticial, pueden utilizarse geotextiles especialmente diseñados para tener una alta permeabilidad, como se muestra en la Figura 33.


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FIGURA 33: EMPLEO DE LOS GEOTEXTILES PARA EL DRENAJE.

En la selección del geotextil apropiado para una aplicación determinada, el ingeniero debe comparar las propiedades del material con la capacidad del geotextil para cumplir con el propósito de la aplicación. Por ejemplo, los geotextiles disponibles se ofrecen en una gran variedad de características esfuerzo – deformación. Por consiguiente, deberá tenerse en cuenta no solo la resistencia a la tensión, sino también la deformación asociada a la resistencia ultima. En ciertos casos, en los que la función principal del geotextiles es el refuerzo, deben especificarse geotextiles de alta resistencia a la tensión asociada con una pequeña deformación. Por el contrario, pueden presentarse casos en los que las grandes deformaciones son inevitables y, por consiguiente, se requiere que el geotextil permanezca intacto durante y después de la construcción para conservar en su totalidad la capacidad de separación o filtración. En tales casos deben especificarse geotextiles capaces de soportar una gran deformación sin que exista el riesgo de ruptura hasta que el suelo llegue a su posición definitiva. Los geotextiles no tejidos tienden a presentar características de resistencia y deformación uniformes en todas las direcciones del plano del geotextil. En contraste, la característica de los geotextiles tejidos es su anisotropía con respecto a su resistencia y a su deformación. Esto se debe solo a que la estructura del tejido tiene la característica de presentar la máxima resistencia y la máxima deformación a 45° con respecto a las direcciones de la trama, o también al empleo de fibras de resistencia diferente en cada una de las direcciones de la trama. Por lo tanto, es difícil generalizar con respecto a las características esfuerzo – deformación de los diferentes materiales, pero al comparar geotextiles del mismo peso, puede concluirse que los geotextiles no tejidos tienen una resistencia última ligeramente inferior a la correspondiente a los tejidos, pero presentan una deformación mayor. Otros factores que deberán considerarse también antes de escoger el geotextil son: la resistencia al impacto y a la abrasión, que son importantes cuando sobre el geotextil se colocan rocas de gran tamaño o con aristas cortantes; la permeabilidad y la distribución del tamaño de los poros cuando se utilicen para filtros y la resistencia al ataque químico cuando estén en contacto con productos peligrosos. Además, cuando se requiera que los geotextiles se comporten adecuadamente a lo largo de la vida útil de una estructura, un factor de gran importancia es la capacidad para resistirla degradación ambiental y la meteorización in situ a largo plazo. Los ambientes climáticos en los que se pueden colocar los geotextiles pueden ser templados, tropicales, desérticos o permanentemente congelados con agentes de meteorización y degradación diferentes en cada uno; es claro que los geotextiles que resisten bien en un ambiente pueden deteriorarse


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con rapidez en otro. Sin embargo, no existe aún información suficiente que permita establecer la vida útil de los geotextiles cuando se instalan en ambientes hostiles. El uso de telas poliméricas en forma de geotextiles, geomembranas y geomallas se ha convertido en una práctica corriente en la ingeniería de suelos. Aunque hasta el momento se ha ganado mucha experiencia, continúa la investigación y el control del funcionamiento de estos materiales en el campo; por consiguiente, es de esperarse que se logrará una mejor comprensión de su comportamiento y que surgirán nuevas aplicaciones para estos materiales.


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Mecanica de suelos. Estabilidad de taludes.docx

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