GENERACION DE PRESIÓN DE POROS EN … · Una curva de fluencia (o una línea del estado límite)...

GENERACION DE PRESIÓN DE POROS EN PROCESOS CÍCLICOS NO DRENADOS

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Si la SEL es una superficie de fluencia, se generarán deformaciones elásticas y plásticas simultáneamente mientras el estado de esfuerzos esté en la superficie, y se asume que solamente suceden deformaciones elásticas si el estado se encuentra dentro de la superficie.

Si se idealiza al suelo como un material elástico e isotrópico, los efectos cortantes y volumétricos en el campo elástico están desacoplados y los cambios de volumen solo se relacionan con los cambios en p´ y son independientes de cualquier cambio en q. Esto significa que, dentro de la SEL, el estado de esfuerzos permanece en un plano vertical por encima de una línea de expansión particular. Este plano vertical se conoce como una Pared Elástica (PE). En la Figura 3.22 se observa que la intersección entre una pared elástica y la SEL es una curva de fluencia (o Línea del Estado Límite, LEL).

Es necesario recordar que hay un número infinito de paredes elásticas relacionadas cada una con una línea de expansión particular, y un número infinito de curvas de fluencia.

Figura 3.22. Pared elástica y curva de fluencia de un suelo. Tomado de Atkinson (2007).

3.5. CAMCLAY Y EL COMPORTAMIENTO DEL SUELO ANTES DE LA FALLA

El modelo Cam-clay asume que la superficie del estado límite es una superficie de fluencia y una superficie de potencial plástico, y que el endurecimiento por deformación se relaciona con las deformaciones volumétricas plásticas. Las predicciones teóricas acerca del comportamiento mecánico del suelo con este modelo son parecidas a las obtenidas de resultados experimentales en suelos reconstituidos y algunos intactos (Atkinson, op. cit.).

3.5.1. La Superficie del Estado Límite en el modelo Cam-clay

La ecuación básica para la SEL es:

Para suelos que endurecen por deformación (Superficie de Roscoe): �Μ�; + < �� − �= �� ′ − <> − �� − �= = 1.0 (1)

Para suelos que ablandan por deformación (Superficie de Hvorslev):


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�Μ�; − <A − BB�′ = +C� <> − �� = = 1.0 (2) Donde Μ, λ, κ, y Γ son parámetros que dependen solamente de la naturaleza del suelo.

Recordando que la Línea de Comprensión Isotrópica o Normal está dada por: � = Ν − � ∙ �� ´ (3)

y una Línea de Expansión o Descarga Isotrópica (LDI) por: � = �� − � ∙ �� ´ (4)

Aplicando la ecuación (1) para las condiciones de la línea de compresión isotrópica (3), se obtiene: < �� − �= ln �; − G> − H + � ln �;� − � I = 1.0

→ H − >� − � = 1.0 → > = H − (� − �) (5) Con lo que se comprueba que Γ no es un parámetro independiente.

Las curvas mostradas en la Figura 3.21 son secciones de volumen constante y la ecuación para una trayectoria de esfuerzos no drenada se obtiene al considerar que υ= Γ- λln(pć), donde pć es la intersección de la sección a volumen constante y la línea de estado crítico: �A�; + < �� − �= �� G �′�′*I = 1.0 (6)

Una curva de fluencia (o una línea del estado límite) es la intersección de una pared elástica (ecuación 2) con la superficie del estado límite. En la línea del estado crítico el volumen específico es υc y el esfuerzo efectivo normal es pć (ver Figura 3.23), donde: �* = �� − � ∙ ��´* = Γ − � ∙ ��´*


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Figura 3.23. Curva de fluencia en el modelo Cam-clay. Tomado de Atkinson (2007).

Eliminando υ y υκ, la ecuación de una curva de fluencia es: �A�; + �� G �′�′*I = 1.0 (7)

Por lo tanto, si el esfuerzo desviador es nulo (q= 0), el esfuerzo de fluencia p´y se relaciona con el esfuerzo en el estado crítico p´c en la misma curva de fluencia así:

G�′M�′* I = exp(1.0) = 2.72

3.5.2. Determinación de las deformaciones plásticas

Como la curva de fluencia se considera como una curva de potencial plástico, el incremento del vector de deformaciones plásticas δεp es perpendicular a la curva como se muestra en la Figura 3.24 Si las líneas son ortogonales el producto de sus pendientes es -1, así: ��´ ∙ �� = −1

Y derivando la ecuación (8): ��´ = ��; − Μ

�� = Μ − ��; (8()


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El parámetro de fluencia F que lo define la relación M - q/p´ define si el estado de esfuerzos está del lado húmedo o del lado seco del estado crítico:

R = Μ − ��; = Μ − S´ (8T)

Figura 3.24. Potencial plástico y deformaciones plásticas en el modelo Cam-clay. Tomado de Atkinson (2007).

En el estado crítico, cuando η´= Μ los cambios volumétricos plásticos son nulos δεpp=0

(F=0). Del lado húmedo η´< Μ (F>0) y δεpp es positivo (comportamiento contráctil),

mientras que del lado seco η´> Μ (F<0) y δεpp es negativo (comportamiento dilatante)

(Figura 3.25).

Figura 3.25. Vectores de deformación plástica en el modelo Cam-clay. Tomado de Atkinson (2007).

3.5.3. Fluencia y endurecimiento

Al variar la trayectoria de esfuerzos en la SEL se presentan incrementos de deformaciones elásticas y plásticas debido a la fluencia y el endurecimiento (o ablandamiento si el estado de esfuerzos esta sobre el lado seco) producido al pasar de una superficie de fluencia a otra, y los cambios del esfuerzo de fluencia se relaciona con el cambio volumétrico plástico en el modelo Cam-clay. �� = �� + �� (9) δεX = δεXY + δεXZ (10)


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En que las deformaciones elásticas son:

�� = 1�′ ∙ ��; (11) �� = [\] ∙ �� (12)

En la Figura 3.26 se muestra un incremento de carga A → B del lado húmedo del crítico y el estado de esfuerzos se mueve de una curva de fluencia a otra mayor con un incremento en el esfuerzo de fluencia y una reducción de su volumen. El incremento de carga C → D del lado seco se asocia con una disminución de la superficie de fluencia y un incremento del volumen.

La ecuación de la SEL de Roscoe (del lado húmedo) se puede reescribir así:

� = > + � − � − � ∙ �� ′ − (� − �) ∙ �Μ ∙ �′

Derivando y dividiendo por el volumen específico (υ) y recordando que δεp=-δυ/υ:

�� = ^ ��′ − (� − �)S;��;Μ _ ��; + ^(� − �)��;Μ _ �� (13)

Figura 3.26. Endurecimiento y ablandamiento en el modelo Cam-clay. Tomado de Atkinson (2007).

Sustrayendo de la anterior expresión la deformación volumétrica elástica (ecuación (11)), las deformaciones plásticas son:

�� = (� − �)��;Μ `(A − S′)��; + ��a (14)


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Y de la ecuación (8):

�� = (� − �)��;Μ b��; + ��(A − S′)c (15) 3.5.4. Ecuaciones constitutivas completas del modelo Cam-clay para un suelo que

endurece por deformación

Las ecuaciones constitutivas completas del modelo Cam-clay en la superficie de Roscoe se obtienen al adicionar las deformaciones elásticas dadas por las ecuaciones (11) y (12) a las deformaciones plásticas (ecuaciones (14) y (15)).

�� = ^ ��′ + (� − �)Μ��′ (Μ − S;)_ ��; + ^(� − �)Μ��′ _ �� (16) �� = ^(� − �)Μ��′ _ ��; + ^ 13 + (� − �)Μ��′(Μ − S;)_ �� (17)

Para facilitar la implementación del modelo en las hojas de cálculo, las ecuaciones anteriores pueden condensarse en una sola ecuación matricial de la siguiente forma:

�� = dee

f 1� ′

+ ( ) (B)(R ∙ ) 13 ′ + (R ∙ B) ghh

i ��´�� (18)

En que las distribuciones plásticas de la matriz elastoplástica se han escrito entre paréntesis: �� = ∙ ��′ + B ∙ �� = R ∙ ∙ ��′ + R ∙ B ∙ ��

Como se asume que el material es isotrópico, la matriz de compresibilidad es simétrica:

R ∙ = B → = BR (19)

Y los parámetros de endurecimiento plásticos son:

= (� − �)� ∙ A ∙ �′ ∙ jA − S′k (20) B = � − �� ∙ A ∙ �′ (21)

De esta manera, las relaciones deformación-esfuerzo para suelos que endurecen por deformación son:


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l��

m = deef

1� ′

+ <BR= (B)(B) 13 ′ + (R ∙ B) gh

hi l��′�� m (22)

Sobre la ecuación (22) deben hacerse ciertas precisiones:

- G y H no son constantes y dependen de los valores corrientes de los esfuerzos y del volumen específico.

- Es aplicable en procesos de carga siempre y cuando los estados de esfuerzos y el volumen específico permanezcan en la Superficie del Estado Límite de Roscoe.

- En procesos de descarga, o de carga bajo la SEL, las deformaciones son elásticas y los términos entre paréntesis son nulos. Para formular este caso basta con hacer que el parámetro H sea cero.

- El símbolo δ significa “incremento”, que no es exactamente la derivada; por ello los cálculos han de ser incrementales.

En síntesis: la ecuación (1) representa las ecuaciones constitutivas de un material elastoplástico, isotrópico, que endurece por deformación.

3.6. PARÁMETROS DE PRESIÓN DE POROS

La respuesta del suelo depende de los esfuerzos efectivos que actúan en éste y en muchas situaciones es más fácil estimar de las condiciones de equilibrio de esfuerzos, los cambios en los esfuerzos totales que ocurren en el suelo como resultado, por ejemplo, del progreso de una construcción. Un análisis del comportamiento esperado del terreno (de cómo éste fallará o cuánto se deformará) requiere de la estimación de la presión de poros que probablemente se desarrollará como resultado de los cambios aplicados en los esfuerzos totales y de esta manera se pueden estimar los cambios en los esfuerzos efectivos.

Con el modelo Cam-clay se puede evaluar la generación de excesos de presión de poros al relacionar este proceso con el cambio en los esfuerzos a partir del uso de los “parámetros de presión de poros”. El principio de los esfuerzos efectivos indican que la presión de poros es la diferencia entre el esfuerzo promedio total y el esfuerzo promedio efectivo. n = � − �´ De manera incremental, la anterior ecuación puede ser escrita así: �n = �� − ��´ Esta última ecuación indica que el aumento de la presión de poros se debe en parte al incremento del esfuerzo promedio total y en parte al decremento del esfuerzo promedio efectivo, o también se podría decir que la disminución de la presión de poros resulta del decremento del esfuerzo promedio total y del incremento del esfuerzo promedio efectivo.


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En el equipo triaxial cuando la muestra se ensaya bajo condición no drenada (con las conexiones de drenaje cerradas), el cambio en los esfuerzos totales es el resultado de las acciones tomadas por el operador, quién puede variarlos como desee; sin embargo, los cambios en los esfuerzos efectivos no están bajo su control y simplemente corresponden al valor necesario para que el volumen de suelo permanezca constante.

Como se aprecia en la Figura 3.27, durante la aplicación de la etapa de falla, en el caso de suelos contráctiles, el volumen del suelo intenta cambiar a medida que la muestra soporta un esfuerzo cortante mayor y como resultado de los cambios en el esfuerzo desviador (que el operador aplica), el esfuerzo efectivo promedio disminuye:

Figura 3.27. Generación de presión de poros a partir de los cambios en los esfuerzos totales y efectivos del suelo. Tomado de Muir Wood (1991).

La trayectoria de esfuerzos efectivos en ensayos no drenados no tiene la misma forma de la superficie de fluencia (o de la línea de estado límite); es necesario que la superficie de fluencia aumente para producir una compresión volumétrica plástica (y así los excesos de presión de poros) de tal forma que se equilibre con la expansión volumétrica elástica que ocurre como resultado de la reducción del esfuerzo efectivo promedio: −�� = ��

− ��′ ∙ ��; = (� − �)Μ��′ j(Μ − S;)��; + ��k `−� ∙ Μ − (� − �)(Μ − S;)a ∙ ��; = (� − �) ∙ ��

��; = (� − �)−� ∙ Μ + S;(� − �) ∙ ��

De esta manera, los cambios del esfuerzo desviador y del esfuerzo efectivo promedio se relacionan mediante la siguiente expresión: ��´ = −( ∙ ��

Y así, los cambios de la presión de poros estarán dados por: �n = �� + ( ∙ ��


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Si el parámetro de presión de poros a se conoce, los cambios de la presión de poros pueden deducirse de los cambios en los esfuerzos totales. Entonces, una parte del cambio de la presión de poros es el resultado de las acciones externas bajo las cuales el suelo no tiene control y la otra que tiene en cuenta el parámetro de presión de poros a depende de la historia de esfuerzos y del tipo de carga aplicada por lo que no es una constante del suelo. Una ligera modificación de la ecuación que involucra el grado de saturación y las características de compresibilidad del suelo es la siguiente: �n = T ∙ (�� + ( ∙ ��)

El parámetro de presión de poros b es igual a 1.0 para suelos saturados y menor a este valor para suelos con fluidos compresibles o para materiales porosos en los cuales la compresibilidad de la matriz es del orden del fluido de poros.

De la mecánica de suelos del estado crítico, para suelos que endurecen por deformación, como el que se estudia en esta investigación puede llegar a demostrarse que:

o = (p − q)Gp ∙ r − b st´c ∙ (p − q)I

Por lo tanto el parámetro de presión de poros a es función de las propiedades de compresibilidad y de resistencia del suelo y de su estado de esfuerzo corriente. Los parámetros λ, κ, Μ dependen de la naturaleza propia del suelo.


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4. CREACIÓN DE MUESTRAS DE SUELO CAOLINÍTICO Y CARACTERÍSTICAS DE LOS ENSAYOS TRIAXIALES REALIZADOS

Numerosas investigaciones fundamentales para comprender la respuesta de los suelos ante diferentes imposiciones de carga han usado muestras reconstituidas porque se obtienen resultados reproducibles y comparables, al minimizar el efecto de la variabilidad propia de los suelos naturales (Muir Wood, 1991). Como en esta investigación se propone analizar la interrelación entre las variables principales que gobiernan el comportamiento mecánico del suelo, se consideró esta técnica de experimentación con el fin de garantizar que las propiedades mecánicas iniciales del suelo fueran similares y así facilitar la comprensión del efecto de las cargas estáticas y cíclicas.

Los ensayos triaxiales estáticos y cíclicos (así como los ensayos de consolidación isotrópica) se ejecutaron en el Equipo Triaxial Dinámico (en adelante ETD) del Laboratorio de Geotecnia de la Universidad Nacional, el cual posee en su software varios módulos de trabajo para la aplicación de las diferentes etapas que conforman estos tipos de ensayos, siguiendo las recomendaciones de la Norma Británica BS 1377 8 Shear Strength Tests (effective stress) y del artículo “A Review of Japanese Standards for Laboratory Shear Tests” (Kuwano et al., 2001) publicado en el libro Advanced Laboratory Stress-Strain Testing Geomaterials (Tatsuoka et al., 2001).

Para el manejo correcto del equipo ETD se estudió el manual del software y durante el año 2009, como forma de capacitación en el uso del equipo, se asistió a la etapa experimental de la investigación doctoral “Influencia del Contenido de Alófana en las Características de Cedencia de las Cenizas Volcánicas” de mi amigo y asesor experimental Juan Carlos García Leal. Así mismo durante los meses de octubre a diciembre del mismo año se trabajó con el equipo triaxial dinámico de la Universidad Nacional sede Manizales, con el fin de agilizar el proceso experimental del presente proyecto. Algunos daños en la línea de aire que suministraba la presión de cámara al equipo triaxial no permitieron la ejecución de ensayos aunque se afianzó en la manipulación de los componentes del equipo.

4.1. PROPIEDADES FÍSICAS DEL MATERIAL DE RECONSTITUCIÓN

Se crearon muestras arcillosas caoliníticas reconstituidas en un consolidómetro de lodos que diseñó el Profesor Ferney Betancourt Cardozo en su tesis de maestría en geotecnia (Betancourt, 1996) y que obsequió al laboratorio de suelos de la Universidad Nacional (ver la Figura 4.1). Con este equipo neumático se modela el proceso de sedimentación con deformación lateral nula, de igual manera con la que se forman los suelos arcillosos de origen lacustre. El material arcilloso utilizado corresponde a un caolín amarillo marca Procomil, el cual se caracterizó inicialmente por medio de ensayos físicos e índice obteniendo los siguientes resultados:

- Límite Líquido (wL): 47%

- Límite Plástico (wP): 23%

- Gravedad Específica (GS): 2.66


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Figura 4.1. Equipo de consolidación de lodos usado para fabricar muestras de arcillas reconstituidas. Modificado de Betancourt (1996).

Figura 4.2. Clasificación del suelo en la Carta de Plasticidad de Casagrande.

0

10

20

30

40

50

60

0 20 40 60 80 100

Índi

ce d

e P

last

icid

ad

IP (

%)

Límite Líquido LL (%)

Caolín reconstituido

MH&OH

CH

CL

CL&MLML&OL


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Estos ensayos de clasificación y otros más especializados se ejecutaron por Amaya (2008) en su tesis de investigación de maestría en geotecnia, y un resumen de sus resultados se presenta a continuación:

Figura 4.3. Distribución granulométrica del caolín. Tomado de Amaya (2008).

Tabla 4.1. Composición química del caolín. Tomado de Amaya (2008).

Composición Proporción (%)

Si K 39,8

O K 30,8

C K 13,5

Al K 10,8

SiK 3,98

Fe K 2,6

K 1,5

Mg K 0,6

Ti K 0,4

pH 5

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,00010,00100,01000,1000

Po

rcen

taje

qu

e p

asa

(%)

Tamaño de grano (mm)

ARENAS FRACCIÓN FINA


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Tabla 4.2. Propiedades físicas e índice del caolín. Tomado de Amaya (2008).

Propiedad Resultado

Color Amarillo

Blancura Photovolt 74

Fineza Herman 4

Absorción de Aceite G/100 32

Retención en malla Tyler 250 1.50%

Gravedad específica (Gs) 2.66

Solubles en agua 0,15%

Abrasividad Valley 2,00%

Azul de metileno (Va) 2.75 (arcilla inactiva)

Superficie específica activa (Sa) 57.7 m2/gr

4.2. PROCEDIMIENTO DE RECONSTITUCIÓN

Para la preparación del lodo arcilloso se siguió el procedimiento y las recomendaciones establecidas por Betancourt (1996) (capítulo 4, páginas 140 a 147) y se revisó el trabajo experimental realizado por Amaya (2008) (capítulo 4, páginas 88 a 90). En general, se tuvieron en cuenta las siguientes consideraciones en el proceso de reconstitución:

- La purga de las líneas de drenaje y la saturación de las capas de geotextil usadas como piedras porosas en la parte inferior del consolidómetro y en el vástago del consolidómetro (el cual también se engrasó), con el fin de garantizar la saturación y la estanqueidad del sistema, para luego colocar el lodo homogenizado y evitar la presencia de bolsas de aire.

- Para facilitar la saturación total del lodo y disminuir el efecto de su colocación dentro del consolidómetro, se dosificó la cantidad de agua destilada y de caolín de tal manera que la humedad del lodo fuera equivalente a 2 veces el límite líquido del caolín.

De esta manera se homogenizó dentro de un recipiente (limpio de impurezas y totalmente seco) un lodo compuesto por 6000 gr de agua deionizada (destilada) y 6000 gr de caolín.

- Una presión de consolidación de 2.0 kg/cm2 (aprox. 200 kPa) con la que se lograba una consistencia media a firme del material, facilitando su manejo y su conservación.


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En los primeros bloques reconstituidos se usó una presión de 0.5 kg/cm2 y 1.0 kg/cm2, con el fin de simular las bajas presiones de confinamiento a las que están sometidos los suelos cercanos a la superficie del terreno; este material era de consistencia muy blanda, lo cual facilitaba su alteración durante su manipulación y se perdía su contenido de humedad de reconstitución por migración del agua hacia la superficie del bloque. Algunos ensayos triaxiales estáticos alcanzaron a realizarse con este material.

- La lectura continua del cambio de volumen (salida de agua) del cambio de la altura de la muestra (altura del vástago) en función del tiempo y de la presión vertical establecida.

- La culminación del proceso de reconstitución se determina cuando no se presenta salida del agua, lo cual comúnmente se logró antes de 8 días. Los bloques reconstituidos fueron extraídos del consolidómetro 10 a 12 días después del inicio del proceso de consolidación.

En la Figura 4.4 y en la Figura 4.5 se ilustran las curvas típicas del proceso de consolidación unidimensional de las muestras reconstituidas, que corresponden a los métodos de Taylor y Casagrande.

Todas las cochadas de lodo alcanzaron su consolidación completa de acuerdo con la forma de las curvas de consolidación. Durante la extracción de los bloques se apreció una consistencia homogénea y la humedad constante en toda su altura y sección transversal. Esto mismo se apreció en las muestras usadas en los ensayos triaxiales.

Figura 4.4. Curvas de consolidación de lodos – Método de Taylor.

1 d. 2 d. 4 d. 6 d. 10 d.

0

500

1000

1500

2000

2500

3000

3500

4000

45000,0 20,0 40,0 60,0 80,0 100,0 120,0 140,0 160,0

Cam

bio

de

Vol

um

en (

cm3)

Tiempo (min0.5)

CURVAS DE CONSOLIDACIÓN UNIDIMENSIONAL DE LODOSCaolín reconstituido - Método de Taylor


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Figura 4.5. Curvas de consolidación de lodos – Método de Casagrande.

4.3. OBTENCIÓN DE LAS MUESTRAS DE ARCILLA

En el consolidómetro de lodos se reconstituye un bloque arcilloso de 17.5 cm de alto y 15.0 cm (6”) de diámetro. Como en el equipo ETD se requiere de muestras de 10.0 cm (4”) de altura y 5.0 cm (2”) de diámetro, con cada bloque reconstituido se alcanzaron a conformar 4 muestras para ensayos triaxiales. Una vez perfilada la muestra de arcilla con el equipo de tallado del laboratorio se procedió a determinar su altura, diámetro, masa y contenido de humedad antes de la ejecución del ensayo triaxial (ver la Figura 4.6).

Figura 4.6. Textura del material reconstituido y montaje de una muestra de caolín en el equipo triaxial.

1 d. 2 d. 4 d. 6 d. 10 d.

0

500

1000

1500

2000

2500

3000

3500

4000

4500

0,1 1,0 10,0 100,0 1000,0 10000,0 100000,0

Cam

bio

de

Vol

umen

(cm

3)

Tiempo (min)

CURVAS DE CONSOLIDACIÓN UNIDIMENSIONAL DE LODOSCaolín reconstituido -Método de Casagrande


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En el inicio de la parte experimental, se ensayaron distintas presiones verticales de reconstitución con el deseo de obtener muestras de caolín con la presión de reconstitución menor posible, ya que el equipo ETD puede sostener presiones de cámara de hasta 1000 kPa, y simular las presiones de confinamiento bajas a las que están sometidos los suelos a pocos metros de profundidad en la realidad.

Los primeros bloques reconstituidos se crearon con presiones verticales entre 100 y 150 kPa; estos bloques eran fácilmente alterados por la manipulación durante el proceso de extracción del consolidómetro y durante el proceso de tallado y puesta en el equipo triaxial. Adicionalmente, se presentaba un proceso de “exudación” (pérdida de humedad) durante el tiempo de almacenamiento en el cuarto húmedo, lo cual no aseguraba que la humedad inicial de las muestras fuera la misma, que es un factor vital a controlar en el estudio de suelos reconstituidos; de hecho en los ensayos triaxiales iniciales que se realizaron con el equipo Geonor, se produjo un abombamiento en la muestra que inducía una deformación axial apreciable, lo cual era un indicativo de los problemas experimentales que podrían tenerse por el uso de muestras reconstituidas a bajas presiones.

La presión de reconstitución final fue de 200 kPa y en la Figura 4.7 se muestran los resultados de dos ensayos de compresión isotrópica a esta presión y uno a 150 kPa de presión de reconstitución.

Figura 4.7. Influencia de la presión vertical de reconstitución en las características de compresibilidad del caolín reconstituido.

Los resultados obtenidos indican un aumento de la consistencia del suelo con el incremento de la presión de reconstitución (obviamente por la disminución del volumen específico); se distingue con claridad el estado de esfuerzos a partir del cual el suelo empieza a sufrir cambios de volumen apreciables por el aumento del esfuerzo isotrópico que tiene que soportar y al que nunca antes fue sometido. De esta manera se cambio la “memoria de esfuerzos” del suelo, durante la etapa de consolidación en los ensayos

1,50

1,55

1,60

1,65

1,70

1,75

1,80

1,85

1,90

1,95

2,00

1 10 100 1000

v =

1+

e

p' (kPa)

Compresión isotrópica

S´v reconstitución = 150 kPa




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triaxiales, para minimizar los efectos del proceso de reconstitución en los resultados de los ensayos triaxiales estáticos y dinámicos.

A su vez, se observa la semejanza en las características de compresibilidad de los dos ensayos realizados en las probetas de suelo reconstituidas a 200 kPa y que las líneas de descarga-recarga intermedia y de descarga final poseen una pendiente similar, que es un buen indicativo para el modelamiento constitutivo del suelo. Comparando estas curvas con la del material reconstituido a 150 kPa, pareciera que el suelo a ese esfuerzo no completó el proceso de reconstitución pues no hay un cambio significativo de la pendiente de la curva de compresibilidad que indique la influencia de dicho proceso en sus características de deformación volumétrica.

En la Tabla 4.3 y en la Tabla 4.4 se presenta un resumen de las propiedades físicas de las muestras reconstituidas que fueron utilizadas en los ensayos triaxiales estáticos y cíclicos, respectivamente.

Tabla 4.3. Propiedades físicas de las muestras de arcilla caolinítica utilizadas en los ensayos triaxiales estáticos.

Ensayo do (cm)

ho (cm)

mo (gr)

w

(%) γγγγto

(kN/m3) γγγγdo

(kN/m3) eo Sr

(%)

a 4,87 7,59 260,61 35% 18,0 13,4 0,95 98%

b 5,00 10,18 371,48 33% 18,2 13,7 0,90 97%

c 4,95 10,18 364,28 33% 18,2 13,7 0,91 97%

1 5,09 10,17 385,15 33% 18,2 13,7 0,90 97%

2 4,99 10,11 377,86 30% 18,8 14,4 0,81 99%

3 5,06 10,18 377,42 32% 18,1 13,7 0,90 94%

4 5,04 10,12 375,55 34% 18,3 13,6 0,91 99%

5 4,98 10,18 370,12 31% 18,3 13,9 0,88 95%

6 4,99 10,17 379,18 30% 18,7 14,4 0,81 98%

7 5,04 10,23 388,3 31% 18,7 14,3 0,83 99%


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Ensayo do (cm)

ho (cm)

mo (gr)

w

(%) γγγγto

(kN/m3) γγγγdo

(kN/m3) eo Sr

(%)

8 4,98 10,21 379,81 30% 18,7 14,4 0,82 99%

9 5,00 10,17 380,58 31% 18,7 14,3 0,82 99%

10 5,06 10,18 382,47 33% 18,3 13,8 0,89 98%

11 5,03 10,05 374,78 32% 18,4 13,9 0,88 98%

12 5,03 10,16 379,13 34% 18,4 13,8 0,89 100%

13 5,04 10,18 380,83 32% 18,4 13,9 0,88 98%

14 5,03 10,17 379,85 34% 18,4 13,8 0,89 100%

15 5,03 9,91 366,05 33% 18,2 13,7 0,91 98%

16 4,93 10,18 360,40 33% 18,1 13,6 0,91 97%

17 4,98 10,18 367,98 33% 18,2 13,7 0,91 96%

Tabla 4.4. Propiedades físicas de las muestras de arcilla caolinítica utilizadas en los ensayos triaxiales cíclicos.

Ensayo do (cm)

ho (cm)

mo (gr)

w

(%) γγγγto

(kN/m3) γγγγdo

(kN/m3) eo Sr

(%)

2 4,96 10,01 376,07 28% 19,1 14,8 0,76 100%

3 4,97 9,92 371,69 28% 18,9 14,7 0,77 98%

4 4,95 9,94 369,01 29% 18,9 14,6 0,78 100%

5 4,96 10,07 374,67 30% 18,9 14,6 0,79 100%

6 4,94 10,03 370,79 29% 18,9 14,7 0,78 100%


Página 84

Ensayo do (cm)

ho (cm)

mo (gr)

w

(%) γγγγto

(kN/m3) γγγγdo

(kN/m3) eo Sr

(%)

7 4,92 9,95 365,54 29% 18,9 14,7 0,78 100%

8 4,94 10,09 373,47 29% 18,9 14,6 0,78 100%

9 4,97 10,00 373,03 29% 18,9 14,6 0,78 99%

10 4,92 10,08 367,70 29% 18,8 14,6 0,79 99%

11 4,99 9,94 378,50 29% 18,8 14,6 0,79 97%

12 4,99 9,99 376,23 29% 18,9 14,6 0,78 100%

13 5,07 10,03 376,76 29% 18,9 14,7 0,78 99%

4.4. CARACTERÍSTICAS DE LOS ENSAYOS TRIAXIALES ESTÁTICOS Y CÍCLICOS

En los ensayos estáticos con el ETD se utilizó una “Estación Estática”; el esfuerzo desviatórico se ejerció por medio de la prensa de carga y de esta manera se ejecutó la trayectoria de esfuerzos bajo condición drenada y no drenada. En estos ensayos la prensa de carga asciende a una velocidad de deformación constante establecida por el usuario (son ensayos de deformación constante).

En los ensayos cíclicos se usó una “Estación Dinámica”; de esta manera el equipo triaxial ejerce la fuerza axial tanto para condiciones estáticas como cíclicas por medio del actuador vertical, el cual posee tanto control de la fuerza axial como del desplazamiento axial. En este caso, la prensa de carga no se utiliza en ninguna etapa del ensayo.

En cada uno de los ensayos triaxiales se aplicaron los siguientes pasos.

- Etapa de saturación: se aplicó una contrapresión de Uc= 300 kPa por medio de una rampa de saturación de 5 kPa/hr para un tiempo total de saturación de 60 horas (2.5 días). Durante este tiempo se permitió la saturación de la muestra con un esfuerzo efectivo isotrópico constante de 10 kPa. En la Figura 4.8 se presenta una rampa de saturación típica de los ensayos triaxiales ejecutados.

- Chequeo del parámetro de presión de poros B: se obtuvieron valores del parámetro B de Skempton mayores de BSK > 0.95. Como las condiciones iniciales de las muestras indican saturaciones mayores del SR = 96%, se consideró que no se alcanzó un mayor valor del parámetro BSK debido a la consistencia media a firme del suelo (ver la Figura 4.9).


Donde n es la porosidad del suelo, K´K´W la compresibilidad del agua. En materiales arcillosos de consistencia blanda a muy blanda la relación K´cercano a BSK ≅ 1.0.

Figura 4.8. Rampa de saturación típica ejecutada en cada uno de los ensayos triaxiales.

Figura 4.9. Chequeo de B realizado en un ensayo triaxial y variación teórica del valor de B con el grado de saturación y la consistencia del suelo. Tomado de Das, 2008.

- Etapas de consolidación:consolidación isotrópica con el fin de conocer los parámetros de compresibilidad del


uvw = 11 + � ∙ xyxz

{ 0.95

Donde n es la porosidad del suelo, K´S es la compresibilidad del esqueleto del suelo y la compresibilidad del agua. En materiales arcillosos de consistencia blanda a

muy blanda la relación K´S / K´W es muy cercana a 0 y de esta manera el valor de es 1.0.

Rampa de saturación típica ejecutada en cada uno de los ensayos triaxiales.

Chequeo de B realizado en un ensayo triaxial y variación teórica del valor de B con el grado de saturación y la consistencia del suelo. Tomado de Das, 2008.

Etapas de consolidación: En cada ensayo se realizaron variasconsolidación isotrópica con el fin de conocer los parámetros de compresibilidad del


Página 85

es la compresibilidad del esqueleto del suelo y la compresibilidad del agua. En materiales arcillosos de consistencia blanda a

es muy cercana a 0 y de esta manera el valor de es

Rampa de saturación típica ejecutada en cada uno de los ensayos triaxiales.

Chequeo de B realizado en un ensayo triaxial y variación teórica del valor de B con el grado de saturación y la consistencia del suelo. Tomado de Das, 2008.

En cada ensayo se realizaron varias etapas de consolidación isotrópica con el fin de conocer los parámetros de compresibilidad del


suelo (λ y κ), su coeficiente de consolidación (CEsta etapa tuvo una duración de 2 a 8 días dependiendo del nivel consolidación requerido en el ensayo (ver la

Figura 4.10. Disipación de excesos de presión de poros en dos etapas de consolidación

Figura 4.11. Determinación del tiempo de resultados de una compresión isotrópica típica

Etapa σσσσcámara

(kPa) B

3 305

CO

NS

OL

IDA

CIÓ

N

4 336

5 368

6 400

7 436

8 494


), su coeficiente de consolidación (CV) y así determinar los tiempos de falla. Esta etapa tuvo una duración de 2 a 8 días dependiendo del nivel consolidación requerido en el ensayo (ver la Figura 4.10 y la Figura 4.11).

Disipación de excesos de presión de poros en dos etapas de consolidación

Determinación del tiempo de consolidación t100 (t100= 1100resultados de una compresión isotrópica típica.

cámara (kPa)

Uc (kPa)

σσσσc (kPa)

∆∆∆∆V (cm3)

300 5 0.0

300 36 -1.0

300 68 -4.8

300 100 -8.7

300 136 -12.3

300 194 -16.6


Página 86

) y así determinar los tiempos de falla. Esta etapa tuvo una duración de 2 a 8 días dependiendo del nivel consolidación

Disipación de excesos de presión de poros en dos etapas de consolidación

= 1100-1300 min) y


Página 87

Figura 4.12. Muestra típica de caolín reconstituido ensayada en el equipo triaxial dinámico y filtro radial utilizado para agilizar los tiempos de consolidación.

- Aplicación de una trayectoria de esfuerzos bajo condiciones drenadas (ensayos estáticos y dinámicos – parte inicial) y no drenadas (sólo ensayos estáticos): los ensayos drenados se realizaron a una velocidad de deformación de ε=0.002 mm/min tanto para los ensayos estáticos como cíclicos. El tiempo de falla en los ensayos estáticos fue de alrededor de 7 días; el tiempo para el estado de esfuerzos anisotrópico establecido en los ensayos dinámicos fue de 3 días. Para los ensayos no drenados, la velocidad de deformación utilizada fue de ε=0.05 mm/min (tiempo de falla cercano a 5 horas).

- Aplicación de una carga cíclica bajo condiciones de carga controlada (ensayos cíclicos – parte final): esta etapa del ensayo se ejecutó bajo condición no drenada y una vez se llegó a través de la trayectoria de esfuerzos monotónica a un estado de esfuerzos anisotrópico que simula una condición Ko en el diagrama p´-q.

En estas etapas se utilizaron varios módulos del software del ETD que se resumen a continuación:

a) SATCON: módulo usado para la aplicación de una rampa de saturación por medio de una contrapresión, el chequeo de B y para ejercer en el suelo diferentes etapas de consolidación isotrópica.

b) STRESS PATH: módulo para la aplicación de una trayectoria de esfuerzos bajo condición drenada. En este módulo se define el estado de esfuerzos al cual se desea someter a la muestra. Fue utilizado tanto en los ensayos estáticos como cíclicos.

c) CONSOLIDATED UNDRAINED: módulo para la aplicación de una trayectoria de esfuerzos bajo condición no drenada en los ensayos estáticos.

d) DYNAMIC LOADING: módulo en que se define la amplitud, frecuencia y duración de la carga cíclica.


Página 88

De acuerdo con lo anterior, puede observarse que los ensayos no drenados duraron entre 5 y 11 días y los ensayos drenados entre 12 y 18 días, de tal manera que el tiempo de desarrollo de la parte experimental para conocer el comportamiento mecánico del suelo antes cargas monotónicas fue alrededor de 6 meses. De igual manera, la serie de ensayos cíclicos duraron alrededor de 3 meses, para un total de 9 meses de trabajo efectivo en laboratorio.

Cuatro inconvenientes técnicos importantes se presentaron durante la ejecución de las pruebas triaxiales que implicaron mayores tiempos para la obtención de los resultados experimentales, los cuales se resumen a continuación:

1. Daño de la celda de carga del eje axial: daño ocurrido a comienzos del año 2010 que no permitía la lectura correcta de la fuerza axial. Su reparación duró unos 2 meses.

2. Daño del arrancador del compresor de aire: suceso que se presentó a mediados de abril de 2010. De acuerdo con el personal del CEIF que revisó este equipo, este daño se debió al continuo uso del compresor (alrededor de 3 años). Fue necesaria la compra de un nuevo arrancador. Su arreglo duró 1 mes.

3. Daño en el filtro de aire del sistema del actuador neumático: daño ocurrido a principios del mes de octubre en el que de manera inesperada se disparó un filtro de aire que tiene como función controlar el acceso de agua a la servoválvula del actuador. Fue necesario comprar un nuevo filtro. Su arreglo duró 1 mes.

4. Caídas e incrementos súbitos de la electricidad: factor que afectó en gran medida la obtención de resultados de manera continua. En el año 2010 se intentaron ejecutar más de 35 ensayos triaxiales, de los cuales sólo 14 ensayos no fueron afectados por problemas eléctricos. Debido a esto, a mediados de noviembre de 2010 el laboratorio de geotecnia recibió con ayuda del Departamento de Ingeniería Civil y Agrícola una estación de suplencia de energía (UPS), con la que se mejoró notablemente la obtención de resultados experimentales del equipo triaxial.

Puede observarse que estos problemas indujeron tiempos adicionales en el trabajo experimental del orden de 6 meses.


Página 89

5. COMPORTAMIENTO MECÁNICO DEL SUELO EN PROCESOS DE CARGA ESTÁTICOS

Para comprender el comportamiento mecánico de los suelos, y en especial, analizar el proceso de generación de presión de poros en procesos de carga estáticos, es necesario determinar sus propiedades de deformabilidad y resistencia, que al relacionarlas con el marco de la MSEC, pueden predecir su respuesta elástica, elastoplástica y de falla bajo diferentes estados de esfuerzos efectivos iniciales, historias y trayectorias de esfuerzos.

En este sentido, se ejecutaron de 12 pruebas estáticas bajo condiciones drenadas y no drenadas, para 4 niveles de presión de confinamiento y 3 niveles de sobreconsolidación isotrópica y en el Anexo A se adjuntan estas pruebas estáticas. Como se demostrará más adelante, los resultados permitieron implementar un modelo elastoplástico Cam-clay con el que se valoró la influencia de la amplitud y de la velocidad de aplicación de la carga cíclica en la generación de presión de poros ante procesos de carga cíclicos.

Los ensayos se ejecutaron bajo presiones de confinamiento isotrópico mayores a la presión de creación de las muestras, buscando que la historia de esfuerzos originada en el proceso de reconstitución no influyera en la respuesta del suelo2.

5.1. COMPRESIBILIDAD UNIDIMENSIONAL E ISOTRÓPICA

Se estudiaron con detalle las características de compresibilidad del caolín reconstituido con la ejecución de ensayos de consolidación unidimensional e isotrópicos. A su vez, se valoraron los cambios de volumen, excesos de presión de poros y la influencia de las etapas de carga y descarga isotrópica en cada uno de los ensayos triaxiales. Los resultados obtenidos y que se presentan a continuación sirvieron para confirmar la similitud en las propiedades físicas y mecánicas de las muestras reconstituidas y para la obtención de un modelo elastoplástico con el que se obtuvieron resultados acordes con las respuestas experimentales.

5.1.1. Línea de Compresión Unidimensional (LCU)

En la Figura 5.1 se muestran los resultados de un ensayo de consolidación unidimensional, en el que se definió la pendiente de la línea de compresión virgen y de las líneas de expansión unidimensionales (índices de compresión (Cc) y expansión (Cs), respectivamente), así como la variación del coeficiente de consolidación con el aumento del esfuerzo vertical.

2 Una presión de reconstitución de PR= 200 kPa bajo condiciones de deformación unidimensional corresponde teóricamente a una presión isotrópica del orden de σ´c= 134 kPa.

&´| = [}~��\ ∙ ��, asumiendo �/ ≈ 1 − 7+�/)´ y φ´ ≅ 30°,

&´| = 133.33 ��(


Página 90

Un resumen de los resultados obtenidos se presenta a continuación, donde adicionalmente se determinaron los parámetros de compresibilidad λ y κ que se tienen en cuenta en el marco de la mecánica de suelos del estado crítico:

Peso unitario inicial γt0 = 19,10 kN/m3 Humedad Wn = 28%

Peso específico Gs = 2,66 Límite líquido Wl = 47%

Relación de vacíos e0 = 0,78 Límite plástico Wp = 23%

Presión de preconsolidación σ'p = 162,1 kPa Índice de Liquidez IL = 0,16

Índice de compresión Cc = 0,257 λ = Cc / ln(10) = 0,112

Índice de expansión Cs = 0,032 κ = Cs / ln(10) = 0,014

De acuerdo con los resultados obtenidos, el suelo posee una presión de preconsolidación un 20% menor respecto a la presión de reconstitución; el suelo posee un índice de liquidez bajo (típico de suelos arcillosos de consistencia media a firme).

Figura 5.1. Curva de compresibilidad anisotrópica y variación del coeficiente de consolidación (Cv) con el incremento del esfuerzo vertical efectivo del caolín.

0,30

0,35

0,40

0,45

0,50

0,55

0,60

0,65

0,70

0,75

0,80

1 10 100 1000 10000

Re

laci

ón

de

va

cío

s, e

Esfuerzo vertical efectivo, σ'v (kPa)

0,00

0,10

0,20

0,30

0,40

1 10 100 1000 10000

Cv

(cm

2 /m

in)


Página 91

5.1.2. Línea de Compresión Isotrópica (LCI) y Líneas de Expansión Isotrópica (LEI)

En la Figura 5.2 se presenta en un diagrama v – p´ las curvas de compresibilidad obtenidas de la etapa de consolidación de los ensayos triaxiales ejecutados. Al inicio de las curvas, cuando el suelo se somete a bajas presiones efectivas de confinamiento isotrópico (menores de 150 kPa), éste se comporta como un suelo sobreconsolidado, con cambios de volumen pequeños hasta dicha presión; el suelo sigue una “línea de expansión” e idealmente se puede considerar que el suelo posee un comportamiento elástico hasta dicho nivel de esfuerzos, que se relaciona con la presión de reconstitución del caolín.

A presiones mayores de 150 kPa, el suelo empieza a comportarse como un material normalmente consolidado, con cambios de volumen altos, en gran medida irreversibles y posee un comportamiento elastoplástico. Si se observan las paredes elásticas intermedias (líneas de carga y descarga de presión isotrópica) de las curvas de compresibilidad de los ensayos b y c, que son las mismos de la Figura 4.7, se verifica la componente elástica del caolín al intentar expandir de volumen para recuperar su volumen inicial. La diferencia de volumen para un mismo nivel de esfuerzos en esos ensayos corresponde a la componente plástica del caolín.

Los ensayos también muestran la variación del volumen específico para un mismo valor del esfuerzo de confinamiento efectivo (p´), que es del orden de ∆υ= 0.50 – 0.70. Dicha variación disminuye a medida que p´ aumenta. En especial, puede observarse que la menor relación de vacíos inicial corresponde a los ensayos denominados 7, 8, 9 y 11y ésto genera una variabilidad mayor del volumen específico para una presión de confinamiento dada.

Figura 5.2. Curvas de compresibilidad isotrópica obtenidas en los ensayos triaxiales.

Sin duda, los ensayos en materiales reconstituidos facilitan el estudio del comportamiento del suelo cuando se evalúa la influencia de su respuesta ante ciertas solicitaciones de carga, lo cual no implica que se logren condiciones totalmente idénticas del material al inicio de las pruebas realizadas pues hay una variabilidad inherente del suelo así se

1,55

1,60

1,65

1,70

1,75

1,80

1,85

1,90

1,95

1 10 100 1000

v =

1+e

p' (kPa)


1 3 4 7 8

9 10 11 12 13

14 16 17 b c


Página 92

hubieran realizado los mismos procedimientos experimentales desde su conformación hasta su puesta en el equipo triaxial.

En la Figura 5.3 se presentan los datos experimentales con p´> 150 kPa para establecer una línea de tendencia que defina la línea de compresión isotrópica virgen ó simplemente la línea de compresión isotrópica y su pendiente (parámetro de compresibilidad λ, λ=0.105). Para el ensayo de consolidación unidimensional se obtuvo que la pendiente de la línea de compresión virgen es λ=0.112, muy similar a la isotrópica y algo mayor al valor definido de los ensayos triaxiales. La línea de consolidación isotrópica (LCI) se define a partir de la siguiente ecuación:

�� = � − p ∙ ��2t´3 � = �, �� − �. �� ∙ �� 2t´3

siendo Ν el valor del volumen específico para p´= 1.0 kPa. (Ν= 2.295)

Figura 5.3. Línea de compresión isotrópica del caolín reconstituido.

En la Figura 5.4 se presentan las líneas de expansión cunado el esfuerzo normal promedio efectivo es menor de 100kPa y en la Figura 5.5 las líneas de expansión intermedias y finales de los ensayos isotrópicos. Estas líneas y loops de descarga y recarga isotrópica permitieron determinar la pendiente de las líneas de expansión (parámetro de compresibilidad κ). La pendiente de las líneas de expansión en la Figura 5.3 varía entre κ= 0.034 – 0.080 y en la Figura 5.4 varía entre κ= 0.009 – 0.022; recordando los resultados del ensayo de consolidación unidimensional se obtuvo un valor de κ= 0.014.

Ya que durante la etapa de consolidación se “modifica” la historia de esfuerzos del suelo y a que en la etapa de falla o de aplicación de un esfuerzo desviatórico se realiza para presiones de confinamiento efectivo mayores de 150 kPa en los ensayos triaxiales, se considera que los valores de κ son del orden de los valores obtenidos en la Figura 5.5.

v = 2,2951 - 0,1050 x ln(p´) R² = 0,8718

1,60

1,62

1,64

1,66

1,68

1,70

1,72

1,74

1,76

1,78

1,80

100 1000

v =

1+e

p' (kPa)


Datos experimentales


Página 93

Figura 5.4. Líneas de expansión isotrópica iniciales en ensayos triaxiales del caolín.

Figura 5.5. Líneas de expansión isotrópica intermedias y finales en ensayos triaxiales.

Si se tiene en cuenta el paralelismo de las líneas de consolidación virgen bajo condiciones de compresibilidad unidimensional e isotrópica y que se logró definir la pendiente de las líneas de expansión (paredes elásticas - PE) a partir de la evaluación de la Figura 5.4 y de la Figura 5.5, puede determinarse la línea de estado crítico (LEC) en el diagrama v-p´:

��- �% = Τ − � ∙ lnj�´%k

Para un suelo elastoplástico e idealmente isotrópico:

Ν − Τ = � − �

v = 2,0407-0,041ln(p´)

v = 2,1073-0,059ln(p´)

v = 2,0941-0,053ln(p´)

v = 1,9367-0,037ln(p´)

v = 1,9150-0,034ln(p´)

v = 1,9168-0,034ln(p´)

v = 2,0336-0,042ln(p´)

v = 2,0597-0,053ln(p´)

v = 2,0951-0,064ln(p´)

v = 2,0828-0,063ln(p´)

v = 2,1450-0,068ln(p´)

v = 2,1782-0,080ln(p´)

v = 2,1599-0,074ln(p´)

1,74

1,76

1,78

1,80

1,82

1,84

1,86

1,88

1,90

1,92

10 100

v =

1+e

p' (kPa)


1 3a 4a

7 8 9

10 11 12

13 14 16

17 b1 c1

v = 1,8387 - 0,018ln(p´) R² = 0,8077

v = 1,7379 - 0,009ln(p´) R² = 0,976

v= 1,7351 - 0,015ln(p´) R² = 0,9655

v = 1,7534 - 0,020ln(p´) R² = 0,9927

v = 1,8188 - 0,022ln(p´) R² = 0,9662

v = 1,7247-0,014ln(p´) R² = 0,9683

1,62

1,64

1,66

1,68

1,70

1,72

1,74

1,76

1,78

1 10 100 1000

v =

1+

e

p' (kPa)


3b 3c

4b b2

c2 c3


Página 94

Donde Τ es el valor del volumen específico para p´= 1.0 kPa en la línea de estado crítico. Asumiendo un valor de κ= 0,025 (valor un poco mayor al valor máximo obtenido en la Figura 5.4 y menor al valor inferior del rango determinado en la Figura 5.5), se obtiene:

�� = �q − q ∙ ��2t´3 � = �q − �, �� ∙ ��2t´3

Donde υκ es el valor del volumen específico para p´= 1.0 kPa de una pared elástica específica (no es un parámetro independiente).

Τ = Ν − 2� − �3, Τ = 2.295 − 20.105 − 0.0253 Τ = 2.215

Así la línea de estado crítico para el caolín que representa los estados en la falla del suelo en el diagrama v – p´ es:

�� = �. �� − �. �� ∙ ��jt´�k,

En la Figura 5.6 se identifica la línea de compresión isotrópica (color negro), la línea de estado crítico (color rojo), la línea de compresión unidimensional (color naranja) y varias líneas de expansión isotrópica (también de color negro) que se definieron a partir del análisis de los resultados experimentales obtenidos.

Figura 5.6. Resultados experimentales junto a las líneas de compresión y descarga isotrópica, de estado crítico y de compresión unidimensional del caolín reconstituido.

Finalmente, en la Figura 5.7 se representa en el diagrama v-p´ la idealización de los parámetros de compresibilidad y resistencia del caolín considerándolo como un suelo isotrópico elastoplástico enmarcado en la teoría de la mecánica de suelos del estado crítico.

La validez de la modelación del caolín como un suelo isotrópico elastoplástico se presentará más adelante cuando se comparen los resultados experimentales encontrados en su comportamiento esfuerzo-deformación-presión de poros para diferentes historias de esfuerzos y presiones de confinamiento efectivo.

1,55

1,60

1,65

1,70

1,75

1,80

1,85

1,90

1,95

1 10 100 1000

v =

1+e

p' (kPa)


1 3 4

7 8 9

10 11 12

13 14 16

17 b c

CONSO-1D v - LCI v - LEC

k1 k2 k3

k4 k5 k6


Página 95

Del paralelismo de la línea de compresión isotrópica y de la línea de compresión unidimensional, también se podría plantear una ecuación para la condición unidimensional de deformación:

�� = �� − p ∙ ��2t´3 �� = �, �� − �. �� ∙ �� 2t´3

Donde Νo corresponde al valor del volumen específico para p´= 1.0 kPa bajo condición de deformación unidimensional (Νo =2.236).

Figura 5.7. Idealización de los parámetros de compresibilidad del caolín reconstituido.

5.2. RESISTENCIA AL CORTE Y LÍNEA DEL ESTADO CRÍTICO (LEC)

Adelantándose al comportamiento del suelo ante esfuerzos desviatóricos, en la Figura 5.8 y en la Figura 5.9 se presentan las trayectorias de esfuerzos en los diagramas v – p´ y q – p´ de los ensayos drenados y no drenados realizados en muestras normalmente consolidadas y sobreconsolidadas. Estas trayectorias empiezan en la línea de compresión isotrópica en las muestras NC (LCI - línea negra doble) o en una línea de expansión isotrópica en las muestras SC y terminan en o cerca de la línea de estado crítico (LEC - línea roja doble).

Las trayectorias de los ensayos en los diagramas v - p´ en ambas figuras, se acercan a la línea de estado crítico definida al considerar el suelo como un material elastoplástico isotrópico. Los valores de p´ y q en la falla de los ensayos de ambas figuras definen con certeza la línea de estado crítico en el diagrama p´ - q, como se observa en la Figura 5.19, obteniendo la línea de tendencia con una muy buena correlación entre los datos experimentales. En la mecánica de suelos del estado crítico: q� = A ∙ �´%

Como el ángulo de fricción del suelo es φ´= 29,6°, entonces M= 1,18 y

�� = �. �¡ ∙ t´�

1,55

1,65

1,75

1,85

1,95

2,05

2,15

2,25

2,35

1 10 100 1000

v =

1+e

p' (kPa)


CONSO-1D v - LCI v - LEC

k1 k2 k3

k4 k5 k6


Página 96

Figura 5.8. Trayectorias de esfuerzos de ensayos drenados y no drenados de muestras normalmente consolidadas.

Figura 5.9. Trayectorias de esfuerzos de ensayos drenados y no drenados de muestras

sobreconsolidadas.

Figura 5.10. Línea de estado crítico obtenida de los resultados en la falla de los ensayos

drenados y no drenados de la Figura 5.8 y de la Figura 5.9.

Es claro de esta figura que la resistencia del suelo para los niveles de confinamiento e historia de esfuerzos ensayados es netamente friccional.

1,45

1,5

1,55

1,6

1,65

1,7

1,75

1,8

0 150 300 450 600 750 900 1050

v

p´ (kPa)

Diagrama v - p´

LEC LCI1 711 1216 1317 14

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

0 150 300 450 600 750 900 1050

q (

kPa)

p´ (kPa)

Diagrama p´ - q

LCI LEC

1 7

11 12

16 13

17 14

1,6

1,62

1,64

1,66

1,68

1,7

1,72

1,74

1,76

1,78

1,8

0 50 100 150 200 250 300 350

v

p´ (kPa)

Diagrama v - p´

LEC LCI1 73 84 95

0

50

100

150

200

250

300

350

400

0 50 100 150 200 250 300 350

q (k

Pa)

p´ (kPa)

Diagrama p´ - q

LCI LEC

1 7

3 8

4 9

5

tf = s´f x seno(29,57°)R² = 0.9997

0

100

200

300

400

500

600

700

0 200 400 600 800 1000 1200 1400

t (k

Pa)

s´ (kPa)

Diagrama s´- t

q f = 1,1814 x p´f

R² = 0.9996

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

0 200 400 600 800 1000 1200

q (

kPa)

p´ (kPa)

Diagrama p´ - q


Página 97

5.3. COMPORTAMIENTO DE MUESTRAS NORMALMENTE CONSOLIDADAS ANTE LA APLICACIÓN DE ESFUERZOS DESVIATÓRICOS

5.3.1. Ensayos triaxiales drenados

En la Figura 5.11 y en la Figura 5.12 se muestra la variación del comportamiento esfuerzo-deformación (q – εq y εp – εq) y las trayectorias de esfuerzos en los diagramas p´ – q y v – p´ de 4 ensayos triaxiales consolidados isotrópicamente a presiones de 160, 200, 400 y 600 kPa y que fueron llevados a la falla en condiciones drenadas en la modalidad de compresión axial.

De acuerdo con estas figuras, para cada nivel de esfuerzos el suelo endurece por deformación, con un comportamiento uniforme a medida que aumenta la presión de confinamiento y donde el cambio de volumen es muy similar independientemente de la presión a la que fueron consolidadas las muestras. Como era de esperar, las muestras comprimidas a los esfuerzos más altos exhiben los valores mayores de q en la falla.

Figura 5.11. Comportamiento esfuerzo-deformación y trayectoria de esfuerzos de ensayos drenados para diferentes presiones de confinamiento.

Figura 5.12. Deformación volumétrica y trayectoria de esfuerzos en el diagrama v-p´ de ensayos drenados para diferentes presiones de confinamiento.

1,4

1,5

1,6

1,7

1,8

1,9

2

1 10 100 1000 10000

v =

1+

e

p´ (kPa)

Volumen específico vs. Esf. ef. normal eq.

sć= 160 kPa Falla

sć= 200 kPa Falla

sć= 400 kPa Falla

sć= 600 kPa Falla

0

2

4

6

8

10

12

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20

εε εεp

(%)

εεεεq (%)

Def. volumétrica, εεεεp vs. Def. cortante eq., εεεεq

sć= 600kPa

sć= 400kPa

sć= 160kPa

sć= 200kPa

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20

q (

kPa)

εεεεq (%)

Esf. desviador eq., q vs. Def. cortante eq., εεεεq

sć= 600kPasć= 400kPasć= 200kPasć= 160kPa

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

0 200 400 600 800 1000 1200

q (

kPa)

p´(kPa)

Esf. ef. normal eq., p´ vs. Esf. desviador eq.

sć= 600kPa

sć= 400kPa

sć= 200kPa

sć= 160kPa


Página 98

Si se normalizan las curvas de la Figura 5.11(a) respecto a su presión de confinamiento (pć) se aprecia que los datos obtenidos en cada uno de los ensayos a diferentes presiones buscan o siguen una misma curva esfuerzo-deformación, indicando la naturaleza friccional de su resistencia y la posibilidad de estudiar su comportamiento mecánico mediante modelos constitutivos (ver Figura 5.13).

Figura 5.13. Normalización de las curvas esfuerzo-deformación respecto a su presión de confinamiento.

5.3.2. Ensayos triaxiales no drenados

En la Figura 5.14 y en la Figura 5.15 se presenta la variación del comportamiento esfuerzo-deformación-presión de poros (q – εq y Uu – εq) y las trayectorias de esfuerzos en los diagramas p´ – q y v – p´ de 4 ensayos triaxiales, también consolidados isotrópicamente a presiones de 160, 200, 400 y 600 kPa. Es interesante apreciar que el nivel de deformación axial en la falla de estos ensayos es cercano a la mitad del obtenido en las pruebas drenadas y que como era de esperar, por la disminución del esfuerzo efectivo normal p´ se inducen valores de q en la falla mucho menores respecto a los obtenidos en los ensayos drenados.

Debido a que en estos ensayos no se permite el cambio de volumen de las muestras, la presión de poros cambia a medida que crecen las deformaciones; los excesos de presión son positivos y mayores con el aumento del esfuerzo desviador, y así disminuye el esfuerzo efectivo normal (p´) para de esta manera compensar la reducción del volumen del suelo que ocurriría si se permite el drenaje en la muestra.

El parámetro A de Skempton relaciona los excesos de presión de poros (Uu) y de los esfuerzos desviadores (q) así:

ASK = ∆U/∆σ = ∆U/q,

El valor de ASK en la falla en estos ensayos varió entre 0.80 y 1.00, aumentando a medida que la presión efectiva de confinamiento es mayor y es un rango de valores bien conocido en el comportamiento de arcillas normalmente consolidadas en ensayos no drenados.

0

0,5

1

1,5

2

2,5

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20

q /

pć

εεεεq (%)

q/pć vs. εεεεq

sć= 600kPa

sć= 400kPa

sć= 200kPa

sć= 160kPa


Página 99

Figura 5.14. Comportamiento esfuerzo-deformación y trayectoria de esfuerzos de ensayos no drenados para diferentes presiones de confinamiento.

Figura 5.15. Variación de la presión de poros y trayectoria de esfuerzos en el diagrama v-p´ de ensayos no drenados para diferentes presiones de confinamiento.

Para el ensayo con la menor presión de consolidación (σć= 160 kPa), que posee una tendencia algo distinta respecto a los otros ensayos, puede existir cierta influencia del proceso de reconstitución en el comportamiento del suelo.

El suelo posee una resistencia mayor a medida que fue consolidado a mayores esfuerzos efectivos isotrópicos y la forma de las curvas esfuerzo-deformación-presión de poros, así como la trayectoria de esfuerzos efectivos, es muy similar independientemente de la presión de confinamiento (ver Figura 5.16).

La Figura 5.16(b) muestra la influencia de la presión de confinamiento en la generación de presión de poros. Comparando los ensayos, cuando las deformaciones varían entre 0 ≤ εq ≤ 3%, los excesos de presión de poros son mayores en los ensayos con bajos niveles de confinamiento y a partir de εq > 3% se reducen, para que en la falla los excesos sean mayores en los ensayos a altos niveles de confinamiento.

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 2 4 6 8 10 12

Uu

(kP

a)

εεεεq (%)

Presión de poros, Uu vs Def. cortante eq., εεεεq

sć= 600kPa

sć= 400kPa

sć= 200kPa

sć= 160kPa1,55

1,6

1,65

1,7

1,75

1,8

1,85

1,9

1,95

1 10 100 1000 10000

v (

1+e)

ln p´ (kPa)


sć= 160 kPa Falla

sć= 200 kPa Falla

sć= 400 kPa Falla

sć= 600 kPa Falla

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 2 4 6 8 10 12

q (

kPa)

εεεεq (%)


sć= 600kPa

sć= 400kPa

sć= 200kPa

sć= 160kPa0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 200 400 600 800

q (

kPa)

p´(kPa)

Esf. ef. normal eq., p´ vs. Esf. desviador eq.

sć= 600kPa

sć= 400kPa

sć= 200kPa

sć= 160kPa


Página 100

Figura 5.16. Normalización de las curvas esfuerzo-deformación-presión de poros respecto a la presión de confinamiento.

Adelantándose a los resultados del siguiente capítulo, en la Figura 5.17 y en la Figura 5.18 se muestra el comportamiento en ensayos no drenados del caolín, estudiándolo como un suelo isotrópico ideal normalmente consolidado, con las mismas presiones de confinamiento (pć= 160, 200, 400 y 600 kPa).

Figura 5.17. Comportamiento esfuerzo-deformación-presión de poros respecto a la presión de confinamiento en un suelo elastoplástico isotrópico ideal.

A diferencia de los resultados de la Figura 5.16, el esfuerzo efectivo normal (p´) siempre se va reduciendo en las trayectorias de esfuerzos efectivos. Igualmente, los excesos de presión (normalizados respecto a la presión de confinamiento) en la Figura 5.18(b) siguen una banda en la que los valores de Uu/pć superior y Uu/pć inferior corresponden a los ensayos con menor y mayor presión de confinamiento, respectivamente. Los valores de q en la falla son mayores en los ensayos realizados respecto a los obtenidos en la modelación.

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 200 400 600 800

q (k

Pa)

p´ (kPa)

Esf. ef. normal eq. vs Esf. desviador eq.

Sć= 160 kPa

Sć= 200 kPa

Sć= 400 kPa

Sć= 600 kPa

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 0,01 0,02 0,03 0,04

q (k

Pa)

εεεεq

Esf efectivo normalizado vs Def corte eq

Sć= 160 kPa

Sć= 200 kPa

Sć= 400 kPa

Sć= 600 kPa

0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

0 2 4 6 8 10 12

q /

pć

εεεεq (%)

q/pć vs. εεεεq

sć= 600kPa

sć= 400kPa

sć= 200kPa

sć= 160kPa0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0 2 4 6 8 10 12

Uu

/ p

ć

εεεεq (%)

Uu/pć vs. εεεεq

sć= 600kPa

sć= 400kPa

sć= 200kPa

sć= 160kPa


Página 101

Figura 5.18. Normalización de las curvas esfuerzo-deformación-presión de poros respecto a la presión de confinamiento en un suelo elastoplástico isotrópico ideal.

Esta diferencia en el comportamiento mecánico del suelo en procesos de carga no drenados puede deberse a diferentes factores, entre los cuales se mencionan los siguientes:

- Proceso de creep o consolidación secundaria: durante el proceso de compresión isotrópica se presentaron cambios de volumen del suelo al final de cada una de las etapas de consolidación que no son debidos a un gradiente hidráulico producto del cambio del estado de esfuerzos; este fenómeno ocurre en los diferentes tipos de suelos y con mayor efecto en los suelos arcillosos y alcanza a mejorar las características de resistencia y deformabilidad del suelo.

Sin embargo, las deformaciones por creep son mucho menores respecto a los cambios de volumen debidos al cambio en el estado de esfuerzos efectivos (Atkinson & Bransby, 1978). Se reconoce, por lo tanto, que el material de estudio puede tener deformaciones bajas dependientes del tiempo de consolidación que no son debidas solamente al cambio de los esfuerzos efectivos que ocurren en el suelo.

- Edad de la muestra: el caolín reconstituido es un suelo “joven” afectado, incluso durante el proceso de compresión isotrópica y de falla, por interacciones químicas que modifican su estructura3 independientemente que el mineral arcilloso sea un material inactivo. La edad de los suelos es un factor que influye en su comportamiento mecánico, modificando las fuerzas de enlace entre las partículas del suelo y mejorando sus características de resistencia y deformabilidad. Sin tener resultados que confirmen esta hipótesis, se podría considerar que existió un cambio en los enlaces del suelo que influye en su comportamiento esfuerzo-deformación.

- Anisotropía del suelo: el caolín reconstituido proviene de un proceso de consolidación bajo condición unidimensional en el que se aplicó una presión de reconstitución de 200 kPa y por lo tanto posee una anisotropía inherente a dicho

3 Estructura: Término que se refiere a la combinación de la composición mineralógica, la fábrica (disposición o arreglo del esqueleto de partículas y vacíos) y las fuerzas de enlazamiento entre las partículas del suelo (fuerzas que actúan entre las partículas, diferentes a las de naturaleza puramente friccionante) (Mitchell y Soga, 2005).

0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0 0,01 0,02 0,03 0,04

q /

pć

εεεεq

Esf corte eq normalizado vs Def corte eq

Sć= 160 kPa

Sć= 200 kPa

Sć= 400 kPa

Sć= 600 kPa

0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0 0,01 0,02 0,03 0,04

Uu

/ p

ć

εεεεq

P. poros normalizada vs Def corte eq

Sć= 160 kPa

Sć= 200 kPa

Sć= 400 kPa

Sć= 600 kPa


Página 102

proceso. No se puede descartar la influencia de este proceso en especial en los ensayos a menores presiones de confinamiento, si se tiene en cuenta que hay evidencia experimental en otras investigaciones que demuestra que la anisotropía del material tiene efectos considerables en el comportamiento esfuerzo-deformación de los suelos.

Para efectos de concordancia de los resultados experimentales con los obtenidos del modelo elastoplástico, se consideró que durante la etapa de consolidación isotrópica de cada uno de los ensayos se indujo un efecto de sobreconsolidación en el suelo que aumenta a medida que el esfuerzo de consolidación es mayor.

Los resultados de la Figura 5.15 y de la Figura 5.16 confirman este fenómeno, donde los valores del esfuerzo desviador en la falla (qFALLA) son mayores en los ensayos experimentales respecto a los obtenidos de los resultados del modelo elastoplástico, los cuales tienen en cuenta las características de resistencia y deformabilidad del mismo material.

Si se comparan las trayectorias de esfuerzos de los ensayos drenados con las del modelo elastoplástico (ver la Figura 5.19) se observa en los resultados experimentales que el suelo tiene unos cambios de volumen bajos al inicio de la trayectoria de esfuerzos (la pendiente suave de la trayectoria indica un comportamiento sobreconsolidado), que con el incremento del esfuerzo desviador aumentan siguiendo una pendiente fuerte hasta llegar finalmente a la falla del suelo.

Figura 5.19. Comparación de los resultados experimentales de los ensayos triaxiales drenados con los resultados del modelo elastoplástico.

En la Figura 5.20 se ilustra el comportamiento esfuerzo-deformación de ensayos drenados considerando los resultados del modelo elastoplástico junto con la normalización de dicho comportamiento. Finalmente si se revisan los resultados de la Figura 5.11 y de la Figura 5.12 con los de la Figura 5.20(b), de nuevo se obtienen valores de resistencia mayores resultados experimentales y valores normalizados de q/pć en la falla cercanos a 1.9-2.0.

1,45

1,5

1,55

1,6

1,65

1,7

1,75

1,8

100 1000

v =

1+

e

p´(kPa)

Volumen específico vs Esf. ef. normal eq

Sć= 160 kPa

Sć= 200 kPa

Sć= 400 kPa

Sć= 600 kPa1,45

1,5

1,55

1,6

1,65

1,7

1,75

1,8

100 1000

v =

1+

e

p´ (kPa)


sć= 160 kPa

sć= 200 kPa

sć= 400 kPa

sć= 600 kPa


Página 103

Figura 5.20. Comportamiento esfuerzo-deformación y normalización respecto a la presión de confinamiento en ensayos drenados considerando los resultados del modelo Cam-clay.

5.4. COMPORTAMIENTO DE MUESTRAS SOBRECONSOLIDADAS ANTE LA APLICACIÓN DE ESFUERZOS DESVIATÓRICOS

En muchas publicaciones técnicas (Atkinson & Bransby, 1978; Dobry & Vucetic, 1996; Mitchell & Soga, 2008; Idriss & Boulanger, 2008, entre otras) se demuestra la importancia de la historia de esfuerzos de los suelos arcillosos en su respuesta ante solicitaciones de cargas estáticas y dinámicas. Por ende, se consideró pertinente evaluar el comportamiento del caolín bajo diferentes relaciones de sobreconsolidación isotrópica en procesos de carga estáticos.

5.4.1. Ensayos triaxiales drenados

En las Figura 5.21 y en la Figura 5.22 se aprecia que el caolín reconstituido se comporta como un material que endurece por deformación, a pesar que el suelo posea relaciones de sobreconsolidación de hasta 2.95, aumentando su resistencia con la deformación producida por la aplicación del esfuerzo desviatórico. Sin embargo, el cambio volumétrico se reduce notoriamente, siendo su deformación volumétrica del 2 al 3% respecto al 7.5% obtenido para la muestra normalmente consolidada.

El comportamiento esfuerzo-deformación a bajas deformaciones se caracteriza por sostener casi de forma elástica y lineal el esfuerzo desviatórico, soportando un valor mayor de q con el aumento de la relación de sobreconsolidación. La resistencia al corte no posee un aumento significativo con la sobreconsolidación para una misma presión efectiva de confinamiento (σć≅ 160 kPa) aunque si absorbe un mayor nivel de energía al ser más rígido. Para el ensayo con RSC= 2.82, es interesante observar que hay un aumento de la resistencia (del orden de 50 kPa) por el aumento de la presión efectiva de confinamiento a σć= 170 kPa.

En la Figura 5.22 se observa la superposición de las trayectorias de esfuerzos en el diagrama de estado p´ - q, que de acuerdo con las curvas esfuerzo-deformación, deben llegar un mismo volumen específico en el estado de falla. Cierta variación en el volumen específico en la falla se debe al valor de la relación de vacíos inicial que se determinó a partir de las propiedades físicas iniciales de cada una de las muestras.

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

1,4

1,6

1,8

2

0 0,1 0,2 0,3

q /

pć

εεεεq

Esf corte eq normalizado vs Def corte eq

Sć= 160 kPa

Sć= 200 kPa

Sć= 400 kPa

Sć= 600 kPa

0

200

400

600

800

1000

1200

0 0,1 0,2 0,3

q (k

Pa)

εεεεq

Esf . desviador eq. vs Def. cortante eq.

Sć= 160 kPa

Sć= 200 kPa

Sć= 400 kPa

Sć= 600 kPa


Página 104

Figura 5.21. Comportamiento esfuerzo-deformación y trayectoria de esfuerzos de ensayos drenados para diferentes relaciones de sobreconsolidación isotrópica.

Figura 5.22. Deformación volumétrica y trayectoria de esfuerzos en el diagrama v-p´ de ensayos drenados para diferentes relaciones de sobreconsolidación isotrópica.

5.4.2. Ensayos triaxiales no drenados

En la Figura 5.23 y en la Figura 5.24 se resumen los resultados en la etapa de falla de 3 muestras que poseen diferentes relaciones de sobreconsolidación isotrópica y que se fallaron a la misma presión efectiva de confinamiento. En estos ensayos también se generaron excesos de presión de poros positivos, aunque de menor magnitud pues como es bien reconocido, a altas relaciones de sobreconsolidación los suelos intentan dilatar más que a contraer, y como una misma expresión de este proceso, la magnitud de los excesos de presión de poros cambia y empieza a ser negativa4. Este aspecto del comportamiento del suelo permite considerar que el suelo bajo estudio se comporta como un material ligeramente sobreconsolidado para una RSC=2.0 y como un material sobreconsolidado para una RSC= 3.0, que endurece por deformación según los resultados experimentales presentados en la Figura 5.21 y en la Figura 5.23.

4 Los materiales muy o fuertemente sobreconsolidados son aquellos que presentan un comportamiento de ablandamiento por deformación, con cambios de volumen negativos (expansión) durante procesos drenados ó excesos de presión de poros negativos (tendencia a aumentar de volumen) en procesos no drenados.

0

50

100

150

200

250

300

350

400

0 100 200 300 400

q (

kPa)

p´(kPa)

Esf. efectivo normal eq vs Esf. desviador eq

RSC= 1.00, sć= 160kPa

RSC= 1.95, sć= 163kPa

RSC= 2.95, sć= 161kPa

RSC= 2.82, sć= 170kPa

0

50

100

150

200

250

300

350

400

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20

q (

kPa)

εεεεq (%)


RSC= 1.00, sć= 160kPa

RSC= 1.95, sć= 163kPa

RSC= 2.95, sć= 161kPa

RSC= 2.82 , sć= 170kPa

1,6

1,65

1,7

1,75

1,8

1,85

1,9

1,95

1 10 100 1000

v (

1+e)

ln p´ (kPa)


RSC = 1.00 Falla

RSC = 1.95 Falla

RSC = 2.95 Falla

RSC = 2.82 Falla

0

2

4

6

8

10

12

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20

εε εεp

(%)

εεεεq (%)

Def. volumétrica, εεεεp vs. Def. cortante eq., εεεεq

RSC = 1.00, sć= 160kPa

RSC = 1.95, sć= 163kPa

RSC = 2.95, sć= 161kPa

RSC = 2.82, sć= 170kPa


Página 105

Comparando estas curvas esfuerzo-deformación con las de los ensayos NC (Figura 5.14 y Figura 5.15) se establece la fuerte influencia de la historia de esfuerzos en el comportamiento mecánico de los suelos, ya que con una sobreconsolidación de 3.0 se obtienen una resistencia al corte mayor (cercana al doble) y un exceso de presión de poros menor (cercano a la mitad) respecto al mismo suelo bajo condiciones NC.

Figura 5.23. Comportamiento esfuerzo-deformación y trayectoria de esfuerzos de ensayos no drenados para diferentes relaciones de sobreconsolidación isotrópica.

Figura 5.24. Variación de la presión de poros y trayectoria de esfuerzos de ensayos no drenados en el diagrama v-p´ para diferentes relaciones de sobreconsolidación isotrópica.

Para el mismo suelo sobreconsolidado (RSC= 3.0) la trayectoria de esfuerzos transcurre hacia la derecha desde el comienzo del ensayo (ver la Figura 5.24b), siendo el único ensayo no drenado en donde el esfuerzo efectivo normal equivalente (p´) aumenta durante la aplicación del esfuerzo desviatórico hasta la falla. Este resultado experimental permite concluir que no se puede considerar a la línea de resistencia al corte (línea de estado crítico) en el diagrama de estado v - p´ como un límite entre los materiales que endurecen y ablandan por deformación como comúnmente se indica en varios textos académicos de frecuente consulta en geotecnia (por ejemplo Idriss & Boulanger, 2008).

El valor del parámetro de poros ASK de Skempton también cambia notoriamente con el cambio de la relación de sobreconsolidación disminuyendo de 0.88 para el ensayo con RSC= 1.00 a 0.44 y 0.21 para los ensayos con RSC= 2.0 y RSC= 3.0, respectivamente. Recordando que ASK = ∆U/∆σ = ∆U/q, se confirma que el parámetro de poros ASK es un indicativo de la respuesta probable de la presión de poros del suelo, así como de su comportamiento esfuerzo-deformación y resistencia en ensayos no drenados.

0

50

100

150

200

250

0 2 4 6 8

q (

kPa)

εεεεq (%)


RSC= 2.96; sć= 160kPa

RSC= 1.96; sć= 162kPa

RSC= 1.00; sć= 160kPa0

50

100

150

200

250

0 50 100 150 200 250

q (

kPa)

p´(kPa)

Esf. efectivo normal eq vs Esf. desviador eq

RSC= 2.96; sć= 160kPa

RSC= 1.96; sć= 162kPa

RSC= 1.00; sć= 160kPa

0

20

40

60

80

100

120

0 2 4 6 8

Uu

(kP

a)

εεεεq (%)

Presión de poros, Uu vs Def. cortante eq., εεεεq

RSC= 2.96; sć= 160kPa

RSC= 1.96; sć= 162kPa

RSC= 1.00; sć= 160kPa1,55

1,6

1,65

1,7

1,75

1,8

1,85

1 10 100 1000

v (

1+e)

ln p´ (kPa)


RSC= 1.00 Falla

RSC= 2.96 Falla

RSC= 1.96 Falla


Página 106

6. COMPORTAMIENTO MECÁNICO DEL CAOLÍN EN EL MARCO DE LA MECÁNICA DE SUELOS DEL ESTADO CRÍTICO

Los resultados experimentales analizados en el capítulo anterior, en especial los de las figuras 5.6, 5.8, 5.9, 5.13 y 5.16, que identifican las características de compresibilidad, del comportamiento ante esfuerzos desviatóricos y de resistencia al corte del caolín indican que el comportamiento mecánico del suelo ante cargas estáticas, se pueden comprender a través de un modelo elastoplástico Cam-clay. A continuación se presenta una comparación de los resultados experimentales con los predichos con este modelo con el fin de validar su aplicación para el estudio del proceso de generación de generación de presión de poros ante cargas cíclicas.

6.1. CONSTANTES ELÁSTICAS – MÓDULO DE CORTE Y RELACIÓN DE POISSON

Las deformaciones elásticas del modelo Cam-clay dependen de los módulos de deformación volumétrica y de rigidez al corte. El primero de ellos se pudo definir claramente con los resultados experimentales y su magnitud varía de acuerdo con el esfuerzo normal efectivo corriente del suelo (p´), el volumen específico corriente (υ) y la constante elástica κ determinada de las líneas de expansión isotrópicas:

�′ = ��;�

Es decir el módulo Bulk o de deformación volumétrica del suelo no es constante a lo largo de la aplicación del esfuerzo desviatórico.

A su vez, el módulo de corte se determina de la pendiente inicial de la curva esfuerzo deformación en el diagrama de estado q - εq (ver las Figura 6.1 y Figura 6.2), ó de los loops de carga y descarga desviatórico que se induzcan en la etapa de falla (lastimosamente no se realizaron descargas del esfuerzo desviatórico en ningún ensayo).

Como lo menciona Atkinson (2007), el principal inconveniente de la evaluación de la rigidez al corte del suelo en ensayos triaxiales radica en la medición de la deformación a bajos niveles de esfuerzo desviatórico. Por ejemplo, para examinar la rigidez a muy bajas deformaciones (donde el suelo se comporta elásticamente) en la curva esfuerzo-deformación, es necesario medir desplazamientos menores de 0.001 mm en una muestra de suelo de 100 mm de alto (como las de esta investigación) para calcular deformaciones del orden del 0.001%. Ésto sumado a la exactitud de los medidores de desplazamiento y de cambio de volumen, así como a la manipulación de las muestras en el equipo triaxial y los movimientos ejercidos en el equipo para dar inicio a la etapa de aplicación del esfuerzo desviatórico, generan errores en las mediciones que se evidencian cuando se evalúa, por ejemplo, la influencia de la presión de confinamiento y de la historia de esfuerzos en la rigidez al corte del suelo. Otros errores que pueden suceder y que menciona Atkinson (op. cit.) (ver la Figuras 6.3) son:

1. Medición de desplazamientos axiales adicionales por las piedras porosas situadas en los bordes transversales de la muestra.


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2. Desplazamientos del eje de carga por la unión inadecuada de éste con la parte superior de la muestra.

3. Movimientos propios de la celda de carga.

4. Movimientos de la cámara triaxial.

Estos errores pueden ser significativos y fácilmente afectan las mediciones a pequeñas deformaciones. En ensayos triaxiales convencionales, las mediciones de deformación axial no son confiables a niveles menores del 0.1% independientemente de la exactitud de los transductores (Atkinson, op. cit.). En caso de usar cámaras triaxiales hidráulicas y sistemas de medición locales, es posible obtener mediciones confiables de deformación axial y volumétrica del orden de 0.001 a 0.01% (ver la Figuras 6.3b).

Figura 6.1. Constantes elásticas deducidas de ensayos triaxiales drenados. Tomado de Wood (1990).

Figura 6.2. Constantes elásticas deducidas de ensayos triaxiales no drenados. Tomado de Wood (1990).

GENERACION DE PRESIÓN DE POROS EN … · Una curva de fluencia (o una línea del estado límite)...

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