02.- Estudio de Suelos Con Fines de Cimentaciones

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SUELOS II Exploración con fines de cimentación

INDICE

INTRODUCCION. 2

I. ENSAYO DE CORTE DIRECTO 3

II. ENSAYO DE CORTE SOBRE SUELOS COHESIVOS EN EL TERRENO USANDO LA VELETA 10

III. ENSAYO DE PENETRACION ESTANDAR (SPT) 16

IV. MÉTODO DE ENSAYO ESTÁNDAR PARA LA RESISTENCIA A LA COMPRESION NO-CONSOLIDADA NO-DRENADA DE SUELOS COHESIVOS EN COMPRESION TRIAXIAL 23

V. ENSAYO DE COLAPSO 29

VI. ENSAYO DE EXPANSION 33

BIBLIOGRAFIAS. 46

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INTRODUCCIÓN

El proceso de identificación de las capas de depósitos que subyacen a una estructura propuesta y sus características físicas se refiere generalmente como exploración del subsuelo. El propósito de la exploración del subsuelo es obtener información que ayudará al ingeniero en geotecnia en las siguientes tareas:

1. Selección del tipo y la profundidad de la base adecuada para una estructura dada.2. Evaluación de la capacidad de carga de la cimentación.3. Estimación del asentamiento probable de una estructura.4. Determinación de los problemas potenciales de cimentación (por ejemplo, suelo

expansivo, suelo colapsable, rellenos sanitarios, y así sucesivamente).5. Determinación de la ubicación del nivel freático.6. Predicción de la presión lateral de tierra sobre estructuras tales como muros de

contención, pilotes y cortes apuntalados.7. Establecimiento de métodos de construcción para condiciones cambiantes del subsuelo.

La exploración del subsuelo también es necesaria para la construcción subterránea y la excavación.

Esto puede ser necesario cuando se contemplan adiciones o modificaciones a las estructuras existentes. En este capítulo vamos a discutir lo siguiente con más detalle:

Planificación de exploraciones del subsuelo; Métodos de perforación exploratoria en campo; Recolección de muestras de suelo y la observación del nivel freático; Pruebas in situ para la determinación de las propiedades geotécnicas; Extracción de rocas, y Exploración geofísica en campo.

Los datos recopilados de las actividades antes mencionadas ayudarán a los ingenieros a evaluar el subsuelo en un sitio determinado para un proyecto particular que dará lugar a un diseño seguro de la(s) cimentación(es).

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ENSAYO DE CORTE DIRECTO

1. NORMAS DE REFERENCIA.

ASTM D-3080, AASHTO T236, MTC E 123-2000 y J. E. Bowles (Experimento Nº 17),

2. GENERALIDADES

Cuando una estructura se apoya en la tierra, transmite los esfuerzos al suelo de fundación. Estos esfuerzos producen deformaciones en el suelo que pueden ocurrir de tres maneras:

Por deformación elástica de las partículas. Por cambio de volumen en el suelo como consecuencia de la evacuación del líquido

existente en los huecos entre las partículas. Por deslizamiento de las partículas, que pueden conducir al deslizamiento de una

gran masa de suelo.

El primer caso es despreciable para la mayoría de los suelos, en los niveles de esfuerzo que ocurren en la práctica. El segundo caso corresponde al fenómeno de la consolidación. El tercer caso, corresponde a fallas del tipo catastróficos y para evitarla se debe hacer un análisis de estabilidad, que requiere del conocimiento de la resistencia al corte de suelo. El análisis debe asegurar, que los esfuerzos de corte solicitantes son menores que la resistencia al corte, con un margen adecuado de modo que la obra siendo segura, sea económicamente factible de llevar a cabo.

3. CORTE DIRECTO

El ensayo de corte directo consiste en hacer deslizar una porción de suelo, respecto a otra a lo largo de un plano de falla predeterminado mediante la acción de una fuerza de corte horizontal incrementada, mientras se aplica una carga normal al plano del movimiento.

VII.1 Principio del ensayo de corte directo:

Figura 1. Ensayo de Corte Directo

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Los aspectos del corte pueden dividirse en cuatro categorías:a. Resistencia al corte de un suelo no cohesivo (arenas y gravas) que es

prácticamente independiente del tiempo.b. Resistencia al corte drenado para suelos cohesivos, en que el desplazamiento debe

ser muy lento para permitir el drenaje durante el ensayo.c. Resistencia al corte residual, drenado, para suelos tales como arcillas en las que se

refieren desplazamientos muy lentos y deformaciones muy grandes.d. Resistencia al corte para suelos muy finos bajo condiciones no drenadas en que el

corte es aplicado en forma rápida.

VII.2 Clasificación de ensayos de corte directo

1.2.3.

3.1.3.2.3.3.3.3.1. Ensayos no consolidados – no drenados

El corte se inicia antes de consolidar la muestra bajo la carga normal (vertical). Si el suelo es cohesivo, y saturado, se desarrollará exceso de presión de poros. Este ensayo es análogo al ensayo Triaxial no consolidado – drenado.

3.3.2. Ensayo consolidado – no drenado

Se aplica la fuerza normal, se observa el movimiento vertical del deformímetro hasta que pare el asentamiento antes de aplicar la fuerza cortante. Este ensayo puede situarse entre los ensayos triaxiales consolidado – no drenado y consolidado – drenado.

3.3.3. Ensayo consolidado – drenado

La fuerza normal se aplica, y se demora la aplicación del corte hasta que se haya desarrollado todo el asentamiento; se aplica a continuación la fuerza cortante tan lento como sea posible para evitar el desarrollo de presiones de poros en la muestra. Este ensayo es análogo al ensayo Triaxial consolidado – drenado. Para suelos no cohesivos, estos tres ensayos dan el mismo resultado, esté la muestra saturada o no, y por supuesto, si la tasa de aplicación del corte no es demasiado rápida. Para materiales cohesivos, los parámetros de suelos están marcadamente influidos por el método de ensayo y por el grado de saturación, y por el hecho de que el material esté normalmente consolidado o sobreconsolidado. Generalmente, se obtienen para suelos sobreconsolidados dos conjuntos de parámetros de

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resistencia: un conjunto para ensayos hechos con cargas inferiores a la presión de preconsolidación y un segundo juegos para cargas normales mayores que la presión de reconsolidación. Donde se sospeche la presencia de esfuerzo de preconsolidación en un suelo cohesivo sería aconsejable hacer seis o más ensayos para garantizar la obtención de los parámetros adecuados de resistencia al corte.

4. ECUACIÓN DE FALLA DE CORTE DE COULOMB

En 1776 Coulomb observó que si el empuje que produce un suelo contra un muro de contención produce un ligero movimiento del muro, en el suelo que está retenido se forma un plano de deslizamiento esencialmente recto. El postuló que la máxima resistencia al corte, t, en el plano de falla está dada por:

t = c + s tan jDónde:

s es el esfuerzo normal total en el plano de fallaj es el ángulo de fricción del sueloc es la cohesión del suelo

La utilización de la ecuación de Coulomb no condujo siempre a diseños satisfactorios de estructuras de suelo. La razón para ello no se hizo evidente hasta que Terzaghi publicó el principio de esfuerzos efectivos.

s = s´+ uDonde u = presión intersticial s´= esfuerzo efectivo

Pudo apreciarse entonces que, dado que el agua no puede soportar esfuerzos cortantes substanciales, la resistencia al corte de un suelo debe ser el resultado únicamente de la resistencia a la fricción que se produce en los puntos de contacto entre partículas; la magnitud de ésta depende solo de la magnitud de los esfuerzos efectivos que soporta el esqueleto de suelo. Por tanto, cuanto más grande sea el esfuerzo efectivo normal a un plano de falla potencial, mayor será la resistencia al corte en dicho plano. Entonces, si se expresa la ecuación de Coulomb en términos de esfuerzos efectivos, se tiene:

t = c´ + s´ tan j´

En la cual los parámetros c´ y j´ son propiedad del esqueleto de suelo, denominadas cohesión efectiva y ángulo de fricción efectiva, respectivamente.

Puesto que la resistencia al corte depende de los esfuerzos efectivos en el suelo, los análisis de estabilidad se harán entonces, en términos de esfuerzos efectivos. Sin embargo, en ciertas

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circunstancias el análisis puede hacerse en términos de esfuerzos totales y por tanto, en general, se necesitará determinar los parámetros de resistencia al corte del suelo en esfuerzos efectivos y en esfuerzos totales. Es decir, los valores de c´, j´ y c, j. Estos se obtienen, a menudo en ensayos de laboratorio realizados sobre muestras de suelo representativas mediante el ensayo de corte directo (ASTM D-3080-72) o el ensayo de compresión Triaxial (ASTM D-2805-70).

5. COMPONENTES DE LA RESISTENCIA AL CORTE

De la ley de Coulomb se desprende que la resistencia al corte de suelos en términos generales tiene dos componentes:

a) Fricción (tg Φ) que se debe a la trabazón entre partículas y al roce entre ellas cuando están sometidas a esfuerzos normales.

b) Cohesión (C) que se debe a fuerzas internas que mantienen unidas a las partículas en una masa.

Como en la ecuación” t f = c + σ n * tg Φ” existen dos cantidades desconocidas (c y Φ), se requiere obtener dos valores, como mínimo de esfuerzo normal y esfuerzo cortante para obtener una solución.

Como el esfuerzo cortante t y el esfuerzo normal σn tienen el mismo significado dado en la construcción del círculo de Mohr, en lugar de resolver una serie de ecuaciones simultáneas para c y paratg Φ, es posible dibujar en un plano de ejes cordenados los valores de t contra σn para los diferentes ensayos (generalmente con t como ordenada), dibujar una línea a través del lugar geométrico de los puntos, y establecer la pendiente de la línea como el ángulo y la intersección con el eje t como la cohesión c.

Para materiales no cohesivos, la cohesión debería ser cero por definición y la ecuación de Coulomb se convierte en:

tf = σ n * tgΦ

Siendo N la fuerza vertical que actúa sobre el cuerpo, la fuerza horizontal necesaria ( T ) para hacer deslizar el cuerpo, debe ser superior a N, siendo el coeficiente de roce entre los dos materiales. Esta relación también puede ser escrita de la forma siguiente:

T = N tgΦsiendo Φ, el ángulo de roce o ángulo formado por la resultante de las dos fuerzas con la fuerza normal. La resistencia al deslizamiento es proporcional a la presión normal y puede ser representada Por la figura 5.22.

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Fig. 5.22 Mecanismos de los fenómenos de fricción.6. ENSAYOS DE CORTE DIRECTO

El aparato de corte directo utilizado en Mecánica de Suelos, se esquematiza en la figura 3.18. Básicamente este consta de dos marcos que contiene a la muestra. Donde el marco inferior es fijo, mientras que el superior puede desplazarse en forma horizontal sobre el anterior. Las muestras a ensayar en el marco de carga, son de forma prismática tal como se indica en la figura 3.19.

Una vez que hemos recortado la muestra, se la coloca dentro de la cavidad que forma los dos marcos, de tal manera que la mitad de su altura H quede comprendida en cada uno de ellos. En la parte superior e inferior de la misma se coloca un colchón de arena para permitir el drenaje y para permitir un mejor asiento de la probeta, que como dijimos se recorta lo mejor posible de una “Dama” de suelo inalterado, y que en los casos de suelos cohesivos, no siempre se puede lograr una superficie perfectamente lisa.

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Posteriormente sometemos a la probeta, a través de una placa de distribución de tensiones que se coloca en la parte superior de la misma, a la acción de una carga vertical “P1” que desarrolla una tensión normal n1.

Donde: A, es el área de la probeta según un plano horizontal.

Una vez que la muestra se ha consolidado bajo la acción de n1 (cosa que verificamos con el registro de las lecturas efectuadas en el comparador N° 1 en función del tiempo) procedemos a solicitar a la probeta con fuerzas horizontales constantes F, aplicadas sobre el marco superior, mientras que la parte inferior queda firmemente unida a la base del equipo. Luego de cada aplicación de una fuerza F medimos las deformaciones horizontales relativas () que se generan entre el marco superior y el inferior, a través del comparador N° 2. Cuando las deformaciones se detienen, tenemos un par de valores de fuerza y de deformación (F1; 1) que nos permiten obtener un punto en el gráfico de la figura 3.20 a partir de transformar la fuerza medida en tensión de corte.

Repitiendo este procedimiento observaremos que para los posteriores incrementos de las fuerzas horizontales F, obtenemos deformaciones que serán cada vez mayores hasta que para una fuerza F aplicada, el marco superior llegará al límite de su desplazamiento mecánico lo que nos indicará que hemos alcanzado la rotura por corte de la muestra bajo la tensión normal n1.

Es conveniente en la ejecución de este tipo de ensayo, ir disminuyendo los incrementos de la fuerza horizontal aplicada a medida que nos acercamos a la rotura, con el objeto de poder definir con mayor precisión la tensión de corte en rotura r. A medida que ejecutamos distintos ensayos de corte sobre probetas de similares características mecánica y de la misma procedencia, con distintas tensiones normales obtendremos pares de

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valores (n; r) que nos definirán puntos de la curva de resistencia intrínseca (C.R.I.) del material ensayado.

Por lo tanto si repetimos el procedimiento anteriormente descripto con dos probetas mas sobre las que aplicamos tensiones normales n2 y n3 obtendremos otros dos pares de valores (n2; r2) y (n3; r3) con los cuales podremos definir perfectamente la C.R.I. y a partir de ella obtener los parámetros de corte del material (c y ).

Debemos decir que el ensayo de corte directo, no es el más utilizado para determinar los parámetros del suelo, fundamentalmente porque adolece de los siguientes defectos:

a) No es fácil ni económico extraer muestras inalteradas de estratos, que pueden estar bajo la napa freática, con las medidas necesarias como para posteriormente poder recortar tres probetas cúbicas y ensayarlas. Es más fácil y económico extraer muestras inalteradas cilíndricas a través de la ejecución de una perforación.

b) En los aparatos de corte tradicionales es prácticamente imposible poder manejar el drenaje del agua intersticial de la probeta cuando está siendo ensayada.

c) El desplazamiento relativo del marco superior con respecto al inferior, provoca una variación en el área de corte de la probeta (disminuye) que hace que la tensión normal aplicada n se incremente durante el ensayo.

d) La probeta no se romperá por el plano más débil de su masa, sino por el plano definido por el aparato de corte

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ENSAYO DE CORTE SOBRE SUELOS COHESIVOS EN EL TERRENO USANDO LA VELETA

1. OBJETO

1.1 Este método establece el procedimiento del ensayo de veleta en el terreno, en suelos cohesivos blandos y saturados. Es necesario conocer la naturaleza del suelo en el cual se ha de efectuar cada ensayo, para asegurarse de su aplicación e interpretación.

1.2 Esta norma no considera los problemas de seguridad asociados con su uso. Es responsabilidad de quien la emplee, establecer prácticas apropiadas de seguridad y salubridad y determinar la aplicación de limitaciones regulatorias antes de su uso.

2. RESUMEN DEL MÉTODO

El ensayo de corte con veleta consiste básicamente en colocar una veleta de cuatro hojas dentro del suelo inalterado, y en girarla desde la superficie para determinar la fuerza de torsión necesaria para lograr que una superficie cilíndrica sea cortada por la veleta; con esta fuerza de corte se halla, entonces, la resistencia unitaria de dicha superficie. Es de importancia básica que la fricción de la varilla de la veleta y la del aparato sean tenidas en cuenta porque de otra manera, la fricción sería inadecuadamente registrada como resistencia del suelo. Las medidas de fricción bajo condiciones que no implican carga, como cuando se emplea un vástago liso en lugar de la veleta, o una veleta que permita alguna rotación libre de la varilla antes de someterla a carga, son satisfactorias únicamente cuando el giro sea aplicado mediante un momento balanceado que no se traduzca en empuje lateral. A medida que las fuerzas de torsión se hagan más grandes durante un ensayo, un empuje lateral en el instrumento se traducirá en un incremento de fricción no considerado en las lecturas iniciales sin carga. No se recomiendan instrumentos que produzcan empuje lateral. La varilla de la veleta debe tener suficiente rigidez para que no sufra torsión bajo condiciones de carga plena, de lo contrario, se deberá hacer una corrección al dibujar las curvas de Momento vs. Rotación.

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3. EQUIPO

3.1 Veleta.- En la Figura 1 se muestran los dos tipos de veletas normalizadas por este ensayo. Cada una tendrá cuatro hojas perpendiculares entre sí, su altura será el doble del diámetro. Las dimensiones de la veleta deberán ser las especificadas en la Tabla 1

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Se podrán emplear dimensiones diferentes a las especificadas, únicamente con la autorización y la responsabilidad del especialista a cargo. Los bordes de las hojas de la veleta que penetran, se deberán afilar, cuidando que no se altere el ángulo de 90° comprendido entre ellas.3.2 Varillas de extensión – La veleta se deberá operar desde la superficie conectándola con varillas de torsión, de acero. Estas varillas deberán ser de un diámetro tal, que no sea excedido su límite elástico cuando la veleta sea sometida a su capacidad plena. Si es necesario determinar curvas de momento vs. rotación, es esencial calibrar las varillas de rotación antes de emplearlas. La magnitud del giro de la varilla (si lo hubiera) se deberá establecer en grados por metros por unidad de momento. Esta corrección se hace progresivamente más importante a medida que aumenta la profundidad; la calibración se deberá efectuar por lo menos hasta la profundidad máxima esperada, para el ensayo.

Las varillas de torsión se deberán ajustar muy bien, para evitar cualquier posibilidad que el ajuste del acople, ocurra cuando se aplique la rotación, al ejecutar el ensayo. Si se emplea revestimiento para la veleta, las varillas de torsión se deberán equipar con cojinetes bien lubricados en los sitios donde ellas pasen a través del mismo.

Estos cojinetes deberán estar provistos de sellos que eviten la entrada de suelo en ellos. Las varillas de giro se deberán guiar de tal manera, que se evite el desarrollo de fricción entre ellas y las paredes del revestimiento o de la perforación.

3.3 La fuerza de giro se deberá aplicar a las varillas, quienes, a la vez, la transmiten a la veleta. La precisión de la lectura del giro deberá ser tal, que no produzca una variación mayor de ± 1.20 kPa (± 25 lb/pie²) en la resistencia al corte.

3.4 Es preferible aplicar la torsión a la veleta mediante un engranaje de transmisión. En ausencia de éste, se puede aplicar directamente el giro mediante una llave de torsión o algo equivalente, con su correspondiente dispositivo de medición. La duración del ensayo se deberá controlar de acuerdo con las exigencias indicadas en la Sección 4.3.

Nota 1.- Si es necesario determinar curvas de Momento vs. Rotación, es esencial calibrar las varillas de rotación antes de emplearlas. La magnitud del giro de la varilla (si lo hubiera) deberá establecerse en grados/pie/unidad de momento. Esta corrección se hace progresivamente más importante a medida que aumenta la profundidad; la calibración se deberá efectuar, por lo menos, hasta la profundidad máxima esperada, para el ensayo.

4. PROCEDIMIENTO

4.1 Cuando se emplee revestimiento para la veleta, se deberá avanzar con ella hasta una profundidad no menor de cinco veces el diámetro del revestimiento, por encima de la

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profundidad deseada para la punta de la veleta. Cuando no se utilice revestimiento, se deberá suspender la perforación a una profundidad tal que la punta de la veleta pueda penetrar dentro del suelo inalterado, una profundidad de, por lo menos, cinco veces el diámetro de la perforación.4.2 Se deberá penetrar la veleta desde el fondo del agujero o de su revestimiento, mediante un empuje simple, hasta la profundidad a la cual se va a efectuar el ensayo, cuidando que no se aplique torsión durante dicho empuje.

4.3 Con la veleta en posición, se deberá aplicar el giro a una velocidad que no exceda de 0.1°/segundo. Generalmente se requieren para la falla, entre 2 y 5 minutos, excepto en arcillas muy blandas en las cuales el tiempo de falla puede elevarse a 10 ó 15 minutos. En materiales más duros, que alcanzan la falla con una deformación pequeña, se puede reducir la rata del desplazamiento angular de tal manera que se pueda obtener una determinación apreciable de las propiedades esfuerzo-deformación. Durante la rotación de la veleta, se deberá mantener ésta a una altura fija. Se deberá registrar el momento máximo. Con aparatos de transmisión, es aconsejable anotar los valores intermedios del momento obtenido en ese instante, a intervalos de 15 segundos o menores, si es requerido.

4.4 Después de determinar el máximo momento, se rota rápidamente la veleta un mínimo de 10 revoluciones; inmediatamente después se determinará la resistencia remoldeada, en todos los casos dentro del minuto siguiente al remoldeo.

4.5 En los casos en los cuales el suelo esté en contacto con la varilla de giro, se determina la fricción entre la varilla y el suelo por medio de ensayos de giro efectuados con varillas similares a profundidades equivalentes, sin la veleta colocada. Se debe efectuar el ensayo de fricción de la varilla por lo menos una vez en cada sitio.

4.6 Para determinar la magnitud de la fricción de los cojinetes o guías, en paratos en los cuales la varilla de giro esté completamente aislada del suelo, se deberá realizar un ensayo de fricción con una varilla lisa al menos una vez en cada sitio. En dispositivos de veleta que funcionen adecuadamente, esta fricción deberá ser despreciable.

Nota 2 – En algunos casos no será necesario remover la veleta para el ensayo de fricción de cojinetes o guías. En tanto que la veleta no se halle en contacto con el suelo, por ejemplo, cuando se encuentre dentro de un revestimiento, no resulta afectada por las medidas de fricción.

4.7 Se deberán efectuar ensayos con veleta únicamente en suelos cohesivos, inalterados o remodelados. No se deben realizar en ningún suelo que permita el drenaje o que se dilate durante el período del ensayo, como en arenas o limos o en suelos en los cuales la veleta encuentre piedras que puedan influir en los resultados. Se recomienda no hacer ensayos de

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veleta con espaciamientos menores de 0.76 m entre ellos. Este espaciamiento se podrá variar cuando sea requerido con la autorización y responsabilidad del especialista a cargo.

4.8 Periódicamente se deberán comprobar las dimensiones de la veleta para asegurarse que no esté desgastada ni distorsionada.

5. CÁLCULOS

5.1 Se calcula la resistencia al corte del suelo mediante el empleo de la siguiente expresión:

T = s ´ K

Dónde: T = momento de giro, en N-m (lb-pie), s = resistencia al corte de la arcilla, en kPa (lb/pie²), yK = constante que depende de las dimensiones y de la forma de la veleta m3 (pies3), tal como se indica en Tabla 2.

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Dónde: D = diámetro de la veleta, en milímetros o pulgadas, según las unidades,H = altura de la veleta, en milímetros o pulgadas, según las unidades, yd = diámetro de la varilla, en milímetros o pulgadas, según las unidades.

5.2 Puesto que el valor de la resistencia al corte, s, es el requerido, es más útil escribir la ecuación en la siguiente forma:

s = T ´ k

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Dónde: k=1/K

6. INFORME

6.1 Para cada ensayo de veleta se deben registrar los siguientes datos:

6.1.2 Fecha del Ensayo.6.1.3 Número del apique o perforación.6.1.4 Tamaño y forma de la veleta (ahusada o rectangular).6.1.5 Profundidad del extremo de la veleta.6.1.6 Profundidad del extremo de la veleta por debajo del revestimiento o fondo del hueco.6.1.7 Lectura máxima del momento y, si se requieren, lecturas intermedias para el ensayo inalterado.6.1.8 Tiempo del ensayo hasta la falla.6.1.9 Velocidad del remoldeo.6.1.10 Lectura máxima del momento para el ensayo remoldeado, y6.1.11 Notas sobre cualquier clase de desviaciones con respecto al procedimiento normal de ensayo.

6.2 Adicionalmente, se deben anotar las observaciones sobre la perforación.

6.2.1 Número del sondeo.6.2.2 Sitio6.2.3 Condiciones del suelo en el sitio.6.2.4 Cota de referencia.6.2.5 Método de ejecución de la perforación.6.2.6 Descripción de la veleta, esto es, si tiene camisa o no.6.2.7 Descripción del método para aplicar y medir el momento.6.2.8 Observaciones sobre la resistencia o la penetración.6.2.9 Nombres del inspector de la perforación y del ingeniero Supervisor.

7. NORMAS DE REFERENCIA

ASTM D – 2573AASHTO T – 223

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ENSAYO DE PENETRACION ESTANDAR (SPT)

1. ANTECEDENTES

El ensayo normal de Penetración Estándar (SPT) nació en los Estados Unidos de Norteamérica en la década de 1920, con la finalidad de estimar el grado de densificación de los suelos. Originalmente los penetrómetros dinámicos fueron concebidos para apreciar la compacidad de los suelos sin cohesión, ante la dificultad de obtener muestras inalteradas.

En 1925, un perforista de la firma Societé Raymond - Pile, propuso a K. Terzaghi, contar el número de golpes necesarios para hincar en un tubo toma muestras que tenía por costumbre utilizar, asumiéndolo como un ensayo después de haber acumulado gran número de resultados. Asimismo se reportó los trabajos de Mohr H.A. (1927), quien utilizó el toma muestras como un penetrómetro.

2. PROCEDIMIENTO NORMALIZADO DEL SPT

El método de Penetración Estándar es el más ampliamente usado para la exploración de suelos, y comprende dos etapas:

I.II.

II.1 El Sondeo

Que consiste en hacer una perforación con barreno, inyección de agua o sondeo rotatorio usando un taladro con movimiento de rotación de alta velocidad, y circulando agua para extraer los detritos (ver Figs. No. 1, No. 2 y No. 3).

En los suelos firmes el sondaje se mantiene abierto por la acción del arco del suelo; en lasarcillas blandas y en las arenas situadas debajo del nivel freático, el sondaje se mantiene abierto hincando un tubo de acero (tubo de entibado o camisa) o preferiblemente rellenando el hueco con un fluido viscoso llamado "Lodo de perforación". Este que usualmente es una mezcla de arcilla bentonítica y agua, tiene la ventaja de que soporte las paredes y el fondo de la perforación.

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II.2 El Muestreo

Que se realiza con un tomamuestras partido denominado también "Cuchara Normal" que está formado por un tubo de acero de paredes gruesas partido longitudinalmente. El extremo inferior está unido a un anillo cortante, y el superior a una válvula y pieza de conexión a la barra de sondeo (ver Fig. No. 4).

Una vez efectuada la limpieza correspondiente de la perforación de sondeo, se hinca eltomamuestras 15 cm en el suelo para asegurarse que la zapata de corte se asiente en material virgen. Luego se hinca 30 cm. en incrementos de 15 cm a golpes de un martinete que pesa 64 kilos (140 libras) y cae de una altura de 76 cm. Se anota el número de golpes que se necesita para hincar el tomamuestras cada uno de los 15 cm.

El Registro de Penetración o Indice de Penetración "N" se obtiene al considerar los golpes necesarios para penetrar los últimos 30 cm (12") de un total de 45 cm (18") de la CucharaMuestreadora; los primeros 15 cm (6") no se consideran, dado que el suelo podría estar alterado por efectos del procedimiento utilizado durante la ejecución del sondaje.

La muestra es examinada, clasificada por el técnico de campo encargado del sondeo, guardándose posteriormente en un depósito de vidrio o plástico, que se sella y se envía al laboratorio.Las muestras recuperadas en el penetrómetro que mantienen su forma cilíndrica pueden ser usadas para pruebas de compresión sin confinamiento.La resistencia a la Penetración es un indicador de la compacidad de los suelos no cohesivos y de la resistencia de los suelos cohesivos, pues es, en efecto un ensayo Dinámico de Esfuerzo Cortante In-Situ.

Las tablas I y II reflejan la compacidad y la resistencia de acuerdo con los resultados de la prueba de Penetración Standar.

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3. RELACIONES ENTRE EL NUMERO DE GOLPES "N" DEL SPT, DENSIDAD RELATIVA Y ANGULO DE FRICCION INTERNA (φ)

I.II.

III.III.1 Aporte de TERZAGUI y PECKRelacionan los valores de N-DR Y N-φ en forma independiente de la profundidad a la que se efectúa el ensayo, y por lo tanto de la sobrecarga efectiva en el nivel considerado (ver Fig. No. 5). Cuando el ensayo se efectúa en arenas finas o limosas bajo el nivel de la napa freática, debe reducirse el número de golpes a través de la siguiente relación:

Dónde:N'>15 (valor medido in/situ, debajo del N.F.)N = valor corregido.

III.2 Aporte de GIBBS y HOLTSProporciona correlaciones entre N, DR y la sobrecarga efectiva, tomando en consideración el grado de humedad y el tamaño de los granos. En la Fig. 6 se muestra la correlación entre "N" y la Densidad Relativa de una arena fina, seca, para diferentes valores de la sobrecarga efectiva. La Fig. 7 muestra la misma correlación para arenas gruesas, secas o húmedas. En las figuras mostradas se incluye la correlación de TERZAGHI y PECK a modo de comparación. Las propiedades de las arenas utilizadas por GIBBS y HOLTZ en sus investigaciones se muestran en la Fig. 8.

En todo caso, puede observarse que el hecho de utilizar la correlación de TERZAGHI y PECK, conduce a estimar una menor densidad relativa, y por ende a subestimar la capacidad de soporte del suelo, con excepción del caso de arenas secas o húmedas cuando "N" es aproximadamente mayor que 35 y la sobrecarga efectiva excede a 40 P.S.I. (2.8 Kg/cm²).

III.3 Aporte de Peck y BazaraaRelacionan la densidad relativa de la arena con el índice de penetración standard "N" y la presión de sobrecarga en el nivel donde se efectúa el ensayo, por medio de las siguientes relaciones:

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En la que "N" es el valor del S.P.T. para una arena con una densidad relativa DR y bajo una presión de sobrecarga σ. La figura No. 9 representa esta correlación.

III.4 Aporte de MeyerhofEn investigaciones realizadas entre 1953, 1954 y 1955 Meyerhof estableció una correlación entre N, DR, y φ, la cual es independiente de la presión de sobrecarga efectiva (ver figura No. 10).

Según el autor los valores de los ángulos son seguros para arenas limpias y uniformes, deben reducirse por lo menos 5 grados para el caso de arenas arcillosas en ausencia de ensayos de corte; para el caso de una mezcla de arenas con gravas pueden aumentarse hasta 5 grados.

Posteriormente en 1975 estableció una correlación en la cual se incluye el efecto de la presión de sobrecarga (σ) en el nivel donde se efectúa el ensayo, por medio de la siguiente relación.

SCHULTZE & MELZER ALPAN SCHULTZE & MENZENBACH BURMISTER

4. RELACIONES ENTRE EL NUMERO DE GOLPES "N" Y LA CONSISTENCIA DE LAS ARCILLAS

Durante la ejecución de los sondajes es posible estimar la resistencia por medio del Ensayo de Penetración, Fig. No. 12; sin embargo, para un número de golpes dado la dispersión con respecto al término medio puede ser muy grande. Por lo tanto, es recomendable como control realizar ensayos de compresión simple en las muestras obtenidas por la cuchara normal (los valores de laboratorio serán sensiblemente menores debido a la alteración de las muestras.

Se puede estimar en forma aproximada la resistencia de la compresión simple (qu) en función de N, para los tipos de suelos que se indica, mediante las relaciones siguientes

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En todo caso sería naturalmente riesgoso e incluso peligroso, pretender deducir directamente qu de N en una región donde no se hubiera realizado jamás ensayos previos comparativos. Según GRAUX, se puede ligar la resistencia a la compresión simple de arcillas con el valor de N por medio de la siguiente relación:

5. ALGUNAS APLICACIONES DEL ENSAYO DE PENETRACION STANDARD (S.P.T)

5.1 Determinación de la Capacidad Portante

5.1.1 Suelos GranularesLa capacidad de carga última (qult) de un suelo (Terzaghi y Peck) puede establecerse a partir de las siguientes relaciones:

en la que: (qult) capacidad de carga última (lb/pie²) B ancho de la fundación en pies D profundidad de la fundación (pies) RW y R'W factores de corrección por la posición de la Napa Freática propuesto

por TENG

Terzaghi y Peck han correlacionado el ancho de la fundación para que, con un valor de N dado,se obtenga una presión de contacto que produzca un asentamiento total máximo de 1", esta correlación se muestra en la figura 14 que es válida para arenas secas.

5.1.2 Suelos FinosEl ensayo de Penetración Standar fue ideado predominantemente para ser usado en suelos granulares, sin embargo, en trabajos de pequeña envergadura, puede conseguirse una menor economía utilizando un diseño conservador basado en resultados del S.P.T.La tabla No. IV proporciona una relación aproximada entre N, la consistencia y la capacidad de carga admisible (FS = 3) de suelos arcillosos. Al aplicar estas relaciones no se tiene

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un control sobre la magnitud de los asentamientos y en consecuencia deben ser efectuados por algún método en particular.

ANEXOS.

Figura1 y 2. Taladro con movimiento de rotación de alta velocidad, y circulando agua para extraer los detritos

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Figura 3. Perforación en tierra (Soil Boring)

A = 1.0 to 2.0 in. (25 to 50 mm)B = 18.0 to 30.0 in. (0.457 to 0.762 m)C = 1.375 ± 0.005 in. (34.93 ± 10.13 mm)D = 1.50 ± 0.05 - 0.00 in. (38.1 ± 1.3 – 0.0 mm)E = 0.10 ± 0.02 in. (2.54 ± 0.25 mm)F = 2.00 ± 0.05 – 0.00 in. (50.8 ± 1.3 – 0.0 mm)G = 16.0° to 23.0°The 1 ½ in. (39 mm) inside diameter spilt barrel may be used with a 16 gage wallthickness split liner. The penetrating end of the drive shoe may be slightly rounded orplastic retainers may be used to retain soil samples.

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MÉTODO DE ENSAYO ESTÁNDAR PARA LA RESISTENCIA A LA COMPRESION NO-CONSOLIDADA NO-DRENADA DE SUELOS COHESIVOS EN COMPRESION TRIAXIAL

1. ALCANCE

I.1 Este método cubre la determinación de la resistencia a la compresión no-consolidada no-drenada de especímenes cilíndricos de suelos cohesivos en condiciones inalteradas, remoldeadas o compactadas, utilizando la aplicación de deformaciones controladas o esfuerzos controlados de la carga de compresión axial, donde el espécimen está sujeto a la presión de confinamiento de un fluido en una cámara triaxial. El método proporción la medición de esfuerzos totales aplicados al espécimen, es decir, los esfuerzos no son corregidos por la presión de poros.

I.2 El ensayo proporciona datos para la determinación de las propiedades de resistencia y las relaciones esfuerzo-deformación de los suelos.

NOTA 1.- la determinación de la resistencia no-consolidada no-drenada de los suelos cohesivos sin confinamiento lateral está cubierta por los métodos de Ensayo D2166.

2. DOCUMENTOS APLICABLES

Normas ASTM:

D422 Método para el Análisis del tamaño de las Partículas de Suelos. D423 Método de Ensayo para el Límite Líquido de Suelos. D424 Método de Ensayo para el Límite Plástico e Indice de Plasticidad de

Suelos. D653 Determinaciones y Símbolos Relacionados a Mecánica de Suelos y

Mecánica de Rocas. D854 Método de Ensayo para la Gravedad Específica de Suelos. D1587 Método para el Muestreo de Suelos mediante Tubo de Pared Delgada. D2166 Métodos de Ensayo para la Resistencia a la Compresión no Confinada de Suelos Cohesivos. D2216 Método para la Determinación en Laboratorio del Contenido de Agua (Humedad) de Suelos, Roca y Mezclas Suelo-Agregado. D2487 Método de Ensayo para la Clasificación de Suelos con Propósitos de

Ingeniería.

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3. TERMINOLOGIA

I.II.

III.III.1 Definiciones

3.1.1 Ensayo de compresión triaxial.- un ensayo en donde un espécimen cilíndrico de suelo o roca encerrado en una membrana impermeable es sometido a una presión de confinamiento y después cargado axialmente hasta la falla.

3.1.2 Esfuerzo desviador (diferencia de esfuerzos principales.- la diferencia entre los esfuerzos principales mayor y menor en una prueba triaxial. El esfuerzo desviador (diferencia de esfuerzos principales) es igual a la carga axial aplicada al espécimen, dividida por el área de la sección transversal del espécimen, como se indica en la Sección 8. El esfuerzo principal mayor en el espécimen es igual al esfuerzo desviador más la presión de cámara, y el esfuerzo principal menor en el espécimen es igual a la presión de cámara.

III.2 Descripciones de Términos Específicos a esta Norma:

1.2.3.

3.13.2

3.2.1 Falla.- los esfuerzos de falla son tomados como los esfuerzos en el espécimen, correspondientes al esfuerzo desviador máximo (diferencia de esfuerzos principales) obtenido o al esfuerzo desviador (diferencia de esfuerzos principales) al 15% de deformación axial, cualquiera que sea obtenido primero durante la ejecución de un ensayo.

3.2.2 Resistencia a la compresión no consolidada-no drenada.- el valor del esfuerzo desviador máximo (diferencia de esfuerzos principales) durante el ensayo.

4. APARATOS

o Dispositivos de Carga Axial.o Dispositivo de Medición de Carga Axialo Dispositivo de Mantenimiento y Medición de la Presión de Celda.-

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o Celda de Compresión Triaxial o Tapa y Base del Espécimeno Indicador de Deformacióno Extractor de Muestrao Dispositivos de Medición del Tamaño del Espécimeno Cronómetro.-o Dispositivo para Pesadoo Aparatos Diversos

5. ESPECIMEN DE PRUEBA

I.II.

III.IV.V.

V.1 Tamaño del Especimen.- Los especímenes deberán tener un diámetro mínimo de 1.3 pulg (33 mm) y la partícula más grande contenida dentro del especimen de prueba deberá ser menor que un décimo del diámetro del especimen. Para especímenes que tienen un diámetro de 2.8 pulg (71 mm), o más, el tamaño de partícula más grande deberá ser menor de un sexto del diámetro del especimen. Si después de terminar un ensayo se encuentra que partículas de mayor tamaño están presentes, indique esta información en el reporte de datos. la relación altura-diámetro deberá estar entre 2 y 3. Medir la altura y el diámetro del especimen con aproximación a 0.01 pulg (0.3 mm).

V.2 Especímenes Inalterados.- Prepare especímenes inalterados de muestras inalteradasgrandes o de muestras obtenidas de acuerdo con el Método de Ensayo D1587 u otros procedimientos aceptables de muestras inalteradas en tubo. Especímenes obtenidos por muestreo en tubería pueden ser ensayados sin tallado, excepto para fines de conformación de los extremos, siempre que las características del suelo sean tales que no resulten en perturbación significativa del muestreo. maneje cuidadosamente los especímenes para minimizar alteraciones, cambios en sección transversal, o pérdida del contenido de humedad. Si compresión o algún tipo de alteración notable sería causada por el dispositivo de extracción, divida el tubo de ensayo longitudinalmente o córtelo en pequeñas secciones para facilitar la remoción del especimen con alteración mínima. Prepare especímenes tallados, siempre que sea posible, en un ambiente donde los cambios de humedad del suelo no excedan del 0.1%. Un cuarto de alta humedad controlada es usualmente utilizado para este propósito. Los especímenes deberán ser de una sección transversal circular uniforme con extremos perpendiculares al eje del especimen. Donde pequeñas piedras o desmoronamientos resulten en irregularidad

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excesiva en los extremos, empaquete suelo de los excesos de tallado en las irregularidades, para producir la superficie deseada. Como una alternativa, los especímenes pueden ser capeados con un espesor mínimo de mortero de París, hidrostone o material similar. Donde las condiciones de ensayo permitan, un torno vertical acomodando la muestra total puede ser usado como ayuda para tallar el especimen al diámetro requerido. Determine el peso del especimen de ensayo. El especimen deberá estar encerrado en la membrana de caucho y la membrana sellada a la base y a la tapa del especimen inmediatamente después de la preparación.

V.3 Especímenes Remoldeados.- Prepare primero el especimen inalterado fallado, todavía encerrado en la membrana de caucho y montado en la base del especimen con los dedos, y luego reformado el especimen, colocando un molde alrededor de éste y presionando sobre la tapa del especimen hasta que éste llene el molde apropiadamente. El molde deberá tener dimensiones tales que las dimensiones del espécimen remoldeado serán iguales a las del especimen inalterado. A fin de obtener una densidad uniforme, para remoldear a la misma relación de vacíos del especimen inalterado y para preservar el contenido de humedad (agua) natural del suelo, se debe evitar el atrapar aire en el especimen

V.4 Especímenes Compactados.- Prepare por compactación material alterado en por lo menos 6 capas usando una operación de presión o amasado en un molde de sección transversal circular que tenga las dimensiones que indican los requerimientos de la Sección 6.1. Los especímenes pueden ser preparados a cualquier contenido de humedad (agua) y densidad predeterminados por ya sea: (1) amasado o apisonamiento de cada tapa hasta que el peso acumulado del suelo colocado en el molde esté compactado a un volumen conocido ó (2) ajustando el número de capas, el número de apisonados por capa; y la fuerza por apisonado. El pisón usado para compactar el material deberá tener un área de contacto con el suelo menor que un sexto del área del molde. Después de formado el especimen, con los extremos perpendiculares al eje longitudinal, remueva el molde y determine el peso del especimen de ensayo. Si se requiere, los especímenes compactados deben ser humedecidos antes de la prueba. La anotaciones sobre el humedecimiento deben ser hechas en el reporte de los datos de la prueba.

6. PROCEDIMIENTO

I.II.

III.IV.V.

VI.

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VI.1 Con el especimen encerrado en la membrana de caucho, la cual está sellada a la tapa y a la base del especimen y ubicado en la celda, ensamble la celda triaxial. LLeve el pistón de carga axial en contacto con la tapa del especimen varias veces, para permitir el asentamiento y alineamiento apropiado del pistón con la tapa. Durante este procedimiento, cuide de no aplicar al especimen un esfuerzo desviador que exceda del 0.5% de la resistencia a la compresión estimada. Si el peso del pistón es suficiente para aplicar un esfuerzo desviador que exceda del 0.5% de la resistencia a la compresión estimada, el pistón deberá estar fijado por encima de la tapa del especimen después de chequear el asentamiento y el alineamiento y dejarlo fijado hasta la aplicación de la presión de la celda. Coloque la celda en posición en el dispositivo de carga axial. Cuide la alineación del dispositivo de carga axial, el dispositivo de medición de carga axial, y la celda triaxial, para prevenir la aplicación de una fuerza lateral al pistón durante la prueba. Fije el dispositivo de mantenimiento y medición de presión, y se usa un líquido de confinamiento, llene la celda hasta un nivel predeterminado. Ajuste el dispositivo de mantenimiento y medición de presión, a la presión de la celda deseada, y aplique la presión al fluido de la celda. Si el dispositivo de medición de la carga axial es colocado afuera de la celda triaxial, la presión de la celda producirá sobre el pistón una fuerza hacia arriba que reaccionará contra el dispositivo de carga axial. En este caso comience la prueba con el pistón ligeramente sobre la tapa del especimen y antes que el pistón esté en contacto con la tapa del especimen, mida y registre la fricción inicial del pistón y empuje hacia arriba producido por la presión de la celda y después corrija la carga axial medida, o ajuste el dispositivo de medición de carga axial para compensar por la fricción y el empuje. Si el dispositivo de medición de carga axial es colocado dentro de la celda, no será necesario corregir o compensar por la fuerza de levantamiento actuante sobre el dispositivo de carga axial o por la fricción del pistón. En ambos casos requiere la lectura inicial de indicador de deformación cuando el pistón contacte la tapa del espécimen

VI.2 Usando Deformaciones Controladas.- Aproximadamente 10 minutos después de la aplicación de la presión de celda (Nota 2), comience a aplicar la carga axial, de modo de producir deformaciones axiales a una velocidad de aproximadamente 1%/minuto para materiales plásticos y 0.3%/minuto para materiales frágiles que consigan un esfuerzo desviador máximo a aproximadamente 3 a 6% de la deformación. A estas velocidades, el tiempo transcurrido para llegar al esfuerzo desviador máximo será de aproximadamente 15 a 20 minutos. Registre los valores de la carga-deformación para:0.1, 0.2, 0.3, 0.4 y 0.5% de la deformación; luego para incremento del 0.5% de deformación hasta 3% ; y posteriormente para cada 1%. Tome las lecturas suficientes para definir la curva esfuerzo-deformación; por ello, un mayor número de lecturas podrían ser necesarios en las etapas de la prueba, así como cuando se aproxima la falla. Continúe la carga hasta el 15% de la deformación, excepto que la carga pueda

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suspenderse cuando el esfuerzo desviador haya descendido hasta el 20% o cuando el 5% de la deformación axial ocurre después de un pico máximo en el esfuerzo desviador.

NOTA 2.- El propósito de este intervalo de tiempo es permitir al especimen estabilizarse bajo la presión de celda antes de la aplicación de la carga axial.

7. CALCULOS

I.II.

III.IV.V.

VI.VII.

VII.1 Calcule la deformación axial, ε, para una carga axial aplicada dada, como sigue:

ε = Δ L / LoDónde:

ΔL = cambio en la longitud del espécimen como se lee en el indicador de deformaciónLo = longitud inicial del especimen de prueba L cuando el pistón contacta con la tapa del especimen.

VII.2 Calcule el área promedio de la sección transversal, A, para una carga axial aplicada dada como sigue:

A = Ao / ( 1- ε )Dónde:

Ao = área inicial promedio de la sección transversal del espécimen, yε = deformación axial para la carga axial dada.

VII.3 Calcule el esfuerzo desviador (diferencia de esfuerzos principales), σ1-σ3, para una carga axial aplicada como sigue:

σ1 - σ3 = P / ADónde:

P = carga axial aplicada dada (corregida por levantamiento y fricción del pistón, si se requiere) (ver sección 7.1), yA = área de sección transversal promedio correspondiente.

VII.4 Curva Esfuerzo - Deformación.- Prepare un gráfico que muestre la relación entre el esfuerzo desviador (diferencia de esfuerzos principales) y la deformación axial, graficando el esfuerzo desviador como ordenada y la deformación axial como abscisa.

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Seleccione la resistencia a la compresión y la deformación axial en la falla, de acuerdo con las deformaciones de 4.2.1 y 4.2.2.

VII.5 Corrección por Resistencia de la Membrana de Caucho.- La ecuación siguiente puede ser usada para corregir la resistencia a la compresión por efecto de la membrana de caucho, si el error en el esfuerzo desviador debido a la resistencia de membrana excede al 5%:

Dónde:Δ(σ1 - σ3) = la corrección a ser substraída de resistencia a la compresión

medida.Do = diámetro inicial del especimen,Mε = módulo de compresión de la membrana, yε = deformación axial.

El módulo de compresión de la membrana puede ser determinado mediante la suspensión de una longitud de 0.5 pulg de la membrana sobre una varilla delgada colocando otra varilla a lo largo de la base de la membrana suspendida y midiendo la fuerza por unidad de deformación al extender la membrana. En pruebas de suelos muy blandos, el efecto de la membrana puede ser significativo; sin embargo, para la mayoría de los suelos ensayados usando membranas como se prescribe en 5.7, la corrección es insignificante y puede ser ignorada.

VII.6 Calcule los esfuerzos principales mayor y menor en la falla como sigue:

Esfuerzo principal menor, σ3 = presión de celda, yEsfuerzo principal mayor, σ1 = esfuerzo desviador en la falla más la presión de celda.

ENSAYO DE COLAPSO

1. SUELOS COLAPSABLES

Los suelos colapsables son aquellos sin saturar en los cuales se produce un reacomodo radical de las partículas y una gran pérdida de volumen por remojo con o sin carga.La existencia de estos suelos en el mundo y las dificultades ocasionadas a las edificaciones cimentadas sobre ellos han sido reconocidos ampliamente.

Tipos de Suelos Colapsables

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Los depósitos más extensos de suelos colapsables son eólicos o depósitos transportados dearena y limos (loess). Se incluye llanuras de avenidas aluviales, abanicos, flujos de lodo,depósitos coluviales, suelos residuales y tufos volcánicos que pueden producir sueloscolapsables. En la mayoría de los casos los depósitos se caracterizan por ser estructuras sueltas de granos gruesos, frecuentes en tamaño de limos a arena, en la Fig N° 1 se presentan estructuras típicas de suelos colapsables.

Fig. 1: Estruct ra utípica de suelo Colapsable

2. CAUSAS DEL FENOMENO

Estructura parcialmente saturada potencialmente inestable. Una componente de esfuerzo aplicado o existente, lo suficientemente alta para

desarrollar una condición metaestable. Un ligante resistente o un agente cementante para estabilizar contactos intergranulares,

el cual se reduce por remojo ocasionando el colapso. La mayoría de suelos colapsables involucra la acción de partículas arcillosas en los enlaces entre los granos gruesos de arena.

Agentes cementantes tales como: óxido de hierro, carbonato de calcio, o la soldadura de granos en contacto, proporcionan esfuerzos resistentes para muchos suelos colapsables.

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La acción de este cementante es frecuentemente el agente principal de colapso en loess. El grado al cual el agente cementante pierde su efectividad depende del grado de contaminación, del ingreso del agua y del grado de disolución del agente cementante involucrado.

Un incremento en la carga podría aumentar este efecto; también una elevación en la presión sobre el suelo incrementaría el grado de disolución, el cual podría producir un incremento retardado en la consolidación. Sin embargo, cualquiera que sea la base física del esfuerzo ligante, todos los suelos colapsables son debilitados por la adición de agua. Un colapso es más inminente cuando los granos son mantenidos juntos por succión capilar, siendo lento en el caso de cementante químico y mucho más lento en el caso de arcillas.

Reconocimiento del Problema en Campo y Laboratorio

Un ingeniero geotécnico debe saber identificar fácilmente los suelos que pudieran colapsar y determinar la cantidad de colapso que puede ocurrir. Los depósitos de suelos más probables a colapsar son:

a) Terraplenes o rellenos sueltos.b) Arenas alteradas transportadas por el viento.c) Lavado de colinas de consistencia suelta.d) Granito descompuesto u otra roca ígnea ácida.

Gibbs (1963) ha propuesto el uso de la densidad seca natural y el límite líquido como criterio para predecir el colapso. Su método está basado en la premisa de que un suelo que tiene suficientes espacios vacíos para retener una humedad equivalente a su límite líquido en saturación, es susceptible de colapsar en estado sumergido. Los suelos cuyas densidades han sido graficada sobre la línea mostrada en la Fig. N° 2, se encuentran en condición suelta y cuando estén completamente saturados tendrán un contenido de humedad mayor que el límite líquido.

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Fig. 2: Suelos Colapsables y No Colapsables

3. ENSAYOS DE COLAPSO EN EL LABORATORIO

3.1 Equipo Los aparatos serán de acuerdo a los requerimientos del ensayo de consolidación

Unidimensional ASTM D2435. Los discos porosos y papel filtro que cumpla el requerimiento del ensayo de

consolidación.

3.2 Preparación de la muestra e instalación

La muestra debe ser relativamente inalterada. Para determinar el potencial de colapso (Ic), las muestras deben ser tomadas utilizando métodos secos como son: el barreno de doble y bloques extraídos manualmente. Cortar el suelo de acuerdo con las dimensiones del anillo del ensayo de consolidación unidimensional.Determinar sus propiedades físicas, tales como humedad natural, peso, volumen, gravedad específica de sólidos, límites de consistencia, distribución granulométrica, según las normas.

3.3 Procedimiento del ensayo de colapso

Instalar la muestra en el anillo del consolidómetro después de haber determinado el pesoinicial de la masa húmeda y altura de la muestra y fijar el conjunto anillo-muestra en elconsolidómetro.

Aplicar una carga de contacto 0.05 kg/cm2 (5 Kpa), después de 5 min tomar lectura deldeformímetro, aplicar incrementos de carga a cada hora, hasta que se aplique la presiónvertical apropiada. Los incrementos de carga serán 0.12, 0.25, 0.50, 1.00, 2.00, etc Kg/cm2(12, 25, 50, 100, 200, etc) o cargas de acuerdo al método de ensayo ASTM D2435, registrar la deformación antes de incrementar una nueva carga.

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El esfuerzo que se aplicará al suelo para evaluar el colapso dependerá de que si el potencial de colapso (Ic) o índice de colapso (Ie) determinado es apropiado para el caso estudiado.El potencial de colapso (Ic) es la magnitud de colapso relativa del suelo, determinado para cualquier presión vertical.El índice de colapso (Ie) es la magnitud de colapso relativa del suelo determinado bajo unapresión de 2 kg/cm2 (200 Kpa).

Después de aplicar la carga vertical apropiada, por el tiempo de 1 hora, inundar la muestra con agua desairada y destilada, registrar las deformaciones vs tiempo para un ciclo de lecturas de 0.1, 0.25, 0.50, 1, 2, 4, 8, 15 y 30 min, 1, 2, 4, 8, 24 h. o según el ensayo ASTM D2435.

Continuar el ensayo según procedimiento del método de ensayo de consolidaciónunidmensional D2435. La duración de cada incremento de carga en el estado inundado será de 24 h o hasta que la consolidación primaria sea completa. En la Fig. N° 3 se presenta un resultado típico del ensayo de colapso.

Figura 3: Prueba Típica de Ensayo de C

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Figura 4: Prueba de Doble Consolidación y Figura 5: Prueba de Doble Consolidación yReajuste para suelo Normalmente Consolidados Reajuste para Suelos Consolidados

3.4 Cálculo

Determinación del potencial de colapso.

Dónde:di = lectura del dial con el esfuerzo adecuado antes de la saturación (mm.)df = lectura del dial bajo el esfuerzo adecuado después del humedecimiento (mm.)ho = altura inicial de la muestra (mm.)Puede ser evaluado en términos de relación de vacíos:

donde:Δe = cambio de relación de vacíos bajo el esfuerzo adecuado antes y después de la

inundación.eo = relación de vacío inicial

La evaluación de un suelo colapsable será de acuerdo a la siguiente tabla:

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4. CONCLUSIONES

El colapso de los suelos es la disminución moderada de volumen cuando está con bajo contenido de humedad y una gran pérdida cuando está sumergido.

La magnitud de asentamiento depende del contenido de humedad del suelo. En estado sumergido y bajo la aplicación de cargas verticales los suelos colapsables presentan un mayor asentamiento.

Los suelos colapsables existen en todo el mundo principalmente en la regiones áridas y semiáridas. Los depósitos eólicos, coluviales, residuales, tubos volcánicos, etc. Son suelos que pueden ser colapsables.

En muchos casos los suelos colapsables no son detectados durante la inicial investigación. Mayor investigación sobre la existencia de estos suelos y los métodos de tratamiento son necesarios.

5. REFERENCIAS

5.1 1. ASTM D5333-92 (Reaprobado 1996)"Measurement of Collapse Potential of Soils"

5.2 2. Journal of the Geotechnical Engineering Division, 1980 "Design Considerations for Collapsible Soils".

ENSAYO DE EXPANSION

1. SUELOS EXPANSIVOS

Expansión es el aumento del volumen del suelo debido al flujo del agua por el cambio de la carga hidráulica a causa de las presiones intersticiales negativas. Es el comportamiento de los suelos como resultado de cambios en el equilibrio de sus componentes mecánicos y físico químicos.

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Los suelos expansivos se caracterizan por tener el siguiente comportamiento mecánico.- Contracción de la arcilla debido al secado.- Expansión de la arcilla al humedecerse.- Desarrollo de presiones cuando está confinada y no puede expandirse.- Disminución de la resistencia al corte y de la capacidad de soporte al expandirse.

2. METODOS DE RECONOCIMIENTOS DE SUELOS EXPANSIVOS

Existen diferentes Métodos de Clasificación del Potencial de Suelos Expansivos, dentro de los que se pueden citar los siguientes:

1. Métodos de Identificación Mineralógica

La composición mineralógica de los Suelos Expansivos tienen una influencia en el potencial de su hinchamiento, la carga eléctrica negativa de la superficie de los minerales, la fuerza de enlace entre ellos y la capacidad de cambio de cationes contribuyen en la expansión de las arcillas. La capacidad de absorción de agua de algunos minerales, como la motmorillonita, es otro factor determinante en el potencial de expansión. Por lo tanto la identificación de estos minerales a través de difraxión de rayos X, etc., nos permite determinar dicho potencial.

2. Método Indirecto

Métodos de Indices. como los ensayos de Límite de Atterberg, contracción lineal, contenido coloidal, etc. Existen una serie de correlaciones que permiten estimar el potencial de expansión a partir de estos índices, tal como se muestra en las Tablas 1 y 2.

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Método de actividad. Propuesto por Seed, Woodward y Lundgren (1962). Fig. 1.

Dónde:Ip = Indice plásticoc = Porcentaje de tamaño de partículas menor de 0.002 mm.

Medida de cambio potencial de volumen (PVC)

La determinación del cambio potencial del volumen (PVC) del suelo fue desarrollado por T.W. Lambe (1960), muestras remoldeadas fueron ensayadas en el anillo de consolidación con esfuerzo de compactación de 55,000 lb-pie/pie3 bajo una presión inicial de 220 lib/pie2, añadiéndose agua y midiéndose la presión de expansión, ésta es designada como índice de hinchamiento. De la figura 2 el índice de hinchamiento puede ser convertido a cambio potencial de volumen. Lambe (1960) estableció las categorías de PVC. Tabla N° 3.

Tabla 3: Cambio Potencial de Volumen (PVC) Lambe, 1960

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Figura 1: Cambio potencial de volumen, Lambe 1960.

Figura 2: Actividad, Seed Woodward y Ludgren, 1962

3. Métodos Directos

Los métodos más confiables para determinar el potencial y presión de hinchamiento delos suelos, son por mediciones directas, las cuales pueden ser realizadas en el campo oen el Laboratorio.

Método de Campo

La prueba de carga de expansión en el campo es la prueba más significativa donde se trata de encontrar la presión de expansión para un cierto cambio de volumen. La ventaja

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es de controlar o determinar la expansión vertical, aunque el cambio de volumen es tridimensional.

La desventaja es que se requiere un mayor tiempo para obtener un contenido dehumedad uniforme en toda la masa del suelo.

Método de Laboratorio

Ensayo de Expansión o Asentamiento Unidimensional de Suelos Cohesivos.

Este ensayo está basado en las Normas ASTM D4546. Este método puede ser usadopara determinar la magnitud de expansión o asentamiento bajo una presión verticalconocida, o determinar la magnitud de presión vertical necesario para mantener el volumen o altura constante

3. MUESTRA

La muestra de suelo puede ser inalterada o compactada en el laboratorio. Las muestras inalteradas deben ser obtenidas mediante técnicas de exploración como ASTM D1587 y D3550, para minimizar perturbaciones, cambio de humedad, peso, etc. en el transporte y preparación de la muestra.

Instalación de la Muestra en el Aparato

Tallar e instalar en el anillo de la muestra de consolidación unidimensional. Del material de corte, determinar sus propiedades físicas tales como humedad natural, gravedad específica de sólidos, límites de consistencia, distribución granulométrica y de la muestra a ensayar determinar su peso volumétrico. Instalar la celda de consolidación y aplicar una carga de asiento de 0.01 kg/cm2 (1 Kpa), después de 5 minutos ajustar el indicador de deformación y anotar la lectura inicial.

4. PROCEDIMIENTO DEL ENSAYO

Este ensayo es desarrollado bajo tres métodos:

Método A

Después de tomar la lectura inicial de deformación bajo la carga de asiento de 0.01Kg/cm2, llenar con agua la celda, en estas condiciones la muestra se expande. Tomar lecturas de deformación a 0.1, 0.2, 0.5, 1.0, 2.0, 4.0, 8.0, 15.0 y 30 min, 1, 2, 4, 8, 24,

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48, 72 h, continuar el ensayo, hasta que las lecturas de deformación sean similares; en esta condición la muestra ha generado expansión primaria y secundaria o hasta que la expansión primaria sea completa.

La expansión primaria usualmente es la que se desarrolla a corto plazo y la expansión secundaria es la que se desarrolla a largo plazo. Del gráfico tiempo-expansión (Fig. N° 3), se trazan tangentes a las curvaturas de pendientes abruptas y suave; la intersección de estas tangentes nos determina los tramos de expansión primaria y secundaria.

Después de completada la expansión aplicar presiones verticales de 0.05, 0.10, 0.20,0.40, 0.80, etc., Kg/cm2 (5, 10, 20, 40, 80 Kpa, etc) manteniendo cada presión constante de acuerdo al procedimiento del ensayo de consolidación unidimensional Norma ASTM D2435. Aplicar la presión hasta obtener la relación de vacíos inicial.

Este método puede ser modificado aplicando la presión vertical inicial equivalente a la presión in situ u otra carga apropiada durante 5 min. Tomar la lectura del deformimetro y quitar la presión excepto la carga de asiento (0.01 kg/cm2) y después de 5 min., tomar la lectura de deformímetro e inmediatamente inundar el especímen y continuar el ensayo del modo ya descrito. En la Fig. N° 4a se muestra el procedimiento de este Método.

Figura 3: Curva de Expansión

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Figura 4 (a): Curva de Presión Vs. Relación de Vacíos – Método A

Método B

Después de tomar la lectura inicial del deformímetro bajo la carga de asiento aplicar lacarga vertical equivalente a la presión in situ estimada u otra carga apropiada. Después de 5 min. tomar la lectura de deformación e inmediatamente inundar con agua la muestra. Seguir el procedimiento descrito en el Método A, etapa de expansión y consolidación. En la Fig. N° 4b se muestra el procedimiento de este método.

Figura 4 (b): Curva de Presión Vs. Relación de Vacíos – Método B

Método C

Después de tomar la lectura inicial del deformímetro bajo la carga de asiento (0.01kg/cm2) aplicar la carga vertical (σ1) equivalente a la presión in situ estimada u otracarga apropiada. Después de 5 min. tomar la lectura del deformímetro, inmediatamente inundar el especímen con agua, aplicar incrementos de carga vertical necesarios para prevenir la expansión. La variación de deformación no debe ser mayor de 0.01 mm obteniéndose la presión de expansión. Después continuar con las cargas de

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consolidación como fue descrito en el Método A. En la Fig N° 4c se presenta el procedimiento de este método.

Figura 4 c: Curva de Presión Vs. Relación de Vacíos – Método C

5. CÁLCULOS

Se determinará el contenido de humedad inicial, final, masa húmeda, masa seca inicial y final, relación de vacíos en cada etapa de carga y el cálculo del porcentaje de expansión (%E).

Cálculo del Porcentaje de expansion (% E )

Método AEl porcentaje de expansión libre (%E) con una presión vertical de asiento de 0.01 Kg/cm2 (1 Kpa) se determina con la siguiente relación:

donde:Δh = cambio de altura del especímen.ho = altura inicialese = relación de vacíos después de estabilizarce la expansión bajo la carga deasiento σse.eo = relación de vacíos inicial.γdo = peso unitario seco correspondiente a la relación de vacíos eo.γd se = peso unitario seco correspondiente a la relación de vacíos ese.

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Método BEl porcentaje de expansión (%E) Para levantar la presión vertical (σvo), se determinará con la siguiente relación:

donde:evo = relación de vacíos después de haberse estabilizado la expansión, bajo la cargaaplicado σvo.γdvo = peso unitario seco correspondiente a la relación de vacío evo.

Método CEl porcentaje de expansión (%E) que se obtiene para levantar la presión vertical in situo una presión vertical correspondiente a eo se determina con la siguiente relación (FigN° 4 c)

ENSAYO DE EXPANSIÓN MÉTODO DE INDICE DE EXPANSIÓN

Este método de ensayo basado en las Normas ASTM D4829 proporciona el índice del potencial de expansión de suelos bajo el estado inundado con agua.El índice de expansión es usado para medir la propiedad expansiva del suelo siendo comparables con otro índices tal como los límites de consistencia.

EQUIPO

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El equipo debe ser tal como el consolidómetro unidimensional o equivalente. Los discos porosos y papel filtro similares al del consolidometro unidimensional.

Molde de compactación de especímen.- El molde de preparación del especímen serácilíndrico de dimensión de diámetro 101.9 mm y altura 50.8 diseñado para ajustar un anillo removible de 25.4 mm de altura y 101.9 mm de diámetro.

Pisón.- El martillo de 50.8 mm (2.0 pulg) de diámetro, 2.5 kg (5.5 lib f) de peso con altura de caída libre de 305 mm (12 pulg) correspondiente al Método de Ensayo ASTM D698,Compactación Proctor Estándar.

Muestra.- La muestra será seca, si está húmeda el secado puede ser al aire o con el uso del horno a temperatura de 60°c se deberá tamizar la muestra por la malla N° 4.

Moldeo del Especímen

Mezclar la muestra con un volumen de agua de tal manera que el contenido de humedad sea aproximado al óptimo del ensayo de compactación Proctor Estándar. La preparación del especímen será por compactación con el martillo, en el molde con dos capas iguales y 15 golpes cada capa y altura total de 51.0 mm, después recortar el especímen quitando las porciones superior e inferior del molde del anillo y nivelando. Se debe ajustar el contenido de humedad del especímen de tal manera que el grado de saturación sea 50 ± 1%; si el grado de saturación no está en este rango entonces quitar la muestra del molde y corregir el volumen de agua agregando o secando y compactar nuevamente el especímen. Alternativamente el índice de expansión a 50% de saturación puede ser calculado del índice de expansión medido para a una saturación con rango de 40 a 60%.

PROCEDIMIENTO DEL ENSAYO

Instalar el especímen compactado en el anillo del consolidómetro con los discos porosossuperior e inferior con sus respectivos papeles filtro con una carga de 0.07 kg-cm2 (6.9 Kpa).

Dejar por espacio de 10 min., después tomar la lectura del deformimetro con exactitud de

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0.003 mm. Inundar el especímen en agua destilada haciendo lecturas periódicas de deformaciones por un periodo de 24 h o hasta que la proporción de expansión sea menos de0.0005 mm/h. Sin embargo en ningún caso la toma de lecturas será menos de 3h. Luego de finalizado el ensayo quitar especímen del equipo determinar la masa, humedad, etc.

CÁLCULO

Cálculo del peso volumétrico, humedad e índice de expansión (EI).El índice de expansión se determinara con la siguiente relación:

donde:ΔH = Cambio de altura (D2 - D1) cm.Ho = Altura inicialLa evaluación de un suelo potencialmente expansivo será según la siguiente tabla:

6. CONCLUSIONES

La expansión de los suelos es el aumento de volumen, como resultado de los cambios en el equilibrio de sus componentes mecánicos, físicos y químicos.

Los suelos potencialmente expansivos pueden ser identificados por métodos indirectos y directos. Los métodos indirectos serán mediante la evaluación de las propiedades de índices, los métodos directos, mediante las pruebas de campo y laboratorio.

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Los ensayos de laboratorio se pueden evaluar en muestras de suelo inalteradas o compactadas.

Las muestras inalteradas deben ser obtenidas siguiendo las normas de exploración de campo.

Los ensayos de laboratorio se realiza mediante el uso de los equipos de consolidación unidimensional, Norma ASTM D2435, en estado sumergido en agua desairada y destilada.

En los ensayos de laboratorio para determinar el potencial de expansión o asentamiento unidimensional, se realizarán ensayos de expansión libre bajo una carga de asiento, o se controla la expansión determinando la carga de control de expansión.

Con este método se determina el porcentaje de expansión (%E), para una determinada presión vertical como puede ser la presión in-situ estimada u otra carga apropiada.

Los ensayos realizados en muestras compactadas siguiendo las Normas ASTM D4829 nos determina el índice potencial de los suelos.

Las estimaciones de expansión de suelos determinados por ensayos de laboratorio pueden ser conservadores por algunas condiciones de campo como son:

o La expansión lateral y presión de confinamiento no son simulados.o La expansión en el campo usualmente ocurre bajo la presión de sobrecarga

constante dependiendo del agua, disponible en la cimentación o de la situación de desplante pudiendo ser cíclico.

7. REFERENCIAS

1. ASTM D4546-96 "ONE - DIMENSIONAL SWELL OR SETTLEMENTPOTENTIAL OF COHESIVE SOILS"

2. ASTM D4829-95 "EXPANSION INDEX OF SOILS".

3. F. H. CHEN "FOUNDATIONS ON EXPANSIVE SOILS".

BIBLIOGRAFIA.

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2. CISMID - FIC - UNI. Seminario Taller de Mecánica de Suelos y Exploración Geotécnica. Segunda edición digital Abril, 2011 Lima – Perú

3. AUGUSTO JOSÉ LEON. Apuntes sobre resistencia al corte. UNP

4. TERZAGHI, K. and R. PECK, "Soil Mechanics in Engineering Practice", Second Edition – John Wiley and Sons, Inc., New York, 1967.

5. CARLOS CRESPO VILLALAZ. Mecánica de suelos y cimentaciones. 5ta edición. ED. Limusa.

6. PECK – HANSON , THORNBURN. Ingeniería de Cimentaciones. Limusa México.

7. BRAJA M. DAS. Principios de Ingeniería de cimentaciones. International Thomsom Editores. 4a edición.

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02.- Estudio de Suelos Con Fines de Cimentaciones

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