Cuando los depósitos de suelos están constituidos por arena mezclada con guijarros, la obtención de muestras por medio de (media caña) con un extractor de núcleos de manantial no es posible debido a que los pedruscos impiden que los resortes se cierren En tales casos, un cucharán rascador debe usarse para obtener muestras representativas alteradas (figura 2.20a). Éste instrumento tiene una punta de hincado y puede unirse a una barra perforadora. El muestreador es hincado y girado en el suelo y el suelo lateral desprendido cae dentro del cucharán.
domingo, 5 de diciembre de 2010
Muestreo con Muestrador de Media Caña – Suelos.
Los muestreadores de media caña se usan en el campo para obtener muestras de suelo que están generalmente alteradas pero son aún representativas. La figura 2.15a muestra una sección de muestreador de media caña estándar, consistente en una zapata de hincado de acero, un tubo de acero dividido longitudinalmente en dos y un copie en su parte superior. El copie conecta el muestreador a la barra de perforación. El penetrómetro estándar tiene un diámetro de 34.93 mm (1 3/8 pulg) y exterior de 50.8 mm (2 pulg); sin embargo, se dispone también de muestreadores con diámetros interior y exterior de hasta 63.5 mm (2 pulg) y 76.2 mm (3 pulg), respectivamente. Cuando un barreno se lleva hasta una profundidad predeterminada, las herramientas de perforación se retiran y el muestreador se baja al fondo del agujero barrenado. El penetrómetro se hinca en el suelo por golpes de un martinete en la parte superior de la barra de perforación. El peso estándar del martinete es de 622.72 N (140 ib) y para cada golpe la altura de caída del martinete es de 0.762 m (30 pulg). El número de golpes requeridos para la penetración del penetrómetro de tres intervalos de 152.4 mm (6 pulg), es registrado. El número de golpes requeridos para los dos últimos intervalos se suman para dar el número de penetración estándar a esa profundidad. Este número se llama generalmente el valor N (American Society for Testing and Materials, 1992, Designación D-1586-84).
FIGURA 2.15 (a) Penetrómetro estándar de media caña; (b) extractor de núcleos de manantial (canastilla)
Luego se retira el penetrómetro, junto con la zapata y el copie. La muestra de suelo recuperada del tubo se coloca en una botella de vidrio y se transporta al laboratorio.
El grado de alteración de una muestra de suelo es usualmente expresado Como
donde AR = relación de áreas
D0 = diámetro exterior del tubo muestreador
Di = diámetro interior del tubo muestreador
Di = diámetro interior del tubo muestreador
Cuando la relación de áreas es de 10% o menor, la muestra se considera como inalterada. Para un penetrómetro estándar de media caña
Por consiguiente, las muestras están altamente alteradas. Las muestras con penetrómetro estándar de media caña se tornan generalmente a intervalos de aproximadamente 1.53 rn (5 pies). Cuando el material encontrado en el campo es arena (particularmente arena fina debajo del nivel freático), la obtención de una muestra por medio del muestreador de media caña es difícil. En tal caso, un dispositivo conocido como extractor de núcleos de manantial tiene que ser colocado dentro de la media caña (figura 2.15b).
Además de la obtención de muestras de suelos, las pruebas de penetración estándar proporcionan varias correlaciones útiles. Por ejemplo, la consistencia de los suelos arcillosos es con frecuencia estimada con el numero, N, de penetración estándar, corno muestra la tabla 2.3. Sin embargo, las correlaciones para las arcillas requieren pruebas para verificar que las relaciones son válidas para el depósito de la arcilla en consideración.
La literatura técnica contiene muchas correlaciones entre el número de penetración estándar y la resistencia cortante, c, no drenada de la arcilla. Con base en resultados de pruebas triaxiales no drenadas conducidas en arcillas no sensitivas, Stroud (1974) sugirió que
Cu = KN (2.4)
donde K = constante = 3.5-6.5 kN/m2 (0.507-0.942 Ib/pulg2)
N = número de penetración estándar obtenido en campo
El valor promedio de K es aproximadamente de 4.4 kN/m2 (0.638 lb/pulg2).
TABLA 2.3 Consistencia de arcillas y correlación aproximada con el número N de penetración estándar
Hara y otros investigadores (1971) sugirieron también que
La tasa de sobreconsolidación OCR de un depósito natural de arcilla es también correlacionada con el número de penetración estándar Del análisis de regresión de una base de datos de 110 puntos, Mayne y Kerper (1988) obtuvieron la relación
donde σ’v = esfuerzo efectivo vertical en MN/m2
Es importante señalar que cualquier correlación entre c y N es sólo aproximada. La sensitividad, St, de suelos arcillosos juega también un papel importante en el valor real de N obtenido en campo. La figura 2.16 muestra una gráfica de N(medido) / N(en st) versus St según predicho por Schmertmann (1975).
En suelos granulares, el valor N es afectado por la presión efectiva de sobrecarga
σ’v. Por esa razón, el valor N obtenido en una exploración de campo bajo diferentes presiones efectivas de sobrecarga debe ser cambiado para corresponder a un valor estándar de σ’v. Es decir,
donde Ncor = valor N corregido para un valor estándar de o [95.6 kN/m2 (1 ton/pie2)]
CN= factor de corrección
NF = valor N obtenido en el campo
NF = valor N obtenido en el campo
Figura 2.16
En el pasado fueron propuestas varias relaciones empíricas para Algunas se dan en la tabla 2.4, las más comúnmente citadas son las proporcionadas por Liao y Whitman (1986) y Skempton (1986). La figura 2.17 muestra una comparación de CN versus σ’v obtenida de esas relaciones.
En la tabla 2.5 se da una relación aproximada entre el número de penetración estándar corregido y la compacidad relativa de la arena. Sin embargo, esos valores son aproximados, principalmente porque la presión efectiva de sobrecarga y la historia del esfuerzo del suelo influyen considerablemente en los valores N, de la arena. Un extenso estudio realizado por Marcuson y Bieganousky (1977) produjo la relación empírica
donde Cr = compacidad relativa
NF = número de penetración estándar en el campo
σ’v= presión efectiva de sobrecarga (lb/puig2)
Cu = coeficiente de uniformidad de la arena
NF = número de penetración estándar en el campo
σ’v= presión efectiva de sobrecarga (lb/puig2)
Cu = coeficiente de uniformidad de la arena
El ángulo máximo de fricción de suelos granulares se correlaciona con el número de penetración estándar corregido. Peck, Hanson y Thornburn (1974) proporcionan una correlación entre Ncor y Ø en forma gráfica, que puede ser aproximada como (Wolff, 1989)
TABLA 2.4 Relaciones empíricas par CN (Nota σ’v esta en U.S ton / pie2)
TABLA 2.17 Graficas de comparación de CN versus σ’v obtenida de relaciones dadas por Lia y whitman
TABLA 2.5 Relación entre los valores de N corregidos y la compacidad relativa en arenas.
FICURA 2.19 Resultados de pruebas de laboratorio de Hatanaka y Uchida (1996) para la correlación entre Ø y (raíz cuadrada de Ncor)
1. Las ecuaciones son aproximadas.
2. Debido a que el suelo no es homogéneo, los valores N, obtenidos en un barreno varían ampliamente.
3. En depósitos de suelo que contienen grandes boleos y grava, los números de penetración estándar son erráticos y de poca confianza.
Aunque aproximada, con una correcta interpretación, la prueba de penetración estándar proporciona una buena evaluación de las propiedades de los suelos. Las principales fuentes de error en las pruebas de penetración estándar son una limpieza inadecuada del barreno, un conteo descuidado del número de golpes, un golpeteo excéntrico del martinete sobre el barreno perforador y un mantenimiento inadecuado del nivel del agua en el barreno.
Procedimiento para Muestreo del Suelo.
Dos tipos de muestras de suelo se obtienen durante una exploración del subsuelo: alteradas e inalteradas. Las muestras alteradas pero representativas son generalmente usadas para los siguientes tipos de pruebas de laboratorio:
1. Análisis granulométrico
2. Determinación de los límites líquido y plástico
3. Peso específico de los sólidos del suelo
4. Determinación del contenido orgánico
5. Clasificación del suelo
Sin embargo, las muestras alteradas no deben usarse para pruebas de consolidación, permeabilidad o de resistencia cortante, ya que éstas deben hacerse con muestras inalteradas.
Perforaciones Exploratorias en el Campo - Suelos.
La perforación con barrena es el método más simple de efectuar sondeos de exploración.
La figura 2.10 muestra dos tipos de barrenas manuales: la barrena de agujeros para postes y la barrena helicoidal. Las manuales no deben usarse para excavaciones de más de 3 a 5 ni (10-16 pies). Sin embargo, se usan para exploraciones de suelos en al- gimas carreteras y en estructuras pequeñas. Existen barrenas helicoidales eléctricas manuales (76.2 mm a 304.8 mm de diámetro) adecuadas para perforaciones más profundas. Las muestras de suelo obtenidas en tales perforaciones están sumamente alteradas. En algunos suelos no cohesivos o con baja cohesión, las paredes de los barrenos no son estables por sí mismas. En tales circunstancias, un tubo metálico se usa como ademe para impedir que el suelo se derrumbe.
Cuando se dispone de energía eléctrica, las barrenas de perforación continua son probablemente las más idóneas. La energía para efectuar el trabajo se suministra desde torres de perforación montadas en camión o en tractor. De esta manera se efectúan fácilmente barrenos de hasta 60-70 m (200-230 pies) de profundidad.
Las barrenas de perforación continua existen en secciones de aproximadamente 1-2 m (3-6 pies) y son huecas o sólidas. Algunas de las barrenas sólidas comúnmente usadas tienen diámetros exteriores de 66.68 mm (2 pulg), 82.55 mm (3 pulg), 101.6 mm (4 pulg) y 114.3 mm (4 pulg). Las barrenas huecas comercialmente comunes tienen dimensiones de 63.5 mm de DI (diámetro interior) y 158.75 mm de DE (diámetro exterior) (2.5 X 6.25 pulg), 69.85mm de DI y l77.8 DE (2.75 x 7pulg), 76.2 mm de DI y 2O3.2 de DE(3 X 8 pulg) y 82.55 mm de DI y 228.6 de DE (3.25 x 9 pulg).
FIGURA 210 Herramientas de mano: (a) barrena para hoyos de postes o posteadora; (b) barrena helicoidal
FIGURA 211 Cabeza de corte con punta de carburo sobre raspadora de barrena conectada por pernos (cortesía de William B. Ellis, El Paso Engineering and Testing, Inc., EJ. Paso, Texas)
La punta de la barrena se conecta a una cabeza cortadora (figura 2.11). Durante la perforación (figura 2.12), sección tras sección de barrena puede agregarse para aumentar la profundidad de la excavación. La hélice de la barrena lleva el suelo suelto desde el fondo del agujero a la superficie. El perforista puede detectar cambios en el tipo de suelo si nota variaciones en la velocidad y sonido del taladro. Cuando se usan barrenas sólidas, éstas deben retirarse a intervalos regulares para obtener muestras del suelo y también para efectuar otras operaciones como la prueba de penetración estándar. Las barrenas huecas tienen una clara ventaja sobre las sólidas ya que ellas no tienen que ser retiradas frecuentemente para efectuar muestreos u otras pruebas.
Como muestra esquemáticamente la figura 2.13, el exterior de la barrena hueca actúa como ademe. Un obturador o tapón removible está unido al fondo de la barrena por medio de un vástago central. Durante la perforación, el obturador puede ser extraído junto con la barrena y pueden entonces llevarse a cabo el muestreo y las pruebas de penetración estándar. Cuando se usan barrenas huecas en suelos arenosos debajo del nivel freático, la arena puede ser empujada varios pies en el tubo de la barrena por el exceso de la presión hidrostática inmediatamente después de la remoción del obturador. En tales condiciones no debe usarse el obturadot Más bien, el agua dentro del tubo hueco de be mantenerse a un nivel superior al del nivel freático.
FIGURA 2.12 Perforación con barrenas de raspado continuo (cortesía de Danny R. Anderson, Danny R. Anderson Consultants, El Paso, Texas)
El sondeo de lavado es otro método de efectuar perforaciones. En éste, un ademe de aproximadamente 2-3 m (6-10 pies) de largo se hinca en el terreno. El suelo dentro del ademe se retira entonces por medio de un trépano cortante unido a un vástago perforador. El agua es inyectada a través del vástago perforador y sale a muy alta velocidad por los agujeros en el fondo del trépano (figura 2.14). El agua y las partículas desmenuzadas del suelo ascienden por el agujero taladrado y fluyen en la parte superior del ademado a través de una conexión en T. El agua de lavado se recoge en un recipiente. El ademe puede extenderse con partes adicionales según avanza el barrenado; sin embargo, no se requiere si el barreno permanece abierto y no se derrumba.
FIGURA 2.13 Diagrama esquemático de una barrena de tubo hueco con obturador rem.ovible.
La perforación rotatoria es un procedimiento en el cual trépanos rotatorios de perforación unidos al fondo de las varillas perforadoras cortan y muelen el suelo y profundizan el barreno. Existen varios tipos de trépanos perforadores. La perforación rotatoria se usa en arena, arcilla y roca (a menos que ésta esté muy fisurada). El agua o lodo de perforación se inyecta a presión hacia abajo por las barras de perforación hasta los trépanos y el flujo de retorno lleva los recortes a la superficie. Con este procedimiento se logran fácilmente barrenos con diámetros de entre 50.8 a 2032 mm (2-8 pulg). El lodo de perforación es una mezcla de agua y bentonita. Generalmente se usa cuando resulta probable que el suelo encontrado se desmorone. Cuando se requieren muestras de suelo, la barra perforadora se eleva y el trépano se reemplaza por un tubo muestreador.
El sondeo por percusión es un método alternativo de excavar un barreno, particularmente a través de roca y suelo duro. Un trépano pesado de perforación se sube y baja para cortar el suelo duro. Las partículas de suelo recortado son llevadas a la superficie por circulación de agua. El sondeo por percusión puede requerir de un ademe.
FIGURA 2.14 Sondeo con Inyección o Lavado.
Investigación del Sitio – Suelos - Construcción Edificios.
La fase de investigación del sitio del programa de exploración consiste en la planeación, efectuar sondeos de prueba y recolectar muestras del suelo a los intervalos deseados para subsecuentes observaciones y pruebas de laboratorio. La profundidad mínima aproximada requerida de los sondeos debe ser predeterminada. La profundidad puede ser cambiada durante la operación de barrenado, dependiendo del subsuelo encontrado.
Para determinar la profundidad mínima aproximada de barrenado los ingenieros usan las reglas establecidas por la American Society of Civil Engineers (1972):
Para determinar la profundidad mínima aproximada de barrenado los ingenieros usan las reglas establecidas por la American Society of Civil Engineers (1972):
1. Determinar el incremento neto de esfuerzo, Δσ, bajo una cimentación con la profundidad como muestra la figura 2.9.
FIGURA 2.9 Determinación de la profundidad mínima de perforación
2. Estimar la variación del esfuerzo vertical efectivo, σ’v, con la profundidad.
3. Determinar la profundidad, D = D1, en la que el incremento de esfuerzo σ es igual a 1/10 q (q = esfuerzo neto estimado sobre la cimentación).
4. Determine la profundidad, D = D2, en la que ΔσIσ’v = 0.05.
5. A menos que se encuentre un lecho rocoso, la menor de las dos profundidades, D1 y D2, antes determinadas, es la profundidad minima aproximada requerida de perforación.
Si se usan las reglas anteriores, las profundidades de perforación para un edificio con un ancho de 30.5 m (100 pies) serán aproximadamente las siguientes, de acuerdo con Sowers y Sowers (1970): 
Para hospitales y edificios de oficinas, ellos también usan la siguiente regla para determinar la profundidad de perforación.
donde Db = profundidad de la perforación, en metros
S = número de pisos
S = número de pisos
En unidades inglesas, las ecuaciones anteriores tornan la forma
Cuando se esperan excavaciones profundas, la profundidad de la perforación debe ser por lo menos 1.5 veces la profundidad de la excavación.
En ocasiones, las condiciones del subsuelo requieren que la carga de cimentación sea transmitida al lecho rocoso. La profundidad mínima de barrenado para la extracción de núcleos de roca es aproximadamente de 3 m (10 pies). Si el lecho rocoso es irregular o está intemperizado, los barrenos tendrán que ser más profundos.
No existen reglas fijas acerca del espaciamiento de los barrenos. La tabla 22 proporciona algunas directrices generales. El espaciamiento puede ser incrementado o disminuido, dependiendo de las condiciones del subsuelo. Si varios estratos de suelo son más o menos uniformes y predecibles, se necesitarán menos barrenos que en estratos no homogéneos.
El ingeniero, también debe tomar en cuenta el costo último de la estructura al tomar decisiones relativas a la extensión de la exploración de campo, para la cual debe destinarse generalmente entre 0.1 y 05% del costo de la estructura. Los sondeos en suelos se llevan a cabo por varios métodos: con barrena, con lavado, por percusión y la perforación rotativa.
Tabla 2.2 Espaciamiento aproximado de los Barrenos.
sábado, 4 de diciembre de 2010
Reconocimiento - Suelos - Construcción.
El ingeniero debe siempre hacer una inspección visual del sitio para obtener información sobre:
1. La topografía general del sitio, la posible existencia de canales de drenaje, tiraderos de basura y otros materiales. Además, la evidencia de flujo plástico en taludes y grietas profundas y amplias a intervalos regularmente espaciados puede ser indicativo de suelos expansivos.
2. Estratificación del suelo en cortes profundos, como los que se realizan para la construcción de carreteras y vías férreas cercanas.
3. Tipo de vegetación en el sitio, que indique la naturaleza del suelo. Por ejemplo, una cubierta de mezquites en el centro de Texas indica la existencia de arcillas expansivas que podría ocasionar problemas en la cimentación.
4. Huellas de niveles altos del agua en edificios y en estribos de puentes cercanos.
5. Niveles del agua freática, que son determinados por observación de pozos cercanos.
6. Tipos de construcciones vecinas y existencia de grietas en muros u otros problemas. La naturaleza de la estratificación y propiedades físicas de suelos vecinos también se obtienen de reportes disponibles de la exploración del suelo para estructuras existentes.
Recolección de Información Preliminar - Suelos - Construcción de Estructuras.
Esta etapa incluye la obtención de información respecto al tipo de estructura por construir y su uso general. Para la construcción de edificios deben conocerse las cargas aproximadas y el espaciamiento de las columnas, así como el reglamento local de construcción y los requisitos para el sótano. La construcción de puentes requiere la determinación de la longitud del claro y las cargas en pilares y estribos.
Una idea general de la topografía y del tipo de suelo que se encontrará cerca y alrededor del sitio propuesto se obtiene de las siguientes fuentes.
1. Mapas de levantamientos geológicos de Estados Unidos.
2. Mapas de levantamientos geológicos del gobierno estatal.
3. Reportes de suelos del condado del Servicio de Conservación de Suelos del Departamento de Agricultura de Estados Unidos.
4. Mapas agronómicos publicados por los departamentos de Agricultura de varios estados.
5. Información hidrológica publicada por el Cuerpo de Ingenieros de Estados Unidos, que incluye los registros de flujo de corrientes de agua, niveles altos de inundaciones, registros de mareas, etcétera.
6. Manuales sobre suelos de los departamentos de caminos publicados por varios estados.
La información obtenida así es sumamente útil en la planeación de una investigación de sitio. En algunos casos se logran ahorros considerables si se detectan de antemano problemas que pueden luego encontrarse en el programa de exploración.
Programa de Exploración del Subsuelo.
La exploración del subsuelo comprende varias etapas, entre ellas la recolección de información preliminar el reconocimiento y la investigación del sitio.
Propósito de la Exploración del Suelo – Construcción.
El proceso de identificar las capas o estratos de depósitos que subyacen bajo una estructura propuesta y sus características físicas se denomina exploración del subsuelo Su propósito es obtener información que ayude al ingeniero geotécnico en:
1. Seleccionar el tipo y profundidad de la cimentación adecuada para una estructura dada.
2. Evaluar la capacidad de carga de la cimentación.
3. Estimar el asentamiento probable de una estructura.
4. Detectar problemas potenciales de la cimentación (por ejemplo, suelo expansivo, suelo colapsable, relleno sanitario, etcétera)
5. Determinar la localización del nivel freático.
6. Predecir el empuje lateral de tierra en estructuras como muros de retención, tablaestacados y cortes arriostrados.
7. Establecer métodos de construcción para condiciones cambiantes del subsuelo.
7. Establecer métodos de construcción para condiciones cambiantes del subsuelo.
También puede ser necesaria cuando se contemplan adiciones y alteraciones a estructuras existentes.
Suelos Orgánico.
Los suelos orgánicos se encuentran generalmente en regiones de poca altura, donde el nivel freático está cerca o por arriba de la superficie del terreno. La presencia de un alto nivel freático ayuda al crecimiento de plantas acuáticas, que al descomponerse, forman suelo orgánico que se encuentra por lo general en regiones costeras y glaciares. Entre sus características están:
1. El contenido de agua natural que puede variar entre 200 y 300%.
2. Son altamente compresibles.
3. Pruebas de laboratorio muestran que, bajo cargas, un gran porcentaje del asentamiento en ellos se deriva de la consolidación secundaria.
viernes, 3 de diciembre de 2010
Depósitos Eólicos de Suelos.
El viento es también un agente importante de transporte que conduce a la formación de depósitos de suelos. Cuando grandes áreas de arena se encuentran expuestas, el viento puede desplazarlas y redepositarlas en algún otro lugar. Los depósitos de arena desplazada toman generalmente la forma de dunas (figura 2.7). Al formarse las dunas, la arena es desplazada sobre la cresta por el viento. Más allá de la cresta, las partículas de arena ruedan hacia abajo por la pendiente. Este, proceso tiende a formar un depósito compacto de arena sobre el lado expuesto al viento y un depósito suelto sobre el lado opuesto al viento.
Existen dunas a lo largo de las orillas del este y sudeste del lago Michigan, de la costa atlántica, de la costa sur de California y en varios lugares del litoral de Oregon y Washington. Se encuentran también dunas en las planicies aluviales y rocosas del oeste de Estados Unidos. A continuación se mencionan algunas de las propieda4es típicas de las dunas de arena:
1 La granulometría de la arena en cualquier localidad particular es sorprendentemente uniforme, lo cual puede ser atribuido a la acción distribuidora del viento.
2. El tamaño general del grano decrece con la distancia desde la fuente debido a que el viento arrastra a las partículas pequeñas más lejos que a las grandes.
3. La compacidad relativa de la arena depositada sobre el lado de expuesto al viento de las dunas es de entre 50 y 65% y decrece a valores de entre O y 15% sobre el lado contrario al viento.
Figura 2.7 Duna de Arena.
Depósitos Glaciares – Suelos.
Durante la edad de hielo del Pleistoceno, los glaciares cubrieron grandes extensiones de la Tierra y con el paso del tiempo, avanzaron y retrocedieron. Durante su avance, arrastraron consigo grandes cantidades de arena, limo, arcilla, grava y boleos. Derrubio es un término general aplicado a los depósitos dejados atrás por los glaciares. Al depósito no estratificado que yace abajo de los glaciares al derretirse, se le denomina tilita (till). Las características de estos depósitos varían de glaciar a glaciar.
Las formas de terrenos que se desarrollan a partir de estos depósitos no estratificados de tilita se llaman morrenas. Una morrena terminal (figura 2.5) es una cresta que marca el límite máximo del avance de un glaciar. Las morrenas recesionales son crestas desarrolladas a distancias variables detrás de la morrena terminal. Ellas son el resultado de la estabilización temporal del glaciar durante el periodo recesional. El material depositado por el glaciar entre las morrenas se llama morrena de fondo (figura 2.5). Las morenas de fondo constituyen grandes áreas de Estados Unidos y son llamadas planicies de aluvión.
La arena, limo y grava arrastrada por el agua derretida del frente de un glaciar se llaman materiales de fusión (outwash). Según un patrón similar al de los depósitos de corrientes de agua interconectadas, el agua derretida deposita el material de fusión formando llanuras de aluvión (figura 2.5). Denominadas comúnmente depósitos glaciofluviales.
El rango de los tamaños de grano presente en un depósito glaciar (till) varia considerablemente. La figura 2.6 compara la granulometría de depósitos glaciares y de arena de dunas (véase la sección 2.6). La cantidad de fracciones de tamaños de arcilla presentes y los índices de plasticidad de los depósitos glaciares también varían considerablemente. La exploración de campo puede además revelar valores erráticos de resistencias a la penetración estándar.
FIGURA 2.5 Morrena terminal, morrena de fondo y llanura de aluvión
El agua glaciar también arrastra limos y arcillas. El agua se deposita en depresiones del terreno formando lagos. Las partículas de limo tienden inicialmente a asentarse en el fondo del ago cuando el agua está en reposo. Durante el invierno, cuando la superficie del lago se congela, las partículas suspendidas de arcilla se asientan gradualmente en el fondo del lago. Durante el verano, ‘a nieve del lago se derrite. El suministro de agua dulce, cargada con sedimentos, repite el proceso. Corno resultado, el suelo lacustre formado por tal depositación tiene capas alternadas de limo y arcilla. Este suelo se denomina arcilla laminada. Las láminas son generalmente de unos cuantos milímetros de espesor; sin embargo, en algunos casos pueden tener entre 50 y 100 mm (2-4 pulg) de espesor. Las arcillas laminadas se encuentran en el noreste y noroeste Pacífico de Estados Unidos. En su mayor parte son normalmente consolidadas y pueden ser sensitivas. La permeabilidad hidráulica en la dirección vertical es generalmente varias veces menor que en la dirección horizontal. La capacidad de carga de esos depósitos es bastante baja y pueden esperarse considerables asentamientos de estructuras con cimentaciones superficiales.
Figura 2.6 Comparación de granulometría entre el aluvión glaciar y la arena de dumas.
Depósitos de Cinturones Meándricos.
El término meandro se deriva de la palabra griega maiandros que significa “curvas”. Las comente maduras corren en un valle describiendo una gran cantidad de curvas. El piso de un valle en que se mueve un río en tal forma se denomina cinturón meándrico. En un río meándrico, el suelo de sus orillas es continuamente erosionado donde es cóncavo y es depositado en los puntos en que el borde es convexo, como muestra la figura 23. Esos depósitos se llaman bancos de arena y consisten generalmente en partículas de arena y en partículas del tamaño de limos. Algunas veces, durante el proceso de erosión y depósito, el río abandona un meandro y toma una trayectoria más corta. El meandro abandonado, al llenarse con agua, se llama lago de brazo muerto (véase la figura 2.3).
Durante las grandes avenidas, los ríos se desbordan inundando zonas de bajo nivel. La arena y las partículas de tamaño de limo arrastradas por el río son depositadas a lo largo de las orillas formando líneas conocidas como bordos naturales (figura 2.4). Las partículas más finas de suelo, es decir: limos y arcillas, son arrastradas por el agua hacia las planicies de inundación, asentándose en diferentes proporciones para formar depósitos pantanosos (figura 2.4). Esas arcillas pueden ser sumamente plásticas. La tabla 2.1 proporciona las propiedades de depósitos de suelos encontrados en bordos naturales, banco de arena, canales abandonados, pantanos y ciénagas en el valle aluvial del Mississippi.
Figura 2.3 Formación de Depósitos en bancos de arena y lago de brazo muerto en una corriente meándrica.
Figura 2.4 Depósitos de borde y pantanosos.
Tabla 2.1 Propiedades de Depósitos dentro del valle aluvial de Missisipi.
Depósitos de Corrientes Interconectadas.
Las corrientes interconectadas son de rápido flujo y alto gradiente. Son altamente erosivas y arrastran grandes cantidades de sedimentos. Debido al alto acarreo de fondo, un cambio pequeño en la velocidad del flujo ocasionará el depósito de sedimentos y así generan una compleja maraña dé canales convergentes y divergentes separados por bancos e islotes de arena.
Los depósitos formados por corrientes interconectadas son muy irregulares en su estratificación y tienen un amplio rango de tamaños de grano. La figura 2.2 muestra una sección transversal de un depósito de ese tipo. Sus características comunes son:
1. Los tamaños de los granos varían generalmente entre los de gravas y limos. Las partículas con tamaños asociados a las arcillas no se encuentran regularmente en esos depósitos.
2. Aunque el tamaño de los granos varía ampliamente, el suelo en una lente o bolsón dado es bastante uniforme.
3. En cualquier profundidad, la relación de vacíos y el peso unitario pueden variar enormemente dentro de una distancia lateral de sólo unos pocos metros. La variación se observa durante la exploración del suelo para la construcción de la cimentación para una estructura. La resistencia a la penetración estándar (valor 1V) amia profundidad dada obtenida en varios barrenos, será altamente irregular y variable.
Los depósitos aluviales están presentes en varias partes al oeste de Estados Unidos, como en el sur de California, Utah y partes de Nevada. Una gran cantidad de sedimentos originalmente derivados de las Montañas Rocallosas fue acarreado hacia el este para formar los depósitos aluviales de las Grandes Planicies. En menor escala, este tipo de depósitos de suelo natural, dejado atrás por las corrientes de agua interconectadas, se encuentran también localmente.
Figura 2.2 Sección transversal de un deposito de corrientes interconectadas
Depósitos Aluviales – Suelos.
Los depósitos de suelo aluvial son generados por la acción de corrientes de agua y ríos, se dividen en dos categorías principales: (1) depósitos de corrientes interconectodas y (2) depósitos causados por el serpenteo meándrico de corrientes.
jueves, 2 de diciembre de 2010
Suelos Residuales.
Los depósitos de suelo residual son comunes en los trópicos, en Hawaii y en el sureste de Estados Unidos. La naturaleza de un depósito de suelo residual dependerá generalmente de la roca madre. Cuando las rocas duras como el granito y el gneis sufren intemperismo, la mayor parte de los materiales tienden a permanecer en ese sitio. Esos depósitos de suelo tienen generalmente una capa superior de material arcilloso o de arcilla limosa debajo de la cual se encuentran capas de suelo limoso y/o arenoso. Debajo se encuentran generalmente una capa de roca parcialmente intemperizada y luego una de roca sana. La profundidad de la roca sana puede variar ampliamente, aun dentro, de una distancia de unos pocos metros. La figura 2.1 muestra el registro de un barreno en depósito de suelo residual derivado del intemperismo de un granito.
A diferencia con las rocas duras, algunas rocas químicas como la caliza, están hechas principalmente de mineral de calcio (CaCO3). El yeso y la dolomita tienen grandes concentraciones de minerales dolomíticos [CaMg(C03)2]. Esas rocas tienen grandes cantidades de materiales solubles, algunos de los cuales son removidos por el agua freática, dejando atrás la fracción insoluble de la roca. Los suelos residuales derivados de rocas químicas poseen una zona gradual de transición al lecho de roca; como muestra la figura 2.1. Los suelos residuales derivados de la intemperización de rocas tipo calizas son casi todos de color gris; aunque de tipo uniforme, la profundidad de la intemperización puede variar considerablemente. Los suelos residualés inmediata mente arriba del lecho rocoso están normalmente consolidados. Las cimentaciones de gran tamaño con grandes cargas sobre ellas son susceptibles a grandes asentamientos por consolidación en esos suelos.
Figura 2.1 Registro de un Barreno para un suelo residual derivado de granito.
Depósitos Naturales del Suelos: Origen del Suelo.
La mayoría de los suelos que cubren la tierra están formados por el intemperismo de varias rocas. Existen dos tipos generales de intemperismo: (1) mecánico y (2) químico.
El intemperismo mecánico es el proceso por el cual las rocas se fracturan en piezas de menor tamaño bajo la acción de fuerzas físicas, como la corriente de agua de los ríos, viento, olas oceánicas, hielo glacial, acción de congelamiento, además de expansiones y contracciones causadas por ganancia y pérdida de calor.
El intemperismo químico es el proceso de descomposición química de la roca original En el caso del intemperismo mecánico, la roca se fractura en piezas menores sin cambiar su composición química. Sin embargo, en el intemperismo químico, el material original se cambia a otro totalmente diferente. Por ejemplo, el intemperismo químico de los feldespatos puede producir minerales arcillosos.
El suelo producido por el intemperismo de rocas llega a ser transportado mediante procesos físicos a otros lugares. Esos depósitos se llaman suelos transportados. Por otra parte, algunos suelos permanecen donde se forman y cubren la superficie rocosa de la que se originan y se conocen como suelos residuales.
Según sea el agente de transporte, los suelos transportados pueden subdividirse en tres categorías principales:
1. Aluviales fluviales: son depositados por corrientes de agua
2. Glaciales: depositados por la acción de los glaciares
3. Eólicos: depositados por la acción del viento
En adición a los suelos transportados y residuales, se tienen turbas y suelos orgánicos, originados de la descomposición de materiales orgánicos.
Depósitos Naturales de Suelo y Exploración del Subsuelo – Diseño Cimentaciones.
Introducción.
Para diseñar una cimentación que soporte adecuadamente una estructura, un ingeniero debe conocer el tipo de depósitos de suelo que la soportarán. Además, los especialistas de cimentaciones deben recordar que el suelo, en cualquier sitio, con frecuencia no es homogéneo, es decir, el perfil del suelo puede variar Las teorías de la Mecánica de Suelos contienen condiciones idealizadas, por lo que la aplicación de esas tesis a la Ingeniería de Cimentaciones implica la evaluación inteligente de las condiciones del sitio y de los parámetros del suelo. Hacerlo así, requiere algún conocimiento de los procesos geológicos por los cuales el depósito de suelo fue formado, complementado por una exploración del subsuelo. El buen juicio profesional constituye una parte esencial de la Ingeniería Geotécnica y éste se adquiere sólo con la práctica.
Este capítulo se divide en dos partes. La primera es un panorama general de los depósitos naturales de suelo generalmente hallados y la segunda describe los principios generales de la exploración del subsuelo.
Consideraciones para el Refuerzo del Suelo (Tira metálica, Tejidos no Biodegradables, Geomallas ).
Tiras metálicas
En la mayoría de los casos se usan tiras de acero galvanizado como refuerzo en el suelo, sin embargo, dicho material es susceptible a la corrosión. La rapidez del desgaste varía por los factores ambientales. Binquet y Lee (1975) aseguraron que la rapidez promedio de la corrosión de tiras de acero galvanizado varía entre 0.025 y 0.050 mn/año. Por lo tanto, en el diseño del refuerzo debe tomarse en cuenta esta cifra. Se tiene entonces
Es necesario efectuar más investigación sobre materiales resistentes a la corrosión, como fibras de vidrio, antes de ser usados corno tiras de refuerzo.
Tejidos no biodegradables
A los tejidos no biodegradables se les llama geotextiles. Desde 1970 su uso en la construcción se incrementó considerablemente alrededor del mundos Los tejidos se fabrican generalmente a base de derivados del petróleo, tales como poliéster, polietileno y polipropileno, pero pueden elaborarse también a base de fibras de vidrio. Los geotextiles no se preparan con tejidos naturales porque se degradan muy rápidamente. Pueden ser trenzados, tejidos, o sin trenzar.
Los trenzados se fabrican a base de dos conjuntos de filamentos o grupos paralelos de estambre entrelazados sistemáticamente que forman una estructura plana. Los geotextiles tejidos se forman entrelazando una serie de lazos de uno o más filamentos o grupos de estambre para formar una estructura plana. Los geotextiles no trenzados se forman con filamentos o fibras cortas dispuestas según un patrón orientado o al azar en una estructura plana. Esos filamentos o fibras cortas son, al principio, dispuestos en una red o malla suelta. Luego son unidos entre sí por uno o varios de los siguientes procesos:
1. Unión química; por medio de pegamento, hule, látex, derivados de celulosa, y otros más
2. Unión térmica; por medio de calor para la fusión pardal de los filamentos.
3. Unión mecánica; mediante costura de aguja
Los geotextiles no trenzados cosidos con aguja son de gran espesor y tienen una alta permeabilidad en su plano.
Los geotextiles tienen cuatro usos principales en la ingeniería de cimentaciones.
1. Drenaje: los tejidos pueden alizar rápidamente el agua del suelo hacia varias salidas, proporcionando una mayor resistencia a corte del suelo y por consiguiente una mayor estabilidad.
2. Filtración: cuando se colocan entre dos capas de suelo, una de grano grueso y otra de fino, el tejido permite la libre filtración del agua de una capa hacia la otra. Sin embargo, protege al suelo de grano fino de ser arrastrado hacía el suelo de grano grueso.
3 Separación: los geotextiles ayudan a mantener separadas las diversas caras de suelo después de la construcción y durante el periodo de servicio planeado para la estructura. Por ejemplo, en la construcción de carreteras, una capa sobrante arcillosa puede mantenerse separada de una capa base granulan
4. Refuerzo: la resistencia a la tensión de los geotejidos incrementa la capacidad de apoyo del suelo.
Geomallas
Las geomallas son materiales poliméricos de alto módulo, tales como el polipropileno y el polietileno, y son preparadas por estirado. La empresa Netion Ltd., del Reino Unido fue la primera productora de geomallas. En 1982, la empresa Tensar; llamada actualmente Tensar Earth Technologies, Inc., las introdujo en Estados Unidos.
La función principal de las geomallas es el refuerzo y son materiales relativamente rígidos en forma de red con grandes espacios llamados aberturas. Estas son suficientemente grandes para permitir la trabazón con el suelo o roca que las rodea para efectuar las funciones de refuerzo y/o segregación.
Las geomallas son generalmente de dos tipos: (a) biaxiales y b) uniaxiales. La figura 1.45a y 1.45b muestra los dos tipos, producidos por Tensar Earth Technologies, Inc. Las rejillas uniaxiales Tensar son fabricadas mediante el estirado de una lámina perforada de polietileno extraído de alta densidad en una dirección bajo ciertas condiciones cuidadosamente controladas. Este proceso alínea las largas cadenas moleculares del polímero en la dirección del estirado y resulta un producto con alta resistencia unidireccional a la tensión y alto módulo. Las rejillas biaxiales Tensar se fabrican estirando la lámina perforada de polipropileno en dos direcciones ortogonales. Así resulta un producto con alta resistencia a la tensión y módulo en dos direcciones perpendiculares. Las aberturas resultantes en la rejilla son cuadradas o bien rectangulares.
Las geomallas comerciales para refuerzo de suelos tienen espesores nominales de costillas de aproximadamente 0.02 a 0.06 pulg (0.5 a 1.5 mm) y uniones de aproximadamente 0.1 a 0.2 pulg. (2.5 a 5 mm). Las geomallas usadas para refuerzo de suelos tienen generalmente aberturas de forma rectangular o elíptica y varían entre ly6 puig (25 y 150 mm). Las geomallas son fabricadas de manera que las áreas abiertas sean mayores al 50% de la superficie total. Éstas desarrollan resistencias de refuerzo a bajos niveles de deformación unitaria, por ejemplo al 2% (Carroll, 1988). La tabla 1.17 proporcionan algunas propiedades de rejillas biaxiales disponibles en el mercado.
FIGURA 1.45 Geomallas: (a) uniaxial; (b) biaxial (nota: 1. costilla longitudinal; 2. barra transversal; 3. costilla transversal; 4. unión)
TABLA 1.17 Propiedades de las geomallas biaxiales
Generalidades Sobre Refuerzo del Suelo.
El uso de tierra reforzada es reciente en el diseño y construcción de cimentaciones y de estructuras para la retención de suelos. La tierra armada es un material de construcción que comprende suelo reforzado por elementos a tensión como barras y/o tiras metálicas, tejidos no biodegradables (geotextiles), geomallas y otros elementos similares. La idea fundamental de reforzar el suelo no es nueva; de hecho, se remonta a varios siglos. Sin embargo, el concepto actual de análisis y diseño sistemático fue desarrollado por el ingeniero francés, H. Vidal (1966).
El Laboratorio Francés de Investigación de Caminos efectúa amplias investigaciones sobre la aplicación y efectos benéficos del uso de tierra reforzada corno material de construcción, siendo documentada en detalle por Darbin (1970), Schlosser y Long (1974) y Schlosser y Vidal (1969). Las pruebas realizadas implicaron el uso de tiras metálicas con material de refuerzo.
Los muros de retención con tierra reforzada construyen alrededor del mundo desde que Vidal comenzó su trabajo. El primer muro de retención con tierra reforzada con tiras metálicas en Estados Unidos fue construido en 1972 en el sur de California.
Los efectos benéficos del refuerzo del suelo se derivan de: (a) la mayor resistencia a tensión del suelo y (b) de la resistencia al corte desarrollada por la fricción en los con tactos del refuerzo, comparable con el de las estructuras de concreto. Actualmente, la mayoría del diseño de tierra reforzada se hace únicamente con suelo granular con drenaje libre, evitando así & efecto de la presión de poro del agua desarrollada en suelos cohesivos que reduce la resistencia al corte del suelo.
miércoles, 1 de diciembre de 2010
Sensitividad – Suelos Arcillosos.
Para muchos suelos arcillosos depositados en forma natural, la resistencia a compresión simple es mucho menor cuando los suelos son probados después de ser remoldeados sin ningún cambio en el contenido de humedad. Esta propiedad se llama sensitividad. El grado de sensitividad es la proporción de la resistencia a compresión simple en estado inalterado entre la del estado remoldeado, o
Figura 1.43 Deposito de Arcilla.
Tabla 1.16 Ecuaciones empíricas relativas a Cu y para la presión efectiva de sobrecarga.
Figura 1.14 Variación de cu /p con el índice de liquidez
Parámetros de Resistencia al Corte - Ángulo de fricción drenado de suelos cohesivos.
La figura 1.39 muestra el ángulo de fricción drenado Ø para varias arcillas normalmente consolidadas obtenido mediante pruebas triaxiales (Bjerrum y Simons, 1960). Se nota que, en general, el ángulo de fricción Ø decrece al aumentar el índice de plasticidad. El valor de Ø disminuye por lo general de 37º a 38° con un índice de plasticidad de aproximadamente 10, a cerca de 25° o menos con un índice de plasticidad de aproximadamente 100. Resultados similares también fueron proporcionados por Kenney (1959). El ángulo de fricción (Øcu) consolidado no drenado de arcillas saturadas normalmente consolidadas varía generalmente entre 5°y 20º.
La prueba triaxial consolidada drenada se describe en la sección 1.16. La figura 1.40 muestra el diagrama esquemático de la gráfica de Δσ versus la deformación unitaria axial de una prueba triaxial drenada para arcilla. En la falla, para esta prueba, Δσ = Δσf
Sin embargo, bajo una deformación unitaria axial grande (por ejemplo, bajo una condición de resistencia última),
Figura 1.38 variación del ángulo de fricción Ø con la relación de vacíos para arena del río Chattachooche.
Figura 1.39 variación del ángulo de fricción Ø con el índice de plasticidad para varias arcillas.
Figura 1.40 Grafica del esfuerzo desviador versus deformación unitaria axial; prueba triaxial drenada
La figura 1.41 muestra la naturaleza general de las envolventes de falla bajo máxima resistencia y resistencia ultima (o resistencia residual). La resistencia cortante residual de arcillas es importante en la evaluación de la estabilidad a largo plazo de pendientes nuevas y existentes, y para el diseño de medidas correctivas. Los ángulos de fricción (Ør) drenados residuales de arcillas pueden ser considerablemente menores
FIGURA 1.41 Envolventes de la resistencia máxima y residual para arcillas
FIGURA 1.42 Varacián de Ør con el limite líquido para algunas arcillas (según Stark, 1995)
que los ángulos de fricción drenados máximos. La figura 1.42 muestra la variación de 4 con el límite líquido para algunas arcillas (Stark, 1995). Es importante notar que
1, Para una arcilla dada, Ør disminuye con el aumento del límite líquido.
2. Para un límite liquido dado y fracciones de tamaño arcilloso presentes en el suelo, la magnitud de Ør decrece con el aumento del esfuerzo normal efectivo, debido a la naturaleza curvilínea de la envolvente de falla.
2. Para un límite liquido dado y fracciones de tamaño arcilloso presentes en el suelo, la magnitud de Ør decrece con el aumento del esfuerzo normal efectivo, debido a la naturaleza curvilínea de la envolvente de falla.
Resistencia al corte no drenada cu La cu es un parámetro importante en el diseño de cimentaciones. Para depósitos de arcillas normalmente consolidadas (figura 1.43), la magnitud de c crece casi linealmente con el aumento de la presión efectiva de sobrecarga.
Existen varias relaciones empíricas entre cu y la presión efectiva de sobrecarga p en el campo. Algunas están resumidas en la tabla 1.16.
Parámetros de Resistencia al Corte - Ángulo de fricción drenado de suelos granulares.
En general, el ensayo de corte directo proporciona un mayor ángulo de fricción que el obtenido con ensaye triaxial. Cabe señalar que la envolvente de falla para un suelo dado es en realidad una línea curva. El criterio de falla de Mohr-Coulomb definido por la ecuación (1.82) es una aproximación. Debido al carácter curvo de la envolvente de falla, un suelo probado con esfuerzo normal alto dará un menor valor de Ø. Un ejemplo lo muestra la figura 1.38, que es una gráfica de Ø versus la relación de vacíos, e, para arena del río Chattahoochee, cerca de Atlanta, Georgia (Vesic, 1963). Esos ángulos de fricción se obtuvieron de pruebas triaxiales. Note que para una valor dado de e, la magnitud de ø es entre 4 y grados más pequeños cuando la presión de confinamiento o es mayor que 10 lb/pulg2 (69 kN/m2) respecto a la que se tiene cuando o <10 lb/pulg2.
FIGURA 1.37 Prueba de compresión simple en progreso (cortesía de Soiltest, Inc., Lake Bluff, Illinois)
Prueba de Compresión Simple – Suelos.
La prueba de compresión simple (figura L36a) es un tipo especial de prueba triaxial no consolidada y no drenada en la que la presión de confinamiento σ3 = O, como se muestra en a figura 1.36b. En esta prueba se aplica un esfuerzo axial Δσ al espécimen para generar la falla (es decir, Δσ = Δσf ). El correspondiente círculo de Mohr se muestra en la figura 1.36b. Note que para este caso
Esfuerzo total principal mayor = Δσf = qu
Esfuerzo total principal menor = O
Al esfuerzo axial en la falla, Δσf = qu se le denomina resistencia a compresión simple. La resistencia al corte de arcillas saturadas bajo esta condición (Ø = O), de la ecuación (1.82), es
La resistencia a compresión simple se usa como indicador de la consistencia de las arcillas.
FIGURA 1.36 Prueba de compresión simple: (a) muestra de suelo; (b) círculo de Mohr para la prueba; (c) variación de qu con el grado de saturación
Los experimentos de compresión simple a veces se efectúan en suelos no saturados. Manteniendo constante la relación de vacíos de un espécimen de suelo, la resistencia a compresión simple disminuye rápidamente con el grado de saturación (figura 1.36c). La figura 1.37 muestra una prueba de compresión simple en proceso.
Pruebas de Compresió Triaxial - Suelos.
Las pruebas de compresión triaxial pueden efectuarse en arenas y arcillas. La figura 1.34a muestra un diagrama esquemático del arreglo de una prueba triaxial. Ésta consiste esencialmente en colocar una muestra de suelo dentro de una membrana de hule en una cámara de lucita transparente. Se aplica una presión de confinamiento (σ3) alrededor de la muestra por medio del fluido en la cámara (generalmente agua o glicerina).
Un esfuerzo adicional (Δσ) puede también aplicarse a la muestra en la dirección axial para provocar la falla (Δσ = Δσf). El drenaje del espécimen puede ser permitido o detenido, dependiendo de las condiciones de la prueba. Para arcillas, tres tipos principales de pruebas se efectúan con equipo triaxial:
FIGURA 1.33 Rango de la compacidad relativa y correspondiente rango del ángulo de fricción para un suelo de grano grueso (según el Departamento de Marina de Estados Unidos, 1971)
1. Prueba consolidada drenada (prueba CD)
2. Prueba consolidada no drenada (prueba CU)
3. Prueba no consolidada no drenada (prueba UU)
La tabla 1.15 resume esas tres pruebas. Para pruebas coiso1ido4as drenadas, en la falla,
Esfuerzo efectivo principal mayor = σ + Δσf = σ1 =σ’1
Esfuerzo efectivo principal menor = σ3 = σ’3
Figura 1.34
Tabla 1.15 Resumen de pruebas triaxiales en arcillas saturadas.
En pruebas consolidadas no drenadas, en la falla,
Esfuerzo total principal mayor = σ3 = Δσf = σ1
Esfuerzo total principal menor = σ3
Esfuerzo efectivo principal mayor = (σ 3 + Δσf ) - uf = σ’1
Esfuerzo efectivo principal menor = σ3 - uf= σ’3
Esfuerzo total principal menor = σ3
Esfuerzo efectivo principal mayor = (σ 3 + Δσf ) - uf = σ’1
Esfuerzo efectivo principal menor = σ3 - uf= σ’3
Cambiando se pueden efectuar múltiples pruebas de este tipo en varias muestras de suelo. Luego se dibujan los círculos de Mohr para los esfuerzos totales en la falla, como muestra en la figura 1.34c, y se traza una tangente para definir la envolvente detalla. Esta se define por la ecuación
donde ccu y Øcu son la cohesión consolidada no drenada y el ángulo de fricción, respectivamente. (Nota: ccu= O para arcillas normalmente consolidadas.)
Similarmente, se grafican los círculos de Mobr de los esfuerzos efectivos en la falla para determinar las envolventes de falla (figura 1.34c). Ellas obedecen la relación expresada en la ecuación (1.82).
Para pruebas triaxiales no consolidadas no drenadas,
Esfuerzo total principal mayor = σ3 + Δσf =σ1
Esfuerzo total ptincipal menor = σ3
Ahora se dibuja el círculo de Mohr para esfuerzo total en la falla, como muestra la figura 1.34d. Para arcillas saturadas, el valor de σ1 – σ3 = Δσf es una constante, independientemente de la presión de confinamiento en la cámara σ3 (también mostrado en
La figura 1.35 es una fotografía del equipo triaxial de laboratorio
Figura 1.35 Equipo de prueba triaxial.
Suscribirse a:
Entradas (Atom)
