Vigesima Conferencia Nabor Carrillo 2010

I

ESI A CONFERENCIA NABOR CARRILLO

,XPLORACIÓN DE SUELOS Métodos Directos e Indirectos, Muestreo y Pruebas de Campo

Enrique Santoyo Villa

TWENTIETH NABOR CARRILLO LECTURE SOIL EXPLORATION

Direct and Indirect Methods, Sampling and Field Test

2010

sedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica A. C.

VIGÉSIMA CONFERENCIA NABOR CARRILLO

EXPLORACIÓN DE SUELOS MÉTODOS DIRECTOS E INDIRECTOS, MUESTREO Y PRUEBAS DE CAMPO

ENRIQUE SANTOYO VILLA

Dictada durante la XXV Reunión Nacional de la Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica

Acapulco, México Noviembre 12 de 2010

ii

MESA DIRECTIVA 2009 - 2010 Presidente Walter I. Paniagua Zavala Vicepresidente Alberto Cuevas Rivas Secretario Felipe F. Cancino López Tesorero Juan de Dios Alemán Velásquez Vocales Margarita Puebla Cadena Ricardo E. Ortiz Hermosillo Ricardo R. Padilla Velázquez Carmelino Zea Constantino

Copyright, México 2010 SOCIEDAD MEXICANA DE INGENIERIA GEOTÉCNICA, A. C. (SMIG) Valle de Bravo No 19, Col. Vergel de Coyoacán 14340 México, D. F., México Tel. (52)(55) 5677 -3730 Tel. /Fax (52)(55) 5679 -3676 e -mail: smms2009 @prodigy.net.mx Página Web: www.smig.org.mx ISBN 978 -607 -95506 -0 -8

Los derechos de autor fueron amablemente cedidos a la SMIG por Enrique Santoyo Villa. Presidente del Comité Organizador de la XX RNMSeIG: Ricardo E Ortiz Hermosillo. Coordinador de la Vigésima Conferencia Nabor Carrillo: Alberto Cuevas Rivas. Editado por Luis Miguel Zúñiga Mendoza. Impreso en México. Prohibida su reproducción total o parcial sin la autorización previa por escrito de la SMIG. Las opiniones aquí presentadas son de la exclusiva responsabilidad del autor.

Enrique Santoyo Villa

iv

PRESENTACIÓN

El Profesor Raúl J Marsal y el Ingeniero Alfonso Rico instituyeron en 1972 La Conferencia Nabor

Carrillo, que se dicta desde entonces cada 2 años por destacados especialistas nacionales

e

internacionales, en el marco de la Reunión Nacional de Mecánica de Suelos e Ingeniería Geotécnica.

Ella tiene el propósito de honrar la memoria del ilustre investigador, promotor de la mecánica de suelos en México y Rector de la Universidad Nacional Autónoma de México, que desarrolló contribuciones tan importantes como la teoría de los centros de tensión, comportamiento mecánico de los materiales anisótropos y su teoría del hundimiento regional de la ciudad de México.

En ocasión de la Vigésima edición de esta Conferencia, hemos invitado al Doctor Enrique Santoyo Villa, quien se ha distinguido notablemente en el campo de la exploración de suelos, su gran pasión, siendo en esta especialidad uno de los más doctos en el mundo, que ha desarrollado entre otros, ingeniosos instrumentos para realizar mediciones de resistencia al esfuerzo cortante in situ, para el

muestreo inalterado de suelos blandos; también introdujo en México el uso del cono eléctrico, estableciendo las correlaciones de resistencia de punta con la resistencia no drenada de las arcillas blandas.

Con su trabajo ha resaltado que la base de los diseños geotécnicos, radica en una correcta exploración y

muestreo de los suelos. El nos presentará el tema Exploración de Suelos, los métodos directos e indirectos, muestreo y pruebas de campo, con el detalle y acuciosidad que lo caracterizan.

Alberto Cuevas Rivas

V

CONFERENCIA CARRILLO

NABOR

Semblanza del Ing. Enrique Santoyo Villa Vigésimo Conferencista Nabor Carrillo Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica Francisco García Jarque

Gracias a la actual mesa directiva y a su presidente el Ing. Walter Paniagua por la deferencia al haberme invitado a presentar al Ing. Enrique Santoyo Villa.

Me rehúso y rechazo desde esta tribuna a realizar una semblanza del conferencista, mencionando exclusivamente sus capacidades y virtudes técnicas relacionadas con la Mecánica de Suelos y la Geotecnia; sin duda, son amplias e importantes o Enrique Santoyo Villa, no habría sido propuesto para impartir la cátedra docta y concluyente de la Vigésima Conferencia Nabor Carrillo.

Para mi, la disertación Nabor Carrillo es y representa muchísimo más que la labor profesional y académica que Enrique Santoyo ha desarrollado, sin que estas actividades dejen de tener una gran satisfacción.

En principio, la conferencia Nabor Carrillo es un reconocimiento y un honor a su trayectoria y su persona, considerando que la RETRIBUCIÓN HONORIFICA NO TIENE OTRO VALOR O ESTIMACIÓN QUE EL HECHO DE QUE MUY POCAS PERSONAS LO POSEEN. El honor es un privilegio cuya principal substancia es LA RAREZA, LO EXCEPCIONAL Y LA VIRTUD. ¿Te has percatado de ello Enrique ?, sólo unos cuantos mexicanos han tenido la dicha y la virtud de ocupar esta tribuna en un lapso de casi medio siglo.

Este acontecimiento, reconocimiento y honor, así como te encumbra, te compromete de por vida. No lo olvides. Enfatizo, eres uno, de los muy pocos que la han impartido.

Para definirte me voy a permitir tomar prestados algunos conceptos de Juan Jacobo, no de tu colega, amigo y compadre, igualmente valioso, sino en este caso de apellido Rousseau, que inicia sus bellas Confesiones (Las tuyas lo serán) con conceptos inherentes a ti en este instante de tu vida y que se publicaron hace más de 200 años. "ACOMETO UNA EMPRESA QUE NO TUVO EJEMPLO JAMÁS Y QUE NO TENDRÁ IMITADORES. QUIERO MOSTRAR A MIS SEMEJANTES A UN HOMBRE EN SU VERDADERA NATURALEZA, Y ESE HOMBRE SERÉ YO".

vi

"SI NO VALGO MÁS, POR LO MENOS SOY DISTINTO" "HE AQUÍ LO QUE HE HECHO, LO QUE HE SIDO Y LO QUE HE PENSADO" "DIJE LO BUENO Y LO MALO CON LA MISA FRANQUEZA"

No te ensalzo, ni alabo, solamente te ubico en el contexto humano y considero que los conceptos de Rousseau sobre su persona, los puedo canalizar con la tuya.

Siempre he sido proclive, cuando intento familiarizarme con un ser humano a conocer su cuna, sus raíces, su origen, su primera infancia, que sin duda, en todos los hombres definen, en una buena dosis, nuestra trayectoria de vida. Tus padres contraen nupcias en una hermosa capilla labrada en piedra y recubierta con lámina de oro en el Convento de Guadalupe y tú ves los primeros destellos de luz en el Convento de Santo Domingo, todo en Zacatecas.

Iniciaste tus primeros pasos a la sombra de la adversidad, TÚ SEÑOR PADRE, así con mayúsculas, almacenista de una mina, en la época cristera, en una zona de nuestro México duramente castigada, como siempre, por conflictos religiosos. Pierde todo su patrimonio. Tú, con gratitud y agradecimiento, recuerdas con afecto y cariño el apoyo de tu hermano mayor, que provee tus indispensables juguetes, para una saludable infancia, que ojalá y se manifestase en todos los niños mexicanos. Cervantes lo sintetiza en tres hermosas líneas:

"PRÉCIATE SANCHO DE LA HUMILDAD DE TU LINAJE PORQUE LA SANGRE SE HEREDA Y LA VIRTUD SE CONQUISTA"

Tú has conquistado la virtud, la desarrollaste y la incrementaste con tus estudios, con tus investigaciones, con tus aportaciones a la Geotecnia, con tus actividades docentes, HOY, TÚ PADRE ESTÁ ORGULLOSO DE ELLO, y conjugué el verbo en presente, porque te sigue observando, como sé que tú lo haces con los tuyos. Sí donde fuiste engendrado, donde naciste y diste tus primeros pasos, eran construcciones de templos y conventuales, tú espíritu se colmó de ello y permíteme utilizar el verbo preciso, ABSORBISTE, lo que

observaste, que te generó un hábito y cualidad que muchos años después se traducirían en una verdadera pasión intelectual y profesional para involucrarte en los estudios de las cimentaciones de templos y conventos de los Siglos XVI a XVIII y que con tanto esfuerzo realizaste durante más de 20 años. ¡Veinte años Enrique, fueron los que invertiste, trabajando y esforzándote! No sé a que horas lo hacías, me imagino que tomando un poco o un mucho de tú tiempo libre y de tú familia o quizá trabajando los fines de semana para elaborar tu tesis Doctoral en Arquitectura, con argumentos y estudios contundentes de la Ingeniería de Cimentaciones.

Mucho me llamó la atención los agradecimientos que expresaste en la Introducción de tu Tesis Doctoral. Eres un ser humano muy sensible, y agradecido, pero hay dos conceptos que son más conmovedores e impactantes: le agradeces a tu señora esposa Rosa María Reyes que pacientemente revisó y pulió el manuscrito, es decir, lo concebiste lentamente para que tus ideas pudieses plasmarlas

vii

con veracidad y objetividad, e involucraste a tu esposa que participó contigo en la gran aventura de la tesis y lo sigue haciendo en la de la vida. Es probable, y parto un poco de tus conceptos, que en alguna ocasión me expresaste, durante una grata conversación, que no todos en esta sala compartan tu nominación para impartir esta conferencia, ni que coincidan, concuerden o comulguen con mis argumentos, para esta apología. Lo menciono, porque recuerdo que me manifestaste que tenías enemigos dentro de la práctica profesional de la Geotecnia y la Mecánica de Suelos. En lo personal, pienso que los grandes, NO PUEDEN TENER ENEMIGOS, porque para ello deben estar, por lo menos, al mismo nivel intelectual, académico y profesional; y sí llegase a haberlos, serían pocos, muy pocos, poquísimos. Los grandes no pueden tener enemigos, porque el pecado capital de la envidia no medra o prospera en ellos. ¿Críticos ?, sí, quizá muchos, pero

en cuanto a la crítica, no debes preocuparte, porque no te detendrá. En cuanto a la crítica decía "Unos cuantos piquetes de mosca no pueden detener a un fogoso caballo en su Beethoven En tu caso, nada te ha detenido, ni turbado, ni alterado en tu amplia trayectoria briosa carrera" académica, profesional y humana.

Hay fechas, acontecimientos y personajes en nuestras vidas que no se olvidan, permanecen dentro de nuestra memoria y nos acompañan durante toda nuestra existencia. A todos los seres humanos nos acontece. A ti, te ha sucedido; recuerdas con afecto a tú profesor de Topografía, Sabro Higashida; al profesor Minor en Matemáticas; al profesor Marsal que te envía de tiempo completo a la planta de SICARTSA, y te exige que desarrolles un arduo trabajo de estudio y mediciones, como hoy lo sigues haciendo; quizá, como desde tu infancia, te condicionó el lugar donde naciste, las exigencias del

profesor Marsal lo han hecho en tu vida profesional. De hecho, te escuché decir: "Que tienes un compromiso moral con Marsal, para transmitir lo que has aprendido". Una vez más estás comprometido de por vida. No lo olvides. Los compromisos morales graban profundamente nuestra existencia.

Recuerdas también, al gran señor que en el mundo de la Mecánica de Suelos y la Geotecnia se le conoce como el Profesor Tamez; para mí, y permíteme una breve digresión, Enrique Tamez González, mas que un profesor, es un gran maestro. El profesor enseña una forma de recto pensar y el maestro enseña una forma de recto vivir. Yo, desgraciadamente lo conozco muy poco, sé que también fue

conferencista Nabor Carrillo, que es un ingeniero muy respetado y consultado en Geotecnia y Mecánica de Suelos, que ha escrito mucho sobre su especialidad, que tiene un libro de Ingeniería de Cimentaciones, en el que, por cierto, te reconoce, en lo que el denomina "capacidades y dedicación profesional" y que yo en la práctica profesional de la Ingeniería Estructural, consulto con frecuencia.

Por cierto, el maestro Tamez prosigue muy activo y el tiempo se ha detenido en su vida, posee una gran y envidiable ARMONÍA. Me vienen a la memoria, al escribir esta semblanza y apología de Enrique Santoyo Villa, pero involucrando al maestro Tamez como su maestro, los conceptos expresados en un bello libro, que conocí en mis épocas de la preparatoria "LA INCÓGNITA DEL HOMBRE" de un premio Nobel de Ciencias Alexis Carrel, en el que manifestaba: ..."LA ARMONÍA DE NUESTRAS FUNCIONES ORGÁNICAS ES UNA DE LAS CUALIDADES MÁS IMPORTANTES QUE PODAMOS POSEER, PERO SIEMPRE RECLAMA, ESFUERZO VOLUNTARIO Y EQUILIBRIO, QUE SE OBTIENE EN GRAN MEDIDA POR MEDIO DE LA INTELIGENCIA Y LA VOLUNTAD"...

viii

En el caso del Maestro Enrique Tamez González, todos lo que lo hemos tratado nos percatamos de su inteligencia, trato, lucidez mental y apariencia física ¿lo percibiste tú también Enrique en los tratos profesionales y humanos que has tenido con el maestro Tamez ? Como puedes percatarte, grandes hombres han moldeado tú vida, desde tu infancia hasta esta etapa de tú desarrollo profesional. Eres un ser privilegiado, pero tú lo has sabido cultivar e incrementar. Tuve la suerte de asistir a tu examen Doctoral sobre Arquitectura y escuche de viva voz los conceptos que poseen sobre ti, tanto tu director de tesis como tus sinodales. Para abreviar el tiempo lo sintetizo, aunque me temo, que algunos no comprendieron que eres ingeniero civil, especialista en Geotecnia y que tenías que mencionar, independientemente de las concepciones arquitectónicas de los templos y conventos, los problemas inherentes al comportamiento problemático existente en muchos de ellos.

Incluso estudiaste textos ANTIQUÍSIMOS como: "EL COMPENDIO DE LOS DIEZ LIBROS DE ARQUITECTURA DE VITRUVIO", traducido en 1761, en el cual específicamente se menciona en el capítulo tercero, artículo primero, cito textualmente: "UNA DE LAS PRINCIPALES COSAS, QUE DEBE CONSIDERAR EL ARQUITECTO ES LA COMODIDAD DEL SITIO DONDE HA DE EDIFICAR. ALEXANDRO REPRENDIÓ AL ARQUITECTO DINOCRATES POR HABERLE PROPUESTO UN BELLO DISEÑO PARA EDIFICAR UNA CIUDAD EN UN "PARAGE 9 ", ESTÉRIL E INCAPAZ DE ALIMENTAR A LOS QUE HABÍAN DE HABITARLA". Tú tenías tres sinodales arquitectos. Ojalá y Alexandro pudiese haberlos reprendido.

Otro de tus sinodales, ingeniero, se cuestionó de como tú siendo ingeniero, pudiste interactuar con arquitectos. Yo tampoco lo comprendo.

Varios coincidieron que tienes capacidad de observación y eres generoso por comunicar, compartir y divulgar tus conocimientos. Se que has viajado mucho por Centro y Sudamérica y en tus conversaciones, recreas el tema ancestral

de los viajes en el tiempo, y la trascendencia para demostrar que NO HAY ESCAPE POSIBLE CONTRA EL PESO DE LA HISTORIA EN NUESTRA EXISTENCIA INDIVIDUAL. Nuestra trascendencia humana está limitadísima y poco tiempo después, muy poco, no existe una huella que nos perpetúe.

En tu caso, has dejado huella con tus escritos, tus publicaciones y con tus acciones, hoy tu presentación es un ejemplo de ello y como diría el DANTE: "EL QUE SIN GLORIA CONSUME SU VIDA, DEJA EN POS DE SI, LA MISMA HUELLA QUE EL HUMO EN EL AIRE O LA ESPUMA EN EL AGUA" Este mismo acto, esta nominación para impartir la conferencia Nabor Carrillo, te ubica en la Historia de

la Geotecnia e imprimiste tu huella, como de hecho seguimos recordando a Nabor Carrillo, que imprimió la suya. ¿Te percatas Enrique cuan pocos trascienden?

Finalizando ya, sólo algunos detalles de tu vida personal obtenidos a través de los comentarios de la gente que te conoce, te estima, y por supuesto, también te critica.

ix

Apoyas a tus colaboradores de campo,. eres conciliador con los profesionales de tu oficina, has sido honesto y rechazas tratos ilícitos, eres exigente con tus ingenieros, te obsesiona la Topografía, como debe ser en un ingeniero en Geotecnia; que, así mismo, te obsesiona medir. Apoyaste hasta el final de su vida a la madre de tu esposa, lo cual te ubica en la dimensión de la generosidad, aunque algunos te ubiquen en el antónimo de generosidad. Mira lo que son las cosas, a mi no me lo parece, porque hace

poco tiempo comí opíparamente contigo y con el presidente de la mesa directiva y sin que nos percatásemos, te levantaste y pagaste la cuenta. ¿No habrán exagerado los que opinan sobre tu falta de esplendidez Enrique? Por otra parte, constituiste una gran familia con tu esposa Rosa María, engendraste tres hijos y tienes la dicha de ocho nietos, con los que juegas y convives. Has tenido una vida plena. Tú que has estudiado

mucho y te esfuerzas TODOS LOS DIAS, seguramente te percatas de que una de las cosas más difíciles de comprender de la vida, es que NO TENEMOS TIEMPO PARA APRENDERLO TODO. ¿Te sucede a ti ?, Calderón de la Barca lo sintetiza, en cuatro versos.

...."QUE EL VIVIR SÓLO ES SOÑAR Y LA EXPERIENCIA ME ENSEÑA QUE EL HOMBRE QUE VIVE SUEÑA LO QUE ES, HASTA DESPERTAR".....

¡Felicidades, Enrique Santoyo Villa! Acapulco, Guerrero. Viernes 12 de Noviembre de 2010.

EXPLORACIÓN DF. SUELOS

X

Enrique Santoyo Villa

XX Conferencia Nabor Carrillo

itia111NiuNUmm

EXPLORACIÓN DE SUELOS MÉTODOS DIRECTOS E INDIRECTOS, MUESTREO Y PRUEBAS DE CAMPO 1.

INTRODUCCIÓN

1

2.

OBJETIVOS Y ORGANIZACIÓN DE UNA EXPLORACIÓN

4

2.1 2.2 2.3 2.4

3.

RECOPILACIÓN DE INFORMACIÓN 3.1 3.2 3.3 3.4

4.

5.2 5.3

6.

6.5 6.6 6.7

7.

23

CONOS DINÁMICOS CONOS MECÁNICOS CONO ELÉCTRICO PIEZOCONO CONO SÍSMICO CONOS PARA RESISTIVIDAD Y CONDUCTIVIDAD PENETRÓMETRO PANDA

PERFORACIÓN, HERRAMIENTAS, MÁQUINAS Y FLUIDOS 7.1 7.2 7.3 7.4 7.5

13

REFRACCIÓN SÍSMICA RESISTIVIDAD ELÉCTRICA GEORADAR DE PENETRACIÓN

PENETRÓMETROS 6.1 6.2 6.3 6.4

10

INTRODUCCIÓN FACTORES TÉCNICOS PROYECTO DE UNA EXPLORACIÓN ENSAYES Y MÉTODOS DE ANÁLISIS CONCLUSIONES

TÉCNICAS GEOFÍSICAS 5.1

7

FUENTES DE INFORMACIÓN FOTOGRAFÍAS AÉREAS RECONOCIMIENTO GEOLÓGICO -GEOTÉCNICO DIAGNÓSTICO PRELIMINAR

PROGRAMACIÓN DE UNA EXPLORACIÓN 4.1 4.2 4.3 4.4 4.5

5.

COMPROMISO ÉTICO OBJETIVOS GENERALES OBJETIVOS ESPECÍFICOS ORGANIZACIÓN DE UNA EXPLORACIÓN

TÉCNICAS DE PERFORACIÓN BROCAS PARA PERFORACIÓN BARRAS Y ADEMES MÁQUINAS PARA LA PERFORACIÓN FLUIDOS PARA PERFORACIÓN

57

Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica

8.

MUESTREO ALTERADO 8.1 8.2 8.3

9.

10.

103 10.4 10.5

11.

11.4

12.

13.

14.

131

TUBOS DE OBSERVACIÓN PIEZÓMETROS TIPO CASAGRANDE PIEZÓMETROS HINCADOS PIEZÓMETRO NEUMÁTICO

PIEZÓMETRO ELECTRÓNICO

PRUEBAS DE PERMEABILIDAD 14.1 14.2 14.3 14.4

125

INTRODUCCIÓN INSPECCIÓN Y CLASIFICACIÓN DE LAS MUESTRAS CUIDADOS CON LAS MUESTRAS

NIVELES PIEZOMÉTRICOS 13.1 13.2 13.3 13.4 13.5

115

MUESTREADOR BISHOP MUESTREADOR OSTERBERG MUESTREOS VIBRATORIOS PRUEBAS DE CAMPO

CONSERVACIÓN Y TRANSPORTE DE MUESTRAS 12.1 12.2 12.3

107

POZOS A CIELO ABIERTO TUBO DENTADO SIMPME TUBO DENTADO CON CAMISA INTERIOR BARRIL DENISON MUESTREADOR PITCHER

MUESTREO DE ARENAS Y GRAVAS 11.1 11.2 11.3

83

LIMITACIONES E INCERTIDUMBRES MUESTREADORES DE PISTÓN MUESTREADORES DE PARED DELGADA MUESTREADOR TGC MUESTREADOR DE LA UNIVERSIDAD DE LAVAL MUESTREADOR TGC DE 40 CM VERIFICACIÓN DE LA CALIDAD

MUESTREO INALTERADO DE SUELOS DUROS 10.1 10.2

71

MUESTREO MANUAL PENETRÓMETRO ESTÁNDAR PENETRÓMETROS TGC DE 250 Y 150 CM

MUESTREO INALTERADO DE SUELOS BLANDOS 9.1 9.2 9.3 9.4 9.5 9.6 9.7

xi

PREPARACIÓN DE LAS PRUEBAS PRUEBA DE BOMBEO PRUEBAS LEFRANC PRUEBA NASBERG

143

EXPLORACIÓN DE SUELOS

15.

PRUEBAS DE CAMPO 15.1 15.2 15.3 15.4 15.5 15.6 15.7 15.8 16.9

15.10

16.

17.

157

PARÁMETROS DE PERFORACIÓN PRUEBAS DE PLACA EN BARRENOS PRESIÓMETRO MENARD SONDA DE CORTE IOWA PHICÓMETRO APAGEO DILATÓMETRO MARCHETI VELETA PARA SUELOS BLANDOS VELETA PARA SUELOS DUROS PRUEBAS DE CORTE DIRECTO PRUEBAS DE PLACA

COMENTARIOS FINALES 16.1 16.2

xii

Enrique Santoyo Villa

XX Conferencia Nabor Carrillo

229

¿ES SUFIENTE LA INFORMACIÓN OBTENIDA? MÉTODO OBSERVACIONAL DE TERZAGHI

REFERENCIAS

231

ILUSTRACIONES 56

1.

M. JUUL HVORSLEV

2.

PORTADA DEL LIBRO DE J. HVORSLEV

124

3.

FIGURAS TOMADAS DE J. HVORSLEV

156

Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica X111

A:

Enrique Tamez Raúl J. Marsal jRoberto Grauer Federico Mooser

Gracias por su ejemplo, enseñanzas y apoyo

EXPLORACIÓN DE SUELOS XX Conferencia Nabor Carrillo

Enrique Santoyo Villa

1

IN I LIIIII NIII II IU

"Desafortunadamente, los suelos fueron hechos

por la naturaleza y no por el hombre y lo que proviene de la naturaleza siempre es complejo-

Karl Terzaghi 1.

INTRODUCCIÓN

Antecedentes históricos. Karl Terzaghi (1883 -1963) sumó a sus conocimientos de ingeniería mecánica, civil y geología los aportes a la física, resistencia de materiales y de matemáticas de: A. Coulomb, W. Ranking, C. Culmann, O. Mohr y J. Fourier; con este bagaje conformó los fundamentos de la Mecánica

de Suelos que publicó en Viena en 1925 en su "Erdbaumechanik ". Durante ese proceso creativo identificó la necesidad de explorar el subsuelo, cuya inherente dificultad reconoció en 1936 con la frase del encabezado, advertencia que sigue siendo válida a pesar del avance de las técnicas más modernas.

Terzaghi materializó su intenso trabajo en numerosos artículos y a partir del Primer Congreso Internacional de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Cimentaciones de Boston en 1936 alcanzó enorme

influencia en la práctica de la ingeniería civil; después, con su libro "Theoretical Soil Mechanics" publicado en 1943 y apenas cinco años después el "Soil Mechanics in Engineering Practice" con Ralf B. Peck como coautor, difundió el conocimiento práctico de la Geotecnia.

La aplicación de la Mecánica de Suelos, según Terzaghi, siempre se debe apoyar en la exploración del sitio y llegó a expresar su preocupación a los matemáticos que se interesen en este campo y que suelen soslayar la investigación el subsuelo. La importancia de estas reflexiones sigue siendo actual, más aún, se agranda ante el notable avance de los métodos de análisis numéricos que ha llevado a muchos jóvenes geotécnicos a perder interés por los trabajos de campo para centrarse en los programas de computación, fenómeno que ocurre en universidades, centros de investigación y hasta en las empresas de consultoría. Esta negación a las enseñanzas de Terzaghi, debería ser motivo de preocupación, porque la solución de un problema geotécnico sólo se puede identificar a partir del conocimiento del comportamiento de los suelos, que siempre se inicia con la exploración geotécnica del sitio.

Inicio de la exploración geotécnica. Charles R. Gow, propietario de la Constructora Gow de Boston empezó a tomar muestras de los suelos a partir 1902 en los sitios de sus construcciones, para ello empleó

un tubo simple de una pulgada de diámetro exterior; herramienta que mejoró entre 1920 y 1930. Continuó con ese empeño Harry M. Mohr, primero en la empresa Gow que después se transformó en la Raymond Concrete Pile; Mohr desarrolló un penetrómetro de dos pulgadas de diámetro exterior y 1' /H de interior; lo hincaba a golpes con un martinete de 140 libras dejado caer 30 pulgadas; registraba el número

de golpes para penetrar el suelo desde el fondo de una perforación previa, consideró que para las primeras seis pulgadas el número de golpes no era significativo por la alteración inducida por la perforación, los golpes para las siguientes 12 pulgadas los tomaba como indicativo de la resistencia del suelo; así nació el número N de golpes. A Karl Terzaghi le entusiasmó este ingenio y junto con Arthur Casagrande (1902 -1981) se empeñó en que la Sociedad de Ingenieros Civiles Norteamericanos ASCE lo adoptara como procedimiento para la exploración de suelos, en 1947 lo denominó como la Prueba de Penetración Estándar SPT; y con los datos colectados por Mohr durante muchos años, dedujo las valiosas correlaciones empíricas entre el número de golpes y la resistencia o la compacidad de los suelos que incluyó en su libro "Soil Mechanics in Engineering Practice ".

Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica

2

En 1936, Harry Mohr dio otro gran aporte a la Geotecnia con el "Tubo Shelby " o de pared delgada, lo

inventó para el Prof. Arthur Casagrande, porque necesitaba muestras inalteradas de las arcillas de Boston para ensayarlas en el laboratorio de la Universidad de Harvard. Ese primer tubo fue de 2.5 pulgadas y se denominó como Shelby porque era el nombre del fabricante; los subsecuentes tubos empleados fueron de 4 pulgadas y conservaron el mismo nombre.

Exploración geotécnica. Terzaghi siempre interesado en la exploración y muestreo de suelos propuso al danés Mikael Juul Hvorslev (1895- 1989), que había realizado su doctorado en la Universidad Técnica de Viena entre 1933 a 36 sobre la resistencia al corte de suelos remoldeados, reunir el conocimiento e investigar sobre la exploración de suelos en la Universidad de Harvard. Hvorslev aceptó el encargo a principios de 1938 y la primera etapa la terminó en diciembre de 1942; lo retomó en marzo de 1946 y lo

concluyó a finales de 1947. Al final de esos siete años presentó su espléndido libro "Subsurface Exploration and Sampling of Soils for Civil Engineering Purposes" publicado en 1948 y actualizado en 1949; el cual fue patrocinado por la Engineering Foundation, la Universidad de Harvard y la Waterways Experiment Station del Cuerpo de Ingenieros del U.S. Army. Volumen que abarca todos los temas, empezando por los métodos geofisicos, las técnicas de perforación, los conos y penetrómetros, todos los tipos de muestreadores e incluso el manejo y conservación de las muestras. Hoy, este libro, a pesar de los

años mantiene su vigencia, al que sólo se le deben agregar los desarrollos técnicos recientes en la exploración del subsuelo.

Otros aportes. Los europeos se unieron al estudio e investigación de los suelos, en Bélgica el ingeniero Jacques Verdeyen inició en 1947 la enseñanza de la Mecánica de Suelos, con su libro "Mecanique des

Sols et Foundations", le siguieron notables franceses, destacan Jean Kerisel y Albert Caquot que publicaron en 1949 el "Traité de Mecanique des Sols ". En México la enseñanza y práctica de la Mecánica de Suelos la inició el Dr. Nabor Carrillo, le siguieron los profesores Leonardo Zeevaert y Raúl J. Marsal, yen años posteriores se les incorporaron el Ing. Enrique Tamez, el Dr. Eulalio Juárez Badillo y el Ing. Alfonso Rico.

Exploración instrumental. En cuanto a pruebas de campo para la exploración de los suelos, los europeos han sido los más activos: empezando por la veleta desarrollada por el sueco John Olsson en 1928, el cono mecánico del holandés P. Barentsen en 1932, el presiómetro del francés Louis Menard en 1954, el cono eléctrico del holandés J. de Ruiter en 1971, el aparato de corte Iowa del norteamericano Richard L. Handy en 1973, el dilatómetro del italiano Silvano Marchetti en 1975, el registro electrónico de los parámetros de perforación de los franceses J.P. Hamelin, J. Lavallois y P. Pfister en 1982 y el phicómetro, del francés G. Philopponnat en 1986.

Aval de esta monografia. Está basada en el aprendizaje y experiencia acumulada en más de mil quinientos casos de exploraciones del subsuelo; los casos que más enseñanzas dejaron son: una termoeléctrica en Ciudad Juárez, la Planta Volkswagen en Puebla, los yacimientos de cobre en Sonora y de asbesto en Tamaulipas, la Casa de Bombas en Roldanillo en Colombia, el Túnel Emisor Central, el Proyecto Texcoco, la carretera Sayán Churín en Perú, las presas Tamesí -no construida- en Tamaulipas, la Cerro de Oro en Veracruz y los corazones impermeables de la Infiernillo y Chicoasén, la compactación dinámica del aluvión de la presa Peñitas, la Siderúrgica Lázaro Cárdenas en Michoacán, la ciudad de Managua en Nicaragua, la Planta de Laminación Sicartsa, la Lumbrera 6 del Túnel Colector Central, los rellenos sanitarios Bordo Poniente, Santa Catarina y Alameda Poniente, la Catedral y Sagrario de la

ciudad de México, la Azufrera Otapan en Veracruz, los muelles de contenedores de Manzanillo, Altamira y Topolobampo, unidades habitacionales en Piedras Negras Coahuila y San Rafael Coacalco

en el Edomex, los puentes Mezcala, el Infiernillo y el San Cristóbal, las autopistas a Acapulco y Querétaro, la carretera inter- serrana de Puebla, los aeropuertos, de Piura en Perú, de San Cristóbal en

EXPLORACIÓN DE SUELOS XX Conferencia Nabor Carrillo

Enrique Santoyo Villa

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Chiapas y el no construido de la ciudad de México. Las más recientes experiencias son el Túnel Emisor del Poniente y un tramo de la autopista Monterrey Cadereyta.

Contenido de esta monografía. En esencia se basa en el libro de J. Hvorslev y en la bibliografía que se cita en cada capítulo; así como en los trabajos publicados sobre el tema: Exploración de los Suelos para Fines Ingenieriles (Santoyo, 1962). Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (PEMEX, 1977). Capítulo Geotecnia B.2.1 del Manual de Obras Civiles (CFE, 1979).Capítulo sobre Estudios Geotécnicos del Manual de Diseño y Construcción de Pilas y Pilotes (SMMS, 1983) y Capítulo 1, Estudios Geotécnicos del Manual COVITUR de Diseño Geotécnico para el Metro en Cajón, Volumen 1 (Tamez et al, 1987).

Alcance de esta monografía. Es importante advertir que este documento se limita a la exposición de las técnicas y equipos para la exploración, muestreo y ensayes de campo, sin pretender ser un Manual de Exploración; porque su objetivo es servir de ayuda a los ingenieros y técnicos que se encargan de los

trabajos de campo, para reafirmar sus conocimientos así como

informarlos de los aparatos y

herramientas que no han utilizado, pero es casi seguro que lo harán. En cuanto al aprovechamiento en el gabinete de las distintas pruebas que se describen, tan sólo se ofrecen las referencias más conocidas de cada tema, que podrán encausar la interpretación particular.

Agradecimientos. A mis tres maestros de la perforación Ángel Solano, Faustino Cruz t y José Guadalupe Jaso, con ellos me inicie como ingeniero explorador geotécnico en enero de 1960; después, con ayuda e inventiva de Saúl Islas t desarrollé herramientas y procedimientos para los trabajos de campo. A los perforistas y trabajadores de TGC que me han ayudado. A Rocío Bailón por su empeño, dedicación y entusiasmo en la ejecución de las pruebas de campo. A Erika Valle por su decisión de corregir errores en la fabricación de los conos eléctricos. Finalmente, a Luis Miguel Zúñiga por la elaboración de los dibujos y la composición del texto.

ami, Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica

4

511II

2.

OBJETIVOS Y ORGANIZACIÓN DE UNA EXPLORACIÓN

2.1 COMPROMISO ÉTICO La exploración geotécnica es una obligación ineludible que tienen ingenieros o arquitectos, diseñadores o constructores, para investigar las características del subsuelo de un sitio y en específico evaluar su comportamiento mecánico; obligación que con frecuencia se juzga como un mal incómodo, que causa de pérdida de tiempo o que tiene un costo excesivo e incluso improductivo. Así, se soslaya la importancia de la exploración del subsuelo y hasta permite adjudicar la ejecución de un estudio geotécnico a un consultor audaz que ofrece un presupuesto muy bajo, esta ligereza imposibilita identificar una solución fundada en información certera, que puede poner en juego la funcionalidad y hasta la seguridad de una estructura, sobre todo ante los eventos y cambios inesperados que se pueden presentar en el corto y largo plazo; como son sismos, inundaciones y deformaciones en taludes.

2.2 OBJETIVOS GENERALES La exploración geotécnica de un sitio consiste en realizar sondeos, recuperar muestras y ejecutar pruebas

de campo con el propósito de reunir la información que permita conocer las características y comportamiento del subsuelo y así responder a los cuestionamientos de la Ingeniería Geotécnica para resolver los problemas inherentes a: a) cimentaciones de estructuras, b) terraplenes, cortes y taludes, c) procesos de construcción, d) control del agua del subsuelo y e) túneles en suelos. Estos problemas pueden ser independientes y con frecuencia convergen en algunos casos. Los tres conceptos que debe aclarar una exploración geotécnica son los siguientes:

Estratigrafía de un sitio. Se determina mediante la exploración geofísica y se precisa con sondeos indirectos, el cono eléctrico y la medición de los parámetros de perforación son herramientas que facilitan definir la estratigrafia, pero siempre se debe verificar con la inspección visual y pruebas indicativas o índice de muestras representativas.

Parámetros mecánicos. Se obtienen de los ensayes de laboratorio y de las pruebas de campo. La ejecución de pruebas de laboratorio requiere el rescate de muestras alteradas e inalteradas; para obtener estas últimas se han desarrollado muchas técnicas, pero todavía es un reto sin solución rescatar muestras en verdad inalteradas de suelos difíciles. Por su parte, las pruebas de campo en los últimos años han ganado importancia, porque se han desarrollado sondas e instrumentos que miden la resistencia al corte y deformabilidad de los suelos, en menor tiempo, costo y hasta con mayor confiabilidad que algunas pruebas de laboratorio.

Niveles piezométricos. Es la determinación de la distribución de presión del agua del subsuelo, la cual puede ser simplemente hidrostática, pero puede haber estratos que tengan una presión menor por efectos de un bombeo local e incluso puede haber estratos con presión mayor que la hidrostática o artesianismo.

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2.3 OBJETIVOS ESPECÍFICOS Los cinco objetivos de una exploración geotécnica son:

a) Definir el marco geológico del sitio, para interpretar los posibles tipos de suelos que se podrán encontrar, ya sean residuales o transportados. Esta actividad la debe realizar un geólogo conocedor de los aspectos básicos de la mecánica de suelos.

b) Definir la campaña de sondeos que se decida realizar, debe rescatar las muestras alteradas e inalteradas que permitan en campo y laboratorio identificar los suelos a distintas profundidades.

c) Identificar en campo la estratigrafia del lugar, con la clasificación preliminar del acomodo de los suelos que integran el subsuelo del sitio.

d) Investigar la influencia del hombre en el sitio, corno son el espesor de los rellenos, la extracción de materiales térreos, la deforestación, etc. d) Realizar las pruebas de campo que se enfocan a medir algunas de las propiedades de los suelos.

e) Determinar la posición del nivel freático, verificar si existe una condición hidrostática o el estado de presiones del agua a distintas profundidades.

Los argumentos que se deben tener en cuenta son:

a) Cuando se puede elegir el lugar óptimo para construir una obra, se empieza por una exploración preliminar de las condiciones geológicas y geotécnicas de los sitios posibles, definidas las ventajas y desventajas de cada uno. Así se podrá seleccionar el mejor que se deberá explorar con rigor.

c) Evaluar las restricciones que imponen las colindancias, en particular sobre los argumentos de seguridad que deberán considerarse como parte del problema geotécnico por resolver y por ello la exploración del subsuelo deberá incluir las áreas vecinas.

e) Es factible que las estructuras vecinas estén sufriendo un proceso de deformaciones y eventualmente sean inseguras; este escenario implica que la obra que se construirá tendrá que considerar acciones de aseguramiento que deberán ser identificados como parte de la exploración.

d) La exploración deberá recopilar información para la evaluación de todas las etapas de construcción como son: la estabilidad de los cortes que se practiquen, la influencia del bombeo para abatir el nivel freático, la necesidad de anclaje o apuntalamiento, las deformaciones que se inducirán a las estructuras colindantes. f) La contaminación del subsuelo puede ser un factor de la exploración, ya sea porque se puede causar durante la construcción o en la vida útil de la obra o por la contaminación preexistente en el subsuelo, lo

cual es frecuente en sitios en los que hubo plantas industriales, factorías de productos químicos, gasolineras e incluso tintorerías.

g) Los monumentos, así como estructuras antiguas y recientes que manifiesten daños estructurales o desplomos pueden justificar la necesidad de reforzar e incluso recimentar; son casos complejos que requieren de una exploración geotécnica peculiar que incluso se debe llevar a cabo en etapas, para asegurarse que se esté logrando el conocimiento necesario y suficiente del subsuelo.

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h) Durante la exploración se podrán presentar factores meteorológicos, hidráulicos y ambientales como: sismos, huracanes, tormentas tropicales, inundaciones; estos factores suelen ser subestimados porque se presentan ocasionalmente y a veces con largos periodos de inactividad. i) La exploración deberá ser suficiente para identificar los mecanismos capaces de desencadenar la falla de la estructura durante la construcción y los que podrán ocurrir durante su vida útil.

j) La exploración debe estar enfocada a identificar el proceso de construcción, porque cuando se omite este cuidado por ahorrar o por otros motivos, se suelen presentar imprevistos que originan sobrecostos e incluso riesgos.

2.4 ORGANIZACIÓN DE UNA EXPLORACIÓN Una exploración geotécnica la encabeza el consultor con la participación de un grupo de especialistas, técnicos y trabajadores, que deben ser conocedores de los empeños que cada uno tiene que llevar a cabo.

La falta de cuidado o entrenamiento de cualquiera de ellos causará errores que podrán pasar desapercibidos o soslayados, pero siempre demeritarán el alcance de un estudio geotécnico. Las personas que intervienen en el proceso y sus funciones brevemente son:

Consultor. Es el director del proceso de la exploración, debe definir los objetivos generales y específicos, para ello debe conocer todos los aspectos de las técnicas de: exploración, muestreo y pruebas de campo. Debe recibir toda la información que se obtiene del campo y dar su visto bueno a los trabajos; en caso de que detecte errores o falta de información debe oportunamente requerir que se repita alguna labor o se realicen acciones complementarias.

Coordinador de sondeos. Es un ingeniero conocedor de todos los procedimientos de campo, capaz de organizar a las brigadas de trabajadores que operan las máquinas de perforación; debe orientar a los ingenieros y técnicos que realizan las pruebas de campo. Una de las mayores dificultades que enfrenta es la comunicación con sus colaboradores, porque usualmente las brigadas de trabajadores operan en sitios diferentes yen ocasiones muy alejados. Supervisor de campo. Es un ingeniero o técnico entrenado en verificar todos los trabajos de campo y de organizar las acciones día a día, así como resolver los imprevistos que se presenten. Él debe revisar la calidad de los trabajos. Él recopila, revisa y valida la información de los sondeos y pruebas de campo. Es corresponsable de la seguridad de las personas que integran la brigada. Perforista. Es el hombre especializado en la operación de la máquina con la que se extraen las muestras y del equipo complementario; generalmente se inició como ayudante y sólo después de por lo menos dos años se le considera capacitado como perforista. Es el responsable de la seguridad de los ayudantes, de la calidad de los trabajos, en particular de las muestras y del mantenimiento de las máquinas.

Ayudantes de perforación. Son las personas que ayudan en las maniobras de perforación y del manejo y protección de las muestras, de la limpieza de los equipos y aparatos.

Otros participantes. Los trabajos de campo requieren de la colaboración de: topógrafos, mecánicos e incluso de proveedores de materiales y servicios.

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RECOPILACIÓN DE INFORMACIÓN

3.1 FUENTES DE INFORMACIÓN La Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica SMGI ha recopilado información geotécnica de la mayoría de las más grandes ciudades del país en sus Reuniones Nacionales.

El Instituto Nacional de Geografia y Estadística INEGI tiene a la venta cartas topográficas, geológicas y

de suelos en escalas 1:50 000 y 1:250 000 de muchas regiones, fotografias aéreas en pares estereoscópicos en escalas 1:30 000 y 1:10 000; así como orto -fotos de numerosas zonas del país.

El Servicio Geológico Mexicano ofrece en su página electrónica cartas geológicas de varios sitios del país, aunque en general enfocadas a la minería. En línea se pueden consultar cartas en escala 1:50 000 y 1:250 000; ofrece también cartas impresas en escala 1:100 000. Las imágenes satelitales de acceso libre del Google Earth, así como las de acceso limitado son ahora de gran utilidad en todos los estudios geotécnicos. Algunas ciudades tienen páginas electrónicas con información que ayuda a interpretar los problemas de sus subsuelos; por ejemplo las ciudades de Celaya y Aguascalientes. Es factible que en el futuro otras ciudades sigan esos ejemplos.

La página electrónica del Instituto de Geología de la UNAM ofrece una Carta Geológica del País, el Boletín del Instituto y también publicaciones que pueden ser de ayuda. El Centro de Instrumentación y Registro Sísmico A.C. CIRES proporciona información de los sismos históricos que se han registrado en el país.

El libro Geología General y de México por Ernesto López Ramos j publicado en1982 por Editorial Trillas.

3.2 FOTOGRAFÍAS AÉREAS

Fotografias aéreas convencionales. Se pueden adquirir en pares estereoscópicos en empresas especializadas en fotogrametría en escalas 1:30 000 y 1:10 000; así como orto- fotos, tomadas desde helicópteros.

Fotografías aéreas locales. Se toman fotografias verticales e inclinadas con aviones y helicópteros pequeños controlados por radio; se están transformando en valiosos dispositivos que pueden incluso operar cámaras estereoscópicas para captar pares fotográficos de detalles geológicos y geotécnicos.

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LIDAR. Es el acrónimo de "Laser Imaging Detection and Ranging", se trata de una técnica para la generación de imágenes que se basa en determinar la distancia entre un emisor de pulsos de láser, usualmente montado en un avión, y sus reflejos desde la superficie del terreno; requiere de puntos de referencia instrumentados con GPS (Global Position System) que permiten definir con precisión la altitud del avión con una magnitud menor de un metro. El haz de puntos es tan denso que logra obtener

imágenes y orto -fotos con gran detalle de la morfología del terreno; lo que hace posible una interpretación geológica más confiable. Otra virtud de esta técnica es que puede operar en zonas con nubosidad e incluso durante la noche. Se puede también operar el Lidar desde un vehículo para obtener imágenes de taludes, para captar detalles difíciles de ver a simple vista.

3.3 RECONOCIMIENTO GEOLÓGICO -GEOTÉCNICO Reconocimiento geológico. El sitio donde se realizará un estudio geotécnico debe ser inspeccionado por un ingeniero geólogo que tenga visión de los métodos de trabajo de los ingenieros civiles, así como de las técnicas de construcción para que su interpretación y opiniones tengan esa garantía. El libro Ingeniería

Geológica de Luis González de Vallejo puede servir de referencia desde los aspectos básicos, las aplicaciones a cimentaciones, taludes, túneles y estructuras de tierra e incluso para los riesgos geotécnicos de inestabilidad de taludes y deslizamientos de tierra (González de Vallejo, 2002).

En el informe de campo el geólogo debe identificar las estructuras geológicas, las rocas y los suelos del sitio, tomar fotografías de las formaciones geológicas y de todos los detalles que advierta; un aspecto de particular interés es su interpretación del origen de los suelos del sitio, debe aclarar si se trata de suelos residuales o transportados, la probable estratigrafia del sitio, la posible profundidad del estrato rocoso o duro.

Un excelente ejemplo de como un ingeniero geólogo inspecciona un sitio lo practica Federico Mooser, siempre hace espléndidos dibujos a colores de todo lo que observa, en ellos identifica con precisión los detalles geológicos, los potenciales mecanismos de inestabilidad y las alteraciones realizadas por el hombre; lo mismo hacía K. Terzaghi en todos sus trabajos, identificaba lo que él llamó "los pequeños

detalles geológicos" (Goodman, 1998). Mooser analiza con detalle los pares estereoscópicos y las imágenes del Google para interpretar la geología regional; también suele tomar fotografias con un ingenioso procedimiento que él discurrió, consiste en captar la misma área dos veces, para ello desplaza la cámara en paralelo a la imagen de 1 a 2 m; es una manera de tomar fotografías estereoscópicas, que facilitan comprender mejor las características de una ladera natural, un talud cortado por el hombre y cualquier formación geológica.

Reconocimiento geotécnico. El geotécnico que inspeccione el sitio debe buscar manifestaciones del comportamiento del subsuelo en todo el entorno; advertir si se observan estructuras inclinadas o con fisuras, si existen grietas en la superficie de la zona, si existen ríos o arroyos cercanos yen su caso señales

de inundaciones, recopilar información sobre la sismicidad de la región y comportamiento de las estructuras. El clima es un factor que debe aclarar, que junto con la observación de sise trata de una zona desértica, del altiplano, una llanura costera, permite integrar un marco geotécnico de referencia.

En su visita debe recopilar las muestras de suelo que pueda identificar como típicas, hacer las pruebas simples en el campo como son: plasticidad, tenacidad y resistencia en seco, descritas en los libros de mecánica de suelos, que le permiten hacer una identificación preliminar del tipo de suelo. Debe también llevar muestras de los suelos al laboratorio, para definir sus propiedades índice y clasificar esos suelos con el Sistema Unido de Clasificación de Suelos SUCS. En suma el geotécnico debe ser capaz de observar, plagiando a Terzaghi, -todos los pequeños detalles geotécnicos- de un sitio; complementados con fotografías ilustrativas.

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3.4 DIAGNÓSTICO PRELIMINAR Con la información anterior el geotécnico deberá interpretar el grado de dificultad del problema que le han planteado, así como identificar las dos o tres soluciones posibles que podría adoptar, deberá también imaginar el procedimiento de construcción y hasta conjeturar sobre el costo que tendrá. Elaborar este diagnóstico puede ser una tarea compleja y por ello debe ser consultada con unos o varios asesores que tengan experiencia en casos similares; incluso en la literatura técnica es muy factible que se pueda encontrar algún ejemplo semejante. En la Red Electrónica suelen también encontrarse referencias interesantes.

Aunque esta propuesta aparenta ser un ejercicio absurdo, es sin duda indispensable para precisar los alcances de la exploración del subsuelo que se deberá definir, ya sea para una cimentación, una excavación, un talud o una obra térrea.

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4.

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PROGRAMACIÓN DE UNA EXPLORACIÓN

4.1 INTRODUCCIÓN Diagnóstico preliminar. Este documento, descrito en el Capítulo 3, es el punto de partida para fundamentar el alcance, etapas y pormenores del programa de exploración para resolver desde un caso simple a un verdadero galimatías geotécnico.

Entorno técnico. La realización de un Estudio Geotécnico conlleva al especialista en esta rama de la ingeniería a colaborar con expertos de muchos campos, como son: ingenieros en estructuras, arquitectos, ingenieros en vías terrestres, especialistas en presas, expertos en puertos, ingenieros industriales, desarrolladores de vivienda, ambientalistas, restauradores de monumentos, arqueólogos, etc. Esto implica una enorme dificultad de comunicación, porque resolver el problema que alguno de ellos plantea requiere de identificar los objetivos del estudio, su costo y el tiempo para su ejecución; pero los conceptos de la Geotecnia suelen ser oscuros para casi todos los expertos y especialistas mencionados; surge el reto de convencerlos, lo que puede ser simple, pero a veces resulta insalvable.

Enfoques usuales. Para definir el programa de la exploración se pueden asumir las siguientes tres posibilidades: a) dar al geotécnico la libertad de proponerlo, b) establecer un concurso en el que los participantes lo propongan y, c) imponer un concurso con el programa preestablecido en todos sus detalles. Las dos primeras opciones pueden conducir a una solución racional, dependiendo de los conocimientos y experiencias de los geotécnicos implicados. En cambio la tercera puede estar muy expuesta a un fracaso, como se explica a continuación.

Concurso para un estudio geotécnico. En los últimos años ha surgido esta entelequia que intenta definir el enfoque óptimo para realizar un estudio del subsuelo; el documento base casi siempre fue preparado por un ingeniero no especializado en Geotecnia y a veces hasta por un administrador. Los objetivos

principales que enmarcan su redacción son: se minimiza el tiempo de ejecución, realizar sólo un pequeño número de sondeos, predominan los sondeos de penetración estándar, vaguedad en la toma de muestras inalteradas o imponer la ejecución de sondeos mixtos, casi nunca se requiere hacer pruebas de campo, se simplifican los datos técnicos que deben cumplir los concursantes y se omite calificar su experiencia técnica. Errores típicos de los concursos. Los ejemplos que se exponen a continuación son de casos reales: a) Para el diseño de un muelle cuyo subsuelo son arenas poco compactas, ubicado en una zona sísmica se

impuso la ejecución de sondeos de penetración estándar; herramienta insensible para definir la compacidad de esas arenas expuestas a la consolidación, con el cono eléctrico se obtendría información confiable, pero fue ignorado. b) Para una estructura hidráulica en el Valle de México con suelos muy blandos se impuso la ejecución de sondeos mixtos con dos pruebas de penetración estándar y una extracción de tubo shelby; un error craso, porque con frecuencia ocurre que esos tubos se toman de las capas duras y las pruebas de penetración

SPT se realizan en los suelos blandos, que se penetran en el suelo con sólo peso de las barras y en el

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registro se anota PH, que significa peso de la herramienta y el número de golpes es Cero, que carece de significado.

c) Es común que en los concursos se imponga el empleo de tubos shelby en suelos duros; es un error porque es un muestreador inadecuado para esos suelos.

4.2 FACTORES TÉCNICOS Para organizar una campaña de exploración, entre los muchos factores que se pueden considerar, los más significativos que no se deben soslayar son los siguientes.

a) Desde 1950, según el Prof. A. Skempton, muchos de los métodos (de exploración) han sido objeto de críticas por las diferencias entre la predicción y la observación subsecuente. b) Un considerable número de lecciones técnicas han sido olvidadas, por ejemplo los requerimientos de J. Hvorslev que en 1948 demostró deberían cumplir los tubos de pared delgada. c) Pocos ingenieros tienen experiencia en las técnicas de muestreo, perforación y pruebas de campo y la mayoría de los clientes están ajenos a la importancia de esta parte del trabajo. d) Los perforistas y ayudantes deberán estar capacitados en las técnicas de perforación y muestreo.

4.3 PROYECTO DE UNA EXPLORACIÓN Guía de trabajo. Para definir una exploración se debe empezar por conocer con detalle las características

de la obra que se propone construir, saber las cargas que trasmitirá, las tolerancias para las deformaciones admisibles, en caso de que se trate de una planta industrial las acciones dinámicas de la maquinaria, la sismicidad y clima de la región, los planes futuros de modificaciones o ampliaciones, las características de las colindancias, la cercanía a ríos y arroyos, si se trata de una obra costera el oleaje que se podrá presentar; al menos todos estos factores deben ser tomados en cuenta para integrar el plan de trabajo geotécnico. Reconocimientos geológico ygeotécnico. Estas actividades se describieron en el Capítulo anterior. Diagnóstico preliminar. Como se mencionó en el Capítulo anterior, el geotécnico debe imaginar las dos o tres soluciones que se podrán adoptar para la obra que se proyecte construir; por ejemplo, como podrá ser cimentada, como se estabilizarán los cortes que se hagan, como se estabilizará un talud y como se drenará. El reto para hacer este diagnóstico es complejo, pero es indispensable hacerlo para definir el plan de los trabajos de campo y laboratorio.

Sondeos exploratorios. Los trabajos de campo siempre se deben iniciar por determinar con detalle la estratigrafia del sitio y se tiene tres opciones: a) si se trata de un sitio cuyo subsuelo es de suelos blandos se deben hacer sondeos con cono eléctrico, b) si se tiene un suelo de dureza intermedia o de aluviones, se debe realizar sondeos con cono dinámico y c) si se trata de suelos duros, tobas, o aluviones, se deben hacer sondeos con la técnica de parámetros de perforación.

Estratigrafia del sitio. Se integrará con la información de los sondeos de exploración y de las interpretaciones geológicas y geotécnicas.

Sondeos de muestreo. Con toda la información anterior se podrá decidir cuales técnicas de muestreo se

podrán adoptar, por ejemplo tubos de pared delgada, tubos dentados o cualquier otro de los que se describen más adelante.

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Sondeos selectivos. Años atrás hacían sondeos inalterados continuos, pero los costos actuales han eliminado esa posibilidad y obligado a optimizar la extracción de muestras alteradas e inalteradas; esto ahora se puede hacer gracias a la fidelidad que tienen los sondeos exploratorios mencionados; se puede determinar con certeza de que estratos se deben extraer las muestras, ya sean duros o blandos, así como las profundidad a las que se encuentran.

Pruebas de campo. Estas técnicas enriquecen la información de campo y hasta son indispensables para los suelos en los que el muestreo resulta muy dificil. En los países europeos han ganado importancia porque reducen el tiempo y el costo de un estudio geotécnico.

Seguridad durante los trabajos. La exploración de los suelos es una actividad que implica tareas peligrosas; las cuales deben ser analizadas como parte del proyecto de una exploración, para implementar los dispositivos de seguridad y los planes de contingencia que en caso necesario se deberán adoptar; los ingenieros, técnicos y trabajadores involucrados deberán estar familiarizados y entrenados con estos aspectos de la seguridad.

4.4 ENSAYES Y MÉTODOS DE ANÁLISIS Pruebas de laboratorio complejas. La introducción de sofisticados y costosos aparatos para ensayes de laboratorio se ha divulgado como panacea indispensable para obtener datos de la mayor confiabilidad. Pero llama la atención que se esquiva el cuidado a la extracción de muestras, conservación y labrado del espécimen que se ensaya. Es necesario que se reconozca que los equipos tradicionales bien operados y calibrados siguen teniendo utilidad práctica.

Análisis con computadoras. El empleo de estas fantásticas máquinas ha impulsado y facilitado enormemente el análisis geotécnico de las cimentaciones, de la estabilidad de taludes, de túneles y de estructuras térreas, pero se ha llegado a abusos como: a) Se hacen análisis paramétricos que se supone cubren todos los casos posibles de comportamiento de los suelos y terminan por hacer innecesaria la extracción de muestras y ensaye en el laboratorio. b) Se afirma que los análisis con computadora tienen una gran precisión que hace innecesario el análisis tradicional; este error se agranda cuando el analista desconoce lo que hace el programa que utiliza.

c) Es necesario que los ingenieros mantengan la habilidad de realizar análisis tradicionales que siempre serán de gran utilidad para verificar los resultados derivados de las computadoras.

4.5 CONCLUSIONES Precisar por adelantado un programa de exploración geotécnica, sin haber realizado un sondeo en un sitio desconocido, es un imposible. K. Terzaghi lo enfatizó con las palabras anotadas en la Introducción de esta monografía: "Desafortunadamente, los suelos fueron hechos por la naturaleza y no por el hombre y lo que proviene de la naturaleza siempre es complejo ".

Lo anterior implica que en sitios desconocidos o casos complejos sólo se puede proponer un programa tentativo de exploración del subsuelo y que debe haber la apertura, para en caso necesario modificarlo y complementarlo; únicamente se puede ser aceptar un programa de exploración rígido para sitios donde gracias a estudios previos se conoce el subsuelo o el caso por resolver es muy simple. Se deben realizar pruebas, aunque simples, pero confiables.

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In I IIIUII flI II I II

5.

TÉCNICAS GEOFÍSICAS

Generalidades. Los equipos electrónicos modernos han evolucionado notablemente para realizar los distintos tipos de mediciones geofísicas, en particular para las exploraciones geológicas y petroleras; sin embargo, sus aplicaciones y las experiencias en la exploración de suelos son muy divergentes, mientras muchos consultores geotécnicos opinan que son de gran utilidad, otros las califican de ineficaces; se puede decir que la incertidumbre de las mediciones geofísicas no está en función del equipo que se utilice, ya sea vetusto o moderno, sino en la interpretación de los resultados.

Las breves explicaciones que se exponen sobre las tres técnicas geofísicas que más se aplican sólo proporcionan los conceptos generales de las mismas.

5.1 REFRACCIÓN SÍSMICA 5.1.1 Introducción Esta técnica deduce las posibles características estratigráficas de un sitio y las propiedades mecánicas de los suelos, a partir de la interpretación de los tiempos de arribo de ondas refractadas en los estratos de mayor densidad.

5.1.2 Equipo de medición

Está integrado por tres unidades básicas: el mecanismo de generación de la onda, el conjunto de geófonos captadores y el aparato registrador.

Mecanismo de generación de la onda. El más simple es un martillo pesado equipado con un micro interruptor montado en el mango, que al golpear una placa metálica asentada en la superficie genera la onda y simultáneamente opera el micro -interruptor que a su vez activa al aparato registrador para indicar el inicio de la prueba; la onda que genera este martillo penetra hasta unos 10 m bajo la superficie; para mayor profundidad la onda se genera con un detonador instantáneo colocado en una perforación somera.

Geófonos. Son sensores electromagnéticos que captan las oscilaciones del suelo y las transforman en señales eléctricas. Los geófonos comunes únicamente registran la componente vertical del movimiento y su sensibilidad varía entre 5 y 100 cps; su construcción es robusta y en el eje vertical tienen una punta para hincarse en el suelo.

Aparato registrador. Es un oscilógrafo cuyos elementos sensibles son galvanómetros que vibran al recibir la señal de los geófonos, están adheridos a pequeños espejos, en los que inciden rayos de una fuente luminosa fija y reflejan a papel fotosensible con una escala de tiempo, registrándose así el arribo de las ondas. Además de los anteriores, existen oscilógrafos que registran el fenómeno ya sea en cinta magnética, en pantalla luminosa o digitalmente.

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511 ii

Los equipos para exploración geotécnica tienen de 1, 2 a 12 canales de registro, sus características más importantes se resumen en la Tabla 5.1.1.

Tabla 5.1.1 Características de equipos geosísmicos portátiles

Generación de onda

Registro

Martillo

Pantalla Digital Papel fotosensible

Explosivos

Fuente de poder

Baterías recargables

Cinta magnética

Número de Intervalo de Peso Penetración canales Tiempos ms kg en m 1a2

0 -10

5

10

2 a 12

0 - 100

10

100

12 ó más

0 - 1000

30

100

84

5.1.3 Procedimiento de medición

B5

B6

B7

88

83

Instalación de los geófonos. Se colocan en una

B

línea los 12 geófonos para los aparatos que captan ese número de canales; por su parte, los aparatos que reciben señales de sólo uno o dos canales, se

81

necesitará colocar los geófonos en puntos a lo

largo de la línea, para hacer una medición equivalente a un aparato de 12 canales de medición. En un extremo de la línea se ubica la placa y martillo que genera la onda y en el opuesto

se coloca el registrador. La longitud total de la línea de geófonos se condiciona a 3 veces la profundidad a la cual interese hacer la exploración; los geófonos se ubican equidistantes entre sí, más cercanos, a no menos de 2 m en el extremo en el que se genera la onda, y a distancias mayores en la parte más alejada, a no más de 20 m.

Traza aparente de la caverna A7

o

o E

B%'' f 1,42

A3

B4

Todos los puntos caen sobre la curva, excepto los indicados expresamente Curva normal

fronteras entre estratos sean casi paralelas a la superficie, una sola prueba podrá dar información realizar una segunda prueba, generando la onda en el otro extremo de la línea, Fig. 5.1.1.

A4

83

e

En condiciones estratigráficas simples, en que las

suficiente; pero por lo general, es necesario

8

.n

r]

Distancia a los geófonos Variación de tiempo de retraso

Fig. 5.1.1 Disposición de tendidos para localizar una anomalia

Se han desarrollado otras técnicas de esta prueba (Dobrin, 1961); por ejemplo, para detectar una zona de menor velocidad se recomienda disponer los geófonos en forma semicircular alrededor del punto de tiro, de tal manera que las distancias sean constantes y pueda registrarse retraso en algunos geófonos, Fig.

5.1.2. Para determinar las dimensiones y profundidad de la anomalía se hace variar el radio y/o la posición del punto de tiro. Estas anomalías pueden corresponder a zonas de baja resistencia, muy sueltas o con cavernas.

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tan'

tan'

Segundo punto de tiro

V2

A

t,

15

5.1.4 Interpretación de los resultados Estratigrafia. Se basa en la aplicación de la Ley de Refracción de las ondas en medios elásticos, de la cual se deducen las siguientes expresiones. Para el caso de dos capas paralelas (Fig. 5.1.1), y v2 > v1 el espesor h será: / v2-v,

Punto de tiro

h

Medio 2

vZ

V-2>V1

Fig. 5.1.2 Gráfica distancia -tiempo para el colapso de dos capas paralelas a la superficie del terreno

do'

5.1.1 h= do 2 / v2 +v, Donde do es la distancia horizontal aparente entre el origen y el cambio de velocidad Fig.

5.1.1.

Para el caso de tres estratos paralelos, y V, > `'Z > v,, los espesores se obtienen mediante:

V2-1)1

5.1.2

v2+vl

h1 = Ph1 + do 2

v2-v,

5.1.3

v2+vl

Donde: do, y dog= Distancias aparentes al cambio de velocidad (Fig. 5.1.1). P= Factor de corrección; para cálculos aproximados es igual a 0.8.

Para casos con mayor número de estratos, capas inclinadas o velocidades menores en estratos subyacentes, consultarla referencia (Grant y West, 1965).

Identificación de suelos. La identificación de los suelos y rocas se hace comparando las velocidades de propagación de ondas longitudinales con las correspondientes a casos conocidos. En la Tabla 5.1.2 se muestra una recopilación de valores.

Módulo dinámico. Se calcula considerando un valor probable de la relación de Poisson para aplicar la

expresión 5.1.4. Si se realizan determinaciones de la velocidad de propagación de las ondas transversales o de corte, con las expresiones 5.1.4 y 5.1.5 se puede deducir el módulo elástico y la relación de Poisson correspondiente.

U

Ed;n it - µÍ

5.1.4

Pil + 1-)(1 - 214

ur J 2P(1Ed+

5.1.5 µ)

Donde: vL = Velocidad de las ondas longitudinales, m/s. v,. = Velocidad de las ondas transversales, m/s.

= Relación de Poisson. Ed!, = Módulo de elasticidad dinámico del medio, t /m2. p = Densidad del material.

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Tabla 5.1.2 Velocidad de la onda longitudinal para diversos materiales Material

Velocidad, m/s

Suelo orgánico Arcilla Arcilla Limosa Arcilla arenosa

170 a 500 1000 a 2800 975 a 1100 1160 a 1280

Limo

760

Arena seca Arena húmeda

300

610 a 1830

Aluvión Aluvión (terciario) Aluvión profundo

550 a 1000 800 a 1500 1000 a 2360 490 a 1700

Depósito glaciar

Basalto 2000 a 4000 Agua * 1430 a 1680 * Dependiendo de la temperatura y del contenido de sales

5.1.5 Comentarios La interpretación de estas mediciones necesariamente debe correlacionarse con la información de los sondeos convencionales, porque tiene la limitación de no detectar la presencia de estratos blandos que subyacen a otros duros, debido a las condiciones de refracción que se desarrollan. Es necesario también efectuar para cada línea de registro dos pruebas, una generando la onda en un extremo de la línea y la otra generando la onda en el contrario.

La principal aplicación de este método puede ser la de determinar la profundidad de la roca bajo un depósito aluvial de dificil exploración directa. La detección de cavernas, aún con el procedimiento descrito, es poco confiable.

5.2 RESISTIVIDAD ELÉCTRICA 5.2.1 Introducción

A partir de la interpretación de las resistividades medias en los suelos es factible deducir las características estratigráficas de un sitio, la mayor utilidad de esta técnica es definir la posición del nivel freático, así como las variaciones de humedad de los suelos.

5.2.2 Equipo de medición El equipo de medición utilizado en las exploraciones geoeléctricas tiene un alcance máximo de unos 100 m, está compuesto por una fuente de poder, un voltímetro, un amperímetro, cuatro electrodos y cables conductores; los electrodos empleados son varillas de bronce de 2 cm de diámetro y 50 cm de longitud, con un extremo en punta que facilita su hincado en el terreno. Los equipos portátiles integran la fuente de poder con el voltímetro y el amperímetro en una unidad compacta, en la Tabla 5.2.1 se presentan las características de equipos portátiles. Tabla 5.2.1 Características generales de los equipos geo- eléctricos Fuente de Poder Baterías recargables

Capacidad m

Intensidad de corriente, mA

30 20 300 200

20 50 100 - 150

0 - 1000 Notas: mA= microamperes y S2= ohms.

Intervalo de mediciones, 12 0.1 - 1000 0.1 - 1000 0.002 - 10 0.0002 - 100

Peso en kg 20 15

60 75

EXPLORACIÓN DE SUELOS

5.2.3

17

Enrique Santoyo Villa

XX Conferencia Nabor Carrillo

Procedimiento de la prueba

El campo eléctrico se induce al terreno con dos electrodos, denominados de corriente, que se hincan y conectan mediante el cable a la fuente de poder y el amperímetro; entre estos electrodos se hincan dos de potencial conectados al voltímetro. Con el amperímetro se mide la intensidad de la corriente inducida al terreno y con el voltímetro la diferencia de potencial entre los electrodos centrales. Para las exploraciones geoeléctricas se han desarrollado dos principales arreglos de los electrodos:

Arreglo de Wenner. Los electrodos se instalan alineados con separación h equidistante, Fig. 5.2.1; con esta disposición de los electrodos (AM = MN = NB), la medición es representativa de la resistividad del material a la profundidad h.

Arreglo de Schlumberger. En este caso

Amperímetro

la

distancia MN es pequeña a condición de que el voltímetro sea funcional y la distancia AB es

Fuente de poder Voltímetro

variable, en general AB /5 > MN >AB/20.

M

A

El arreglo de Wenner es el más utilizado por su simplicidad y tiene dos técnicas de operación: el sondeo eléctrico vertical, que estudia la

estratigrafía según una vertical, y el rastreo eléctrico, que lo hace conforme una horizontal a cierta profundidad; combinando ambas técnicas se puede tener una mejor definición de las condiciones del subsuelo del sitio. (Dobrin, 1961 y Grant y West, 1965)

N

B

/i\\\

o

\\

Electrodo de

Electrodo de Corriente`

d

potencial

h

v

v

,4

0

h

v h

J

Fig. 5.2.1 Arreglo Wenner

Sondeo eléctrico vertical SEi! Se realiza manteniendo el centro O del arreglo de Wenner fijo e incrementando la separación h equidistante entre los electrodos, Fig. 5.2.2. La información

que se obtiene con este sondeo pertenece a la resistividad en la misma vertical del punto O a profundidades que corresponden a cada h que se mida.

Rastreo eléctrico. Se cambia de lugar el mismo arreglo de los electrodos, de igual h, sobre una retícula trazada en la superficie, Fig. 5.2.3. La

Fig. 5.2.2 Sondeo eléctrico vertical, SEV

información que se obtiene con este rastreo corresponde a la resistividad a lo largo de cada línea a la profundidad h en que se mida; se hace en cuadrícula para verificar la información.

Ambas técnicas deben iniciarse determinando la resistividad del estrato más superficial, colocando

los electrodos con una separación menor que el espesor del primer estrato. Los datos de campo

permiten definir los diagramás de

isorresistividades aparentes, que de forma simplificada se muestra en la Fig. 5.2.4.

Fig. 5.2.3 Rastreo eléctrico

Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica

18

(91Ib',

Distancia, m 10

5

15

20

25

30

20 30

\

60

70

(50 60l

40n

1

0

Cj 60

//80 90

--

Fig. 5.2.4 Diagrama representando curvas de isorresistividades

5.2.4 Resultados Resistividad aparente. El arreglo Wenner genera un campo eléctrico con profundidad h, ancho 0.75 h y longitud 4.5 h. De la prueba se obtiene la diferencia de potencial V y la intensidad de la corriente I; la resistividad aparente se obtiene mediante la siguiente expresión.

P =27th

V

5.2.1

Donde: pa = Resistividad aparente a la profundidad h, en ohms -m. V= Diferencia de potencial, en volts. I= Intensidad de la corriente, en amperes. H= Distancia entre electrodos, en m. Es usual en los equipos portátiles sustituir la relación V/I por R, resistencia en ohms.

Sondeo eléctrico vertical. La interpretación del sondeo eléctrico se realiza con el procedimiento de cálculo (Hummel, 1932), quien dedujo la expresión de la resistividad aparente para el caso de un estrato de resistividad que sobreyace a otro estrato de espesor infinito y resistividad p,.

P,=Pt+4p,

i

K"

K"

=1 -41+ (2nH1 h)2

44+(2nH/h)'

5.2.2

Donde:

n= 1,2,3,...oc H = Espesor de la capa, en m. h = Equidistancia entre electrodos, en m.

Pr-Pi

5.2.3

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19

La familia de curvas derivadas de la ecuación anterior para simplificar el cálculo de pzyH, se ilustra en la Fig. 5.2.5. (Mooney y Wetzel, 1965). La manera de utilizar esta gráfica es la siguiente: para determinar la resistividad p, del estrato superficial se utiliza alguna medición realizada con una equidistancia h, menor que el espesor de la capa, aplicando la fórmula de la resistividad aparente; cuando se tenga duda de este valor se recomienda hacer una gráfica de variación de la equidistancia h con la resistividad aparente; extrapolando se puede determinar p, y p2 para un valor de h se traza en la gráfica una horizontal para pa /p, y se obtiene una serie de valores de K y h/H; de este conjunto de valores se dibuja la variación de K vs H, ya que h es constante para cada medición. Se dibujan las curvas de K vs H para los diferentes valores de h; si las curvas se cruzan en un punto (H, K) (Fig. 5.2.6), se tiene el caso de una capa sobreyaciendo un estrato infinito. En caso de no cruzarse en un punto, se compara la curva pa 's H con curvas teóricas para diferentes configuraciones de estratificación, las cuales han sido preparadas por investigadores como Mooney y Wetzel. Pa

p,

8

U

6

`,'

4

u

2

trl

0.4

CihPhp2hC2 P H

0.2

P .2

im

2-p, k= p p2+p, 0.10.1

0.2

I

\"'li K-

mediante el número de cambios de pendiente. Rastreo eléctrico. Para interpretar la información

tre

_ --.,

1

0.8 0.6

En general, el número de capas involucradas en una prueba se puede detectar en la curva pa vs h

de un rastreo eléctrico se hace una gráfica de distancias, de origen arbitrario al centro del arreglo, contra resistividades aparentes, Fig. 5.2.4; las resistividades reales en cada zona a la profundidad h serán las que estén localizadas fuera de las zonas de transición (Fig. 5.2.7).

0.

.8 0.4 0.60.81

2

4

6 810 h/H

Fig. 5.2.5 Curvas de resistividad aparente para el caso de una capa mediante el arreglo Wenner

i.\ \

\

; h

K P,

k= p, + p2

2

Contacto

Fig. 5.2.7 Gráfica típica de resistividades para el caso de un contacto Clasificación de suelos. La clasificación tentativa

de los materiales se hace por comparación de la resistividad eléctrica con valores típicos, como los de la Tabla 5.2.2. Espesor de la capa H, en m

Fig. 5.2.6 Gráfica H vs K para el caso de una capa

En cuanto a la posición del nivel freático se detecta fácilmente en la sección de isorresistividades.

? Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica 51IG

20

Tabla 5.2.2 Resistividades típicas de suelos Material Resistividad en S2,m* Arcillas 1 -10 Limos 10 -100 Arenas 100 -1000 Gravas 200-1000 100 -1000 Rocas ígneas alteradas Rocas ígneas inalteradas > 1000 * Ohm metro

5.2.5 Comentarios La precisión de este método para predecir la estratigrafia de un sitio es generalmente menor que la de

refracción sísmica; sin embargo, es más confiable para determinar la posición del nivel freático y detectar estratos de suelos blandos.

En la búsqueda de cavernas con esta técnica se incurre en errores, porque las anomalías que producen zonas con diferente contenido de agua pueden fácilmente interpretarse como cavernas.

5.3 GEORADAR DE PENETRACIÓN

5.3.1 Introducción El georadar de penetración es un aparato con antenas que generan y captan un tren de ondas electromagnéticas capaces de penetrar en el subsuelo; así al trasladar el equipo a lo largo de una línea superficial se determina una imagen distancia vs profundidad del subsuelo, gracias a que las ondas se reflejan en las

estructuras o elementos que se encuentran en él; este equipo se desarrolló para localizar objetos metálicos enterrados y posteriormente demostró su utilidad en varios campos, como la arqueología, la contaminación, la geología y la mecánica de suelos. Se le identifica como una técnica indirecta de exploración, que por su simplicidad aparente muchos la consideran fácil de manejar y de interpretar, lo cual es una falsedad, porque se requiere de conocimiento y vasta experiencia para su empleo.

Las ondas de los equipos disponibles operan ondas UHF de 20MHz a VHF de 2.5 GHz, las cuales pueden penetrar en suelos secos hasta unos 20 m, en suelos húmedos de 3 a 6 m y en suelos húmedos con alta conductividad eléctrica sólo unos centímetros.

5.3.2 TIPOS DE ANTENAS

Las antenas son la parte esencial de georadar, pueden emitir, recibir o ambas funciones a la vez; las monostáticas realizan una sola función, y las bistáticas realizan ambas; difieren en que las bistáticas permiten realizar distintos tipos de arreglos de adquisición, por su parte, las antenas monostáticas son de dimensiones menores y tienen mayor portabilidad. Cada antena emite a una frecuencia daría, generalmente entre los 16 a 2000 Mhz. Esta frecuencia corresponde a la frecuencia central de toda la banda de frecuencias emitidas por la antena, y ésta corresponde a su vez a la frecuencia equivalente a media longitud de onda. Aquellas antenas con frecuencias mayores a los 500 Mhz, son generalmente usadas para estudios someros de ingeniería, donde se requiere de una gran resolución, mientras que las antenas con frecuencias menores son usadas para investigaciones de tipo geológico donde se requiere una resolución menor.

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21

En estudios a campo abierto, donde el ruido ambiental no es un factor limitante se pueden utilizar antenas no blindadas; en cambio para las mediciones urbanas, las antenas blindadas permiten un mejor control del ruido y las reflexiones desde el aire. De manera general se puede decir que las antenas no- blindadas tienen mayor profundidad de penetración pero menor resolución que las blindadas.

La elección va a depender de muchos factores que deberán ser definidos en la fase previa del estudio, sin embargo, es recomendable realizar pruebas para elegir cuál es la antena óptima a utilizar.

5.3.3 Técnica de operación Se hacen mediciones en líneas paralelas separadas de 1 a 2 m e incluso se acostumbra hacer mallas con esas separaciones.

Aunque el georadar puede operar desde vehículos a 40 km/h la penetración de la señal y la resolución resultan muy pobres. Lo usual para las mediciones geotécnicas es trasladar el aparato sobre la superficie con una velocidad máxima de 20 a 30 m/min.

5.3.4 Procesamiento de datos. Los ruidos y las interferencias encontradas en los perfiles de georadar se deben a una variedad de fuentes en las que se incluyen: a) objetos en la superficie del terreno, sobre los cuales la antena tiene que pasar, b)

cables aéreos de alta tensión, postes de luz o semáforos, árboles, edificaciones, etc., c) utilidades enterradas, y d) señales electromagnéticas de alta frecuencia, generadas por transmisores externos como Distancia, m l

2

4

6

8

2

4

6

8

10

10

12

14

16

12

14

16

T = Tuberías arm = Armado de losas L8 y L12 = Líneas ortogonales

18

20

22

24

26

28

30

32

34

36

38

18

20

22

24

26

28

30

32

34

36

38

Distancia, m

Fig. 5.3.1 Ejemplo de una exploración con georadar

cf

Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica

22

antenas microondas. Algunos de éstos pueden ser removidos con ayuda del procesamiento de los datos, pero para poder hacer un buen procesado se tienen que tomar notas en campo sobre la presencia de

cualquiera de estos elementos generadores de ruido para luego saber a qué corresponden y posteriormente eliminarlos.

5.3.5 Una línea de ejemplo La Fig. 5.3.1 ejemplifica el caso de una exploración con georadar en una línea de 38 m de longitud, se advierte claridad de la señal hasta 1.5 m de profundidad. El experto en interpretación identificó tuberías enterradas a una profundidad menor de un metro y también el armado de las losas superficiales de concreto; por debajo de 1.5 m de profundidad el registro tiene una apariencia tan tenue, que no pudo identificar ningún detalle de la estratigrafía del sitio.

5.3.6 Comentarios

Las técnicas de adquisición y procesamiento de datos del georadar de subsuelo, es un proceso tan complejo, que requiere que los técnicos que operen e interpreten la exploración deben tener un sólido conocimiento de la base teórica y empírica de esta técnica. Pero hasta ahora aún el mejor equipo de georadar sólo permite identificar los cambios radicales de densidad de los materiales en el subsuelo; así que en sitios con estratigrafias uniformes su utilidad resulta escasa.

En conclusión, el georadar sólo tiene utilidad para detectar la presencia de líneas de conducción eléctrica, telefónica y ductos de agua; así como estructuras enterradas de gran densidad, como restos arqueológicos de mampostería.

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23

III I11glll1l111l

6.

PENETRÓMETROS

Generalidades. Los penetrómetros desarrollados cubren un extenso campo del ingenio geotécnico,

particularmente en Europa, así que sólo se describirán los de uso más extendido; en cuanto al Penetrómetro Estándar, se trata con detalle en el Capítulo 8, de Muestreo Alterado.

6.1 CONOS DINÁMICOS

6.1.1 Introducción Se podría decir que estas técnicas de exploración geotécnica son antiguas y paradójicamente también son modernas, porque los ingenios electrónicos han abierto espacios para técnicas que harán posibles nuevas opciones. 6.1.2 Descripción de los conos usuales Cono perdible. Este cono de exploración es el más simple que se hinca a percusión, consiste de una punta de acero con ángulos de ataque de 60 °, Fig. 6.1.1, su diámetro B, siempre debe ser mayor que

Barra

el diámetro b de las barras con las que se hinca,

b

esto reduce la fricción con el suelo que envuelve a las barras; el perno que une al cono con las barras

de hincado es liso, para que una vez que se ha penetrado hasta la profundidad de interés, fácilmente se desprenda. Es importante destacar que la energía de impacto se trasmite de la barra al

Cono Superficie

cono a través de la superficie de apoyo señalada en la misma figura y que el perno sólo sirve para guiar al cono.

Cono recuperable. Es semejante al anterior, excepto que el perno con que se une a las barras de perforación de cuerda derecha tiene cuerda izquierda para poder retirarlo y si resulta imposible se giran las barras para dejarlo perdido.

Recomendaciones prácticas. Es importante reconocer la necesidad de uniformar las dimensiones de los conos hincados a percusión; se presenta en la Tabla 6.1 .1 un criterio de

de apoyo

B

a) Conjunto

b) Perno liso

Fig. 6.1.1 Cono perdible

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24

i1IGl

dimensiones congruente con los diámetros de barras

de hincado generalmente disponible. El perno de unión puede ser liso o con cuerda izquierda, Fig. 6.1.2, la cual permite rescatar el cono cuando su extracción es fácil; en extracciones dificiles el giro de las barras en rotación derecha desprende el cono que se pierde.

Cuerda

izquierda 10

qc / 14 qc / 13 qe / 24

qe / 20 qe / 16 qe / 54

b) Suelos friccionantes. La correlación entre la resistencia de punta del cono y la compacidad relativa de arenas finas se muestra en la Fig. 6.3.16.

`1

o

Del anal sis d'e SANGLERA , 1974

\\I` `

l'''

ple de los

I\ 90% SCHMRTMANI\ datos caen entre estas lineas

-

100 0

1

25

10

20

30

40 50 60 70 80 90100

150

200

250

Resistencia de punta qe, en kg /cm2 o ton /piel

Fig. 6.3.16 Correlación entre la resistencia de punta y la compacidad relativa de arena finas

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Para determinar el valor del ángulo de fricción interna o', usualmente se utilizan las fórmulas de capacidad de carga, empleando como datos la

Mu

capacidad de carga última y la estimación del peso

(30'200

volumétrico; en la Fig. 6.4.17 se presenta una solución gráfica para determinar el valor de o en

función de q, y de O)', donde a' es el esfuerzo

g°

Si eltá

Suelta

Compacidad relativa Media Densa I

43

Muy dens a

88 == (1 +ton 6') ton' (45 °+ L)e rrtan 0'

100

o

50

vertical efectivo.

c) Suelos cohesivo -friccionantes. Este caso se

resuelve considerando dos valores de la

10

resistencia de punta cercanos, que corresponden a un mismo estrato (qc, y qc2). Así se pueden plantear

dos expresiones de la capacidad de carga última, que al considerarlas simultáneamente resultan:

20°

25°

30°

35°

40°

Fig. 6.3.17 Correlación de la resistencia de punta y el angulo 0' de arenas

gc'

= tan

'

45°

Angulo de fricción interna, 0'

gc2

6.3.8

y (z2 -

c=

(gc,

-gc2)-yNq-yN9(1+ tan Xz, +z2)

2Nc(+NglNc)

..6.3.9

Donde: c y o = Parámetros de la resistencia al corte. qc l y qc2 = Valores de la resistencia de punta (qc2 > qel ). Z1 y Z2 = Profundidades de medición. Ne y Nq = Coeficientes de capacidad de carga. gel N - y(1 +qc2.6.3.10 tan (I))(z, -z,) Para determinar el valor de o se deben resolver por aproximaciones sucesivas las ecuaciones implícitas

6.3.11 y 6.3.12; para ello, primero se supone un valor de O para después calcular Nq y con el valor obtenido se calcula un o; se repite el cálculo que converge en dos o tres iteraciones.

6.3.16 Comentarios El cono eléctrico es una herramienta de precisión que debe ser operada por personal calificado, recibir mantenimiento frecuente y calibrarse después de cada diez sondeos a fin de comprobar su confiabilidad. Los pequeños descuidos en la operación del cono fácilmente provocan errores y generan sondeos inexactos. Al inicio y terminación de cada sondeo se debe comprobar el cero del instrumento, si es menor del 10 % del máximo de la medición, la información obtenida se podrá aceptar como válida.

Los conos se deben calibrar por lo menos a cada dos meses de utilización. Se debe también realizar la limpieza y cambio de sellos como se ha recomendado.

La influencia de la temperatura del cono es tan significativa que algunos constructores de conos les instalan termómetros, para determinar el cambio de cero y hacer una corrección por este efecto.

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44

Para la interpretación de las mediciones con cono eléctrico en casi cualquier tipo de subsuelo se recomienda consultar el libro Cone Penetration Testing in Geotechnical Practice de Lunne, Robertson y Powell, que se vale de la relación de fricción a la de punta; otras referencias útiles son la publicación Cone Penetration Testing (ConeTec, 2007) y la de In Situ Testing in Geomechanics (Schanid, 2009). Por

su parte, para los suelos de la ciudad de México en la publicación ya mencionada El Cono en la Exploración Geotécnica, de Santoyo, Lin Xue y Ovando, se encuentran valores de correlación con los parámetros de resistencia y compresibilidad (Santoyo et al, 1989).

6.4 PIEZOCONO 6.4.1 Introducción El primer intento de hacer mediciones de la presión de poro con un cono fue desarrollado en 1930 por el

profesor P. Barentsen (de Leeuw, 1985); más tarde, en 1949, el profesor A. Casagrande, mejoró la técnica de medición de la presión de poro del agua intersticial de los suelos con su piezómetro abierto que requería de un tiempo largo para alcanzar la estabilización del nivel del agua dentro del tubo, muchos años después se desarrollaron los piezómetros de membrana neumáticos y después los electrónicos con

membranas instrumentadas con strain -gages o cuerdas vibrantes, ambos redujeron notablemente el tiempo de respuesta o "time lag" del piezómetro y una vez que se logró que las membranas fueran de mayor rigidez se redujo todavía más el tiempo de respuesta. Después se logró que los sensores electrónicos para medir presión de fluidos fueran cada día más pequeños.

Esta secuencia de aportes tecnológicos hizo posible a los investigadores del Instituto Geotécnico Noruego en 1970, ensayar la medición de la presión de poro a distintas profundidades mediante la penetración de un piezómetro instrumentado; finalmente, para 1974 se logró confianza con esta técnica y se integró al cono eléctrico un piezómetro para dar paso al piezocono. El desarrollo técnico del piezocono actual se dio simultáneamente en varias partes y por ello resulta casi imposible reconocer con certeza al autor de la idea. Sin embargo, la Oficina Norteamericana de Patentes tiene registros de variantes, que cubren peculiaridades de las piedras porosas, de los tiempos de respuesta

y más que nada de los programas de interpretación de las mediciones; entre otras patentes la No. 6236841 que protege la punta permeable cilíndrica y la No. 6115061 que afirma detecta el flujo hidráulico y la velocidad del mismo.

6.4.2 Descripción del piezocono

La esencia del piezocono es el sensor o transductor de presión, que se identifica como de muy baja deformabilidad, lo que significa que basta que penetre un pequeño volumen de agua del subsuelo a la cámara del instrumento para alcanzar el rango total de medición a la presión máxima que es capaz de soportar ese piezocono. Ese volumen usualmente es de 0.1 mm3.

Se podría generalizar diciendo que todos los piezoconos construidos tienen semejanza, porque todos tienen en la punta cónica la entrada del agua; en todos los modelos disponibles de conos la celda de presión se instala lo más cercano a la punta para reducir el volumen de fluido al mínimo posible, Fig. 6.4.1; por su parte, el anillo poroso de 3 mm de altura permite el paso del agua del subsuelo; se han ensayado varias posiciones posibles y los autores de esos experimentos concluyen que la mejor posición es el hueco que se puede conformar entre la punta cónica y la funda de fricción que se indica en la figura anterior. Los filtros más confiables son los de metales sinterizados, que pueden ser de bronce o acero, así como los de cerámica; estos últimos corren el riesgo de fracturar al penetrar arenas compactas.

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45

6.4.3 Saturación del piezocono (1)

La medición de la presión del agua del subsuelo con el piezocono será confiable sólo si el sistema está saturado y que no tenga burbujas de aire cuya tensión capilar altera la medición. Esto implica rellenar las cavidades del sistema: a) del filtro, b)

del ducto de conducción y c) de la celda de medición de presión o transductor. Los líquidos para saturar esas cavidades son: el más usual, agua desairada, glicerina o aceite de silicón; a El filtro es parte del cono

El filtro está entre el cono y la funda

continuación se resumen los cuidados que se deben tener.

Fig. 6.4.1 Posiciones usuales del acceso del agua

El filtro se debe secar en horno por lo menos 12 horas, después se introduce en agua a 100° C durante una hora; por su parte, el ducto y la cavidad del transductor se llenan con ayuda de una aguja hipodérmica dentro de agua, a continuación se ensambla el filtro al cono también bajo del agua y se transporta el cono dentro de una bolsa hermética de polietileno con agua desairada.

Cuando el nivel freático se encuentra muy debajo de la superficie es posible que la saturación se pierda;

en ese caso es mejor que el ducto y la cavidad del transductor se llenen con glicerina porque es compatible con el agua, a diferencia del silicón.

6.4.4 Calibración del piezocono

Para verificar la precisión de la celda que determina la presión del agua intersticial del suelo se debe contar con una cámara de presión como la

Trampa

mostrada en la Fig. 6.4.2 que debe sellarse por arriba de la funda de fricción, para evitar que el aire entrampado en la funda altere la medición. Sello O'ring

6.4.5 Proceso de medición El tiempo necesario para la medición de la presión del agua intersticial en las arenas con el piezocono,

puede ser desde casi inmediata a unos pocos minutos. En cambio en las arcillas plásticas se dice que se mide una presión de poro dinámica, porque no se acostumbra dar el tiempo suficiente para que

Manguera

/de presión a

se estabilice la lectura, que puede tomar hasta varios días. Por ello, para verificar la confianza que se les puede tener se realizan los dos cuidados siguientes:

Fig. 6.4.2 Cámara simple para la calibración del sensor de presión del piezocono (Lunne et al, 1997)

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46

PI@

a) Se mantiene el cono en una cierta posición para comprobar si ocurre disipación de la presión.

b) Se practican las mediciones únicamente en los estratos permeables.

En cualquiera de los dos casos anteriores cuando se trata de sitios con suelos arcillosos y estratos arenosos intercalados resulta casi imposible decidir en donde realizar las mediciones con el piezocono sin conocer previamente los detalles estratigráficos del lugar; esto sólo se puede resolver empezando por hacer primero el sondeo de cono y después hincar el piezocono.

Tiempo de respuesta del sistema. El tiempo necesario para hacer una medición se juzga a través del parámetro de flexibilidad del conjunto, que se define como la relación del volumen de agua que debe penetrar a la cámara del piezocono a la presión correspondiente; lo usual es definirla para la presión máxima de medición; para ello se recurre a la expresión:

V F- Pmax

6.4.1

Donde: F = Flexibilidad del sistema de medición. AV = Deformación volumétrica máxima del sistema. Amas = Presión máxima que puede medirse.

El concepto de la flexibilidad del sistema de medición de la presión de poro fue propuesto desde hace

más de 40 años para la ejecución de pruebas triaxiales en arcillas (Morgan et al, 1968). Así, se ha demostrado experimentalmente que la medición de presión de poro es confiable cuando la flexibilidad es menor de 0.001 mm3 /kg /cm2; porque cuando es mayor, el sistema de medición sufre un retardo y pierde la simultaneidad de la medición de presión de poro con la deformación correspondiente.

Por otra parte en suelos permeables, incluso en arenas finas, el drenaje del suelo es tan rápido, que se

pueden hacer mediciones confiables con una flexibilidad hasta 4 veces mayor. Aplicando esta experiencia al piezocono, se puede tener una flexibilidad de 0.003 mm3 /cm2.

Lo anterior permite concluir que las mediciones de presión de poro con el piezocono sólo resultan confiables cuando se mide en arenas o lentes de arena, para la velocidad de hincado convencional de 1 a 2

cm/seg; en cambio para las arcillas sólo es confiable, si el cono se deja estático por minutos e incluso hasta por horas, para permitir que se drene el agua y se desarrolle la presión de poro.

Permeabilidad del anillo o punta porosa. Esta variable tiene importancia para asegurarse de la saturación del sistema, ya que la presencia de aire genera un cierto retardo en la medición de la presión y sobretodo puede provocar que la celda de medición reciba presiones menores por la influencia de la

tensión en los meniscos de las burbujas de aire que se forman en los poros. Este problema fue inicialmente resuelto para la realización de las pruebas triaxiales, generándose el concepto de piedras porosas con alto valor de entrada de aire (Bishop et al 1961); concepto también investigado para su utilización en los conos (Morgan et al, 1968). Desarrollo de las mediciones. Se podría decir que la ejecución de sondeos con piezocono es similar a la del cono convencional, pero con las peculiaridades siguientes: a) no se puede emplear arriba del nivel freático, b) debe estar saturado el sistema antes de la ejecución del sondeo y debe utilizarse una funda

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hermética desechable para mantener la saturación, y e) que la velocidad de penetración de 1 a 2 cm/s

es sólo válida en arenas limpias, requiriéndose detener momentáneamente el hincado cuando se trata de arcillas y como se mencionó antes, en tiempos de minutos a horas.

Gráfica de presión de poro -profundidad Presión de poro, u, t/m2 0

10

20

30

o

Rellenos

Costra" -

Superficial_

6.4.6 Ejemplos de medición con el piezocono 10

La utilidad de las mediciones con piezocono tiene tres aplicaciones principales: a) la predicción de

licuación en arenas, b) la estimación de las características de consolidación de los suelos y c) la clasificación de suelos (Lunne et al, 1987). La Fig. 6.4.3 muestra una medición en el subsuelo de la ciudad de México, en donde la permeabilidad de las arcillas es tan baja, que sólo se puede medir

Serie Arcillosa Superior

20

la presión de poro en los estratos permeables, dejando el piezocono en el punto de medición el tiempo suficiente para que se estabilice la presión, que puede ser de hasta 30 min.

30

Capa Dura

E -o

Los valores de la presión del agua que se miden

con el piezocono um, en comparación con la presión de poro a la profundidad de medición u., para los diferentes suelos se podría esperar que

1E3

Serie Arcillosa Inferior

ó o-

40

sean: Para arenas sueltas um uo Para arenas densas um< u0 Para arcillas blandas um> uo Para arcillas duras um >> uo

Para arcillas preconsolidadas um puede tener

50

Depósitos Profundos

valores negativos. 60

6.4.7 Comentarios

- Hidrostática

Las limitaciones que se tienen para medir las presiones del agua intersticial de los suelos conllevan a reconocer que el piezocono tiene su mayor utilidad en suelos permeables, que incluso pueden tener estratos arcillosos. Por su parte, en suelos predominantemente arcillosos, estas mediciones deben suceder a sondeos con cono eléctrico para conocer de antemano a que profundidades están los estratos permeables, para hacer mediciones más confiables; así, para estos suelos se debe reconocer que las mediciones con piezocono terminan siendo independientes de las

-4- PiezometrEa actual 70

Paseo de la Reforma y Bucareli Nota:

Las mediciones se realizarán en lentes permeables

Fig. 6.4.3 Sondeo piezométrico en la Ciudad de México

47

vy

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48

mediciones con cono eléctrico y por ello puede haber piezoconos que sólo tengan celda para medir las presiones del agua intersticial.

En la interpretación de los resultados de las mediciones con el piezocono para la clasificación de los suelos, el Parámetro de la Presión del Agua Intersticial junto con la Resistencia de Punta y la Relación de Fricción, son de gran utilidad (Lunne et al, 1997 y FHWA, 2001).

6.5 CONO SÍSMICO Introducción. P.K. Robertson y R.G. Campanella hicieron en 1986 una importante contribución, integrando al cono eléctrico un geófono para detectar el arribo de ondas de corte generadas en la superficie. Pronto se sustituyó el geófono por un acelerómetro que tiene mayor sensibilidad. En la Fig. 6.5.1 se muestra la posición del geófono y en la Fig. 6.3.9 un perfil de suelo obtenido con este cono multisensor (Robertson et al, 1986).

La forma de generar la onda de corte se ilustra en la Fig. 6.5.2, tradicionalmente se emplea en las mediciones de la velocidad de onda de corte, según la técnica de pozo abajo (down -hole); esta técnica consiste en colocar una viga de acero con una carga estática, a la que se le produce el impacto de un marro pesado, los valores que se obtienen con este cono sísmico son enteramente equivalentes a los descritos en el capítulo 4, pero con la ventajaque se recopilan en un tiempo significativamente menor. La manera de ejecutar una prueba consiste en hincar este cono, midiendo las variables de punta, fricción, presión de poro e inclinación y cuando se juzga conveniente hacer una medición de la velocidad de onda, se detiene momentáneamente el hincado, para generar la onda y captar su arribo en el geófono; así, en el sondeo de la Fig. 6.5.3 se hicieron mediciones a cada metro de profundidad (Robertson y Campanella, 1986). La Fig. 6.5.4 es un sondeo en la ciudad de México en el que se midieron las velocidades de onda de corte. Osciloscopio O1

Sello hermético para cable de 14 conductores

Detonador Carga estátic

OGeófono sísmico

r-,

Fuente de ondas de corte Sensor de inclinaciones

Nota: 12

Quad -ring

Deformímetros eléctricos para la celda de punta I

0 Funda de fricción

Sensor de temperatur

%-

La fuente de ondas de corte se coloca perpendicular al cono

Onda de corte Q Deformímetros eléctrico0

o Celda de presión de piso Anillo de plástico poros.

para la celda de punta

0

Q -ring

O8 Quad -ring

Fig. 6.5.2 Arreglo esquemático de pruebas

Fig. 6.5.1 Características de un cono multisensor

de pozo abajo con cono sísmico (Robertson y Campanella, 1986)

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10

0

Resistencia de punta QT (BAR) 200

Resistencia de fricción FC (BAR)

Presión de poro u (BAR)

0

1

Velocidad de la onda de corte

Relación de fricción RF= FC /QT( %) 0

Perfil del suelo

m /seg 0

2

49

250 Acilla blanda y limo

10

10

10

10

D =60%

(Baldi et al 1982 20- ref 4T)

20

20

20

20 -

Arena gruesa suelta a densa con capas de arena fina

Arena fina con algo de limo Limo blando arcilloso normalmente consolidado Arena = 10 % Limo = 70 % Arcilla = 20 %

LL =38% PL =15%

= 35 % k= 8x107cm /seg

Nipj

30

30

Presion de poro, en equilibrio

30

30

30

Ce = 0.3

1 BAR= 100kPa= 1kg f /cm= 1 ton /ft

Fig. 6.5.3 Perfil del suelo de un sitio (Robertson y dampella, 1986) OResist 25 is de punta gc7(kg /cm2) 5

5

10

6.6

CONOS PARA RESISTIVIDAD Y

CONDUCTIVIDAD

Para resistividad eléctrica. Está técnica fue

desarrollada en Holanda para definir

10

indirectamente la densidad de arenas saturadas (de

Leeuw, 1985); se basa en medir las resistencias eléctricas del suelo y del agua de poro, ya que la relación entre ellas se correlaciona linealmente

15

20

con la densidad; la Fig. 6.6.1 es un cono equipado

E

para estas mediciones; las cuales también se

7;25

pueden hacer de manera independiente con dos

-o

conos; uno que mida la resistencia de las partículas

c

de suelo con agua y otro la del agua sola. La

1530

correlación con la porosidad se obtiene de pruebas de laboratorio.

35

40

SPT

Para conductividad eléctrica. Esta alternativa se desarrolló para explorar la contaminación del subsuelo, mediante la medición de la variación

45

vertical de su conductividad; en la Fig. 6.6.2 tomada de (de Leeuw, 1985) se muestra que la

500

resistividad de un sitio no contaminado es muy baja y que se incrementa significativamente en

100 200 300 400 Velocidad de la onda de corte vs (mis) INMOBILIARIA ADELA SCE -1

Fig. 6.5.4 Sondeo de cono y medición de velocidad de onda de corte

otro contaminado.

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50

9115

Cable eléctrico f 50

I

45

1

40

i;

I

35

V15

Electrodo A de corriente Electrodo A de medición

0.25

0.35

Resistividad del aqua de poll, Resistividad del suelo

Electrodo B de medición Electrodo B de corriente

I AislanteFunda de fricción

Cable eléctrico Manguera de aire Resistividad del agua Celda de medición

'

I10 l-cni

Cono - y

- -fue 10 cni

Filtro

Cono para resistividad del agua

Cono para resistividad del suelo

Fig. 6.6.1 Medición de la resistividad eléctrica (de Leeuw, 1985)

Aislamientos

Resistencia q yN /m2 0

100

20

Resistencia q MN /m2 40

0

Conductividad

Electrodo de medició

Conductividad en un sitio contaminado

en un sitio

1-250

contaminado

50

E5

CPT

40

20

E5

CPT

iñ

484

110

10

15

Funda de fricción

80 160 80 160

Con

Conductividad en mS /m

Conductividad en mS /m 135

Acotaciones en mm

Fig. 6.6.2 Medición de la conductividad eléctrica (de Leeuw, 1985)

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51

6.7 PENETRÓMETRO PANDA

6.7.1 Introducción Se trata de un penetrómetro dinámico portátil, capaz de penetrar en los suelos blandos hasta unos 6 m de profundidad con una energía variable, con máximo aproximado de 20 MPa, unos 200 kg /cm2; por ello, a pesar de su ligereza tiene la potencia de penetración suficiente para realizar pruebas interesantes. Su campo de aplicación es la exploración de los suelos, así como una prueba de control de compactación

de los rellenos térreos. El fabricante de este instrumento es una empresa francesa, en cuya página electrónica se presentan abundantes imágenes del aparato, Fig. 6.7.1, su operación está reglamentada con la Norma Francesa NF XP P94 -105 (www.sol -solution.com). La información y figuras que se presentan a continuación están tomadas del catálogo de este aparato.

6.7.2 Descripción del aparato Generalidades. El Panda en esencia es un cono de acero de 2, 4 ó 10 cm' de diámetro, uno de estos conos se enrosca en el extremo inferior de una columna de barras de acero de 2 cm de diámetro y en la barra superior se enrosca la cabeza con el pistón -yunque que recibe los impactos de una maza o marro de peso estandarizado, la Fig. 6.7.2 es un esquema de este penetrómetro. Sensores de la velocidad del impacto

Iw Correa

a

Ordenador Barra

- --

Fig. 6.7.1 Penetrómetro Panda

'

Sensor de penetración

Pieza guía

Fig. 6.7.2 Penetrómetro Panda

Sensores. Los golpes con el marro se registran con dos sensores: uno de magnetismo integrado con dos celdas instaladas en la cabeza para detectar la velocidad del paso del pistón en el momento del impacto y otro es un potenciómetro instalado en la Unidad de Control que determina la penetración de la punta en cada impacto; esto último lo hace mediante una correa fija a la cabeza de hincado que se enrolla en el potenciómetro, y la Fig. 6.7.3 es un corte de la cabeza.

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52

Unidad de Control. Es un procesador electrónico que recibe la señal del acelerómetro y para cada

golpe calcula la resistencia de punta qd

Pistón o yunque

recurriendo a la fórmula de los holandeses para el hincado de pilotes; también registra la

Celdas

profundidad de cada medición y memoriza la profundidad y resistencia correspondiente de cada impacto.

Imán

Conos. El de 2 cm se utiliza únicamente para las pruebas de control de compactación y se puede recuperar después de cada ensayo; por su parte, los de 4 y 10 cm se utilizan para la exploración de

suelos, se elige el tamaño en función de la resistencia del suelo que se esté midiendo, siendo el de uso más general el de 4 cm y ambos tienen en común que se pierden en cada prueba.

Manubrio

Guías de dirección

Resorte

Pistón o yunque. Está fabricado con un acero especial, su parte superior es convexa para

desempeñar el papel de yunque; con el uso este yunque tiende a deformarse, por ello es necesario rectificarlo para conservar su forma original y así transmitir la energía proporcionada por el martillo

de la mejor forma posible; cuando está muy deformado, es necesario sustituirlo por otro. Este

Fig. 6.7.3 Cabeza del penetrómetro

pistón tiene inserto el imán en un cilindro de poliuretano.

Celdas magnéticas. Están montadas en el cilindro receptor con un perno, con el fin de poder desmontarse en caso de necesidad.

Guías de dirección. Mantienen al pistón orientado dentro del cilindro receptor, para asegurar que el imán pase delante de las celdas.

Resorte. Su función es subir el pistón después de cada golpe; su rigidez se calculó en función de la masa del pistón con el fin de garantizar que retorne a la posición inicial a la velocidad que los sensores operen confiablemente. Manubrio de sujeción. Sirve para mantener en pie al equipo y para dar seguridad al operador.

Procesador electrónico. Es una caja hermética con 50 teclas, pantalla de cristal líquido de 80 caracteres, los conectores para los sensores de velocidad y penetración y la computadora portátil. Los menús en este ordenador permiten todas las operaciones de entrada de los parámetros de los sondeos, visualización de las medidas y controlar las señales de los sensores. La autonomía de esta caja es cerca de 10 h. Puede guardar en memoria 4000 mediciones, alrededor de 20 pruebas. Extractor. Permite retirar las barras insertadas en el suelo de manera fácil en caso de alguna dificultad.

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53

6.7.3 Descripción de la prueba El operador hinca el cono del penetrómetro con los golpes que aplica a la cabeza, tratando de que sean lo

más uniforme posible; los datos de los sensores los capta el procesador. Por ello es necesaria una computadora portátil para recopilar la información y posteriormente procesarla con ayuda del programa numérico del aparato. La velocidad del impacto se mide con el tiempo de paso t, que detecta un imán unido al pistón móvil de la

cabeza entre las dos celdas magnéticas con efecto "Hall" separadas de una distancia 1 y la velocidad resulta ser v=l /t. La resistencia dinámica de punta se calcula con ayuda de la fórmula que se denomina de los holandeses para estimarla capacidad de carga de un pilote:

1E q`'

6.7.1

Ae

Donde: qd = Capacidad de carga del pilote.

E= Energía del hincado. E =Mx h, en la que: M = Masa para el impacto y h altura de caída de la masa. A= Área del pilote. E= Penetración del pilote para un golpe.

La ecuación anterior se considera válida para un penetrómetro dinámico, ya sea un cono o el penetrómetro estándar (SPT), porque la energía potencial aplicada es constante gracias a que la altura de caída de la masa durante el hincado, es constante. En cambio para el Panda la energía es variable y por ello se recurre al concepto de energía cinética. La expresión de la fórmula de los holandeses adaptada al Panda es la siguiente:

l zMv2 qd

A

e

M M+P

Donde: M = Masa que golpea. P = Masa muerta implicada. E = Hundimiento plástico del cono. A = Sección de la punta cónica. y = Velocidad de la masa que golpea, v =l /t. 1= Distancia entre las celdas sensibles al magnetismo. t = Tiempo del paso del imán entre las celdas.

Las hipótesis del análisis consideran que el impacto entre el marro y el pistón es perfectamente elástico y el impacto entre el cono y la columna de barras y el suelo es perfectamente plástico. Así, se considera que el cono y las barras son elásticas y los suelos plásticos. Con este penetrómetro se pueden hacer pruebas aisladas y también de manera continua; esto último ajustando el sistema de registro; la Fig. 6.7.4 es un ejemplo de un sondeo realizado con el Panda, tomado del catálogo antes mencionado.

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54

6.7.4 Problemas del hincado 1.0

Los problemas que se mencionan en general son

comunes a todos los penetrómetros;

Resistencia de punta (MPa) 5.0 10.0 20.0

2.0

50.0

0.0

a

continuación se proponen algunos medios para

0.250

evitar los relativos al Panda.

Fricción lateral. Se disminuye su influencia al utilizar una punta de un diámetro mayor al de las barras, la mejor relación entre esos diámetros es que sea mayor de 1.3; para el Panda, existen tres

0.500 0.750

posibilidades para evitar o al menos reducir la fricción lateral: a) que el diámetro del cono sea más amplio que el de las barras, b) girar la columna

de barras durante la prueba y c) inyectar un lodo bentonítico.

Presión de poro. La penetración del cono puede inducir dilatancia positiva o negativa, porque es inevitable producir un incremento de presión de poro en tomo a la punta en los suelos saturados.

Por lo tanto, la resistencia de penetración es influida por la presión de poro.

1.500 1.750

2.000 2.250

Fig. 6.7.4 Sondeo con penetrómetro Panda

Energía de hincado. Para el Panda, debe procurarse que cada golpe del marro genere una energía capaz de producir una penetración del cono entre 1 mm y 2 cm. Deformación de las barras. Este efecto durante una prueba causa no sólo una pérdida de la energía sino también un aumento en las fricciones laterales.

Interrupción del hincado. Puede generar la aparición de fricción lateral, sobre todo en los suelos cohesivos, por ello se debe tratar que la velocidad de hincado sea lo más uniforme posible.

Límite del aparato. Para los penetrómetros a energía variable, depende de la intensidad del golpe; por lo que se refiere al Panda este límite es del orden de 20 ó 25 MPa (200 a 250 kg /cm2).

6.73 Fórmula de hincado para el Panda La fórmula que se puede aplicar para interpretar las mediciones realizadas con el Panda es la siguiente:

t

(m,+ m) l qS)-10 5.85

4.9

O

1

---f0 1.3 Válvula esférica

-1

14-0 1.0

(s) - 4-1.3

20.0

61.0

k1.5 Válvula de varilla

V-I0381

Trampa de paso

0 5.10 14- 0 4.65 4.5

3.4

Barra gula Cabeza de golpeo Barra de perforación

V \ N> ristas ligeramente redondeadas

L-IO 3.49 Acotaciones, en mm

Fig 8.2.2 Penetrometro estándar .

Martinete

////

Perforación

Fig. 8.2.3 Prueba de penetración estándar (López Menardi, 2003)

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74

b) Martinete golpeador. El penetrómetro se debe hincar con los impactos del martinete de 63.5 kg (635 N) de peso y 76 cm de caída; el original es una maza de acero de forma cilíndrica con un hueco central,

Fig. 8.2.4a, para aumentar la seguridad se modificó agregándole una varilla de guía, Fig. 8.2.4b. Posteriormente se ha extendido el uso de los martinetes de seguridad, Fig. 8.2.4c, que controlan con mayor precisión la altura de caída.

c) Cabeza de gato. Es el malacate de fricción en el

que se enrolla un cable de manila de 1.9 cm de

diámetro (0.75 pulg), se usa para levantar el martinete a la altura de caída y al soltarlo "caer libremente "; para sostener el cable, se requiere un

tripié o una torre equipados con una polea. La energía del impacto que se aplica está en función del número de vueltas con que se enrolla el cable

de manila al malacate; la influencia que tiene enrollar el cable con 1, 2 y 3 vueltas, en comparación con la energía teórica aplicada se acota en la Fig. 8.2.5; para la maza de 63.5 kg dejada caer desde 76 cm, le corresponde el 100 % de eficiencia, con una vuelta la energía es del 60 %,

con dos se reduce al 50 % y con tres es tan baja como el 38 % ( Kovacs, 1982 y Devincenzi et al, 1995). Ala energía que corresponde a una vuelta se toma como la referencia del número de golpes N.. Otro factor significativo, que poco se le toma en cuenta; es el diámetro del malacate de fricción.

d) Martillo automático. El empeño de refinar la

prueba de penetración estándar permitió identificar al factor humano como origen del error

más importante y condujo a inventar el martillo automático, se trata de una máquina hidráulica que

se incorpora a casi cualquier perforadora que levanta la masa de 63.5 kg y controla con rigor su

altura de caída a 76 cm conforme con

la

especificación de la norma ASTM D4633 -10. La Fig. 8.2.6 es uno de esos martillos y un croquis del mecanismo de la pinza de levante (Devincenzí et al, 1995); más adelante se menciona la energía que trasmite este martillo.

a) Original

b) De varilla

c) De seguridad

Fig. 8.2.4 Martinetes para golpes

8.2.3 Operación del muestreador Secuencia del hincado. La prueba de penetración estándar consiste en hincar el penetrómetro 45 cm, durante el hincado se cuentan los números de golpes que corresponden a cada etapa de 15 cm. La resistencia a la penetración estándar se define como el número de golpes N, para penetrar los últimos 30 cm; los golpes en los primeros 15 cm se desprecian, porque se consideran no representativos por la alteración inducida por la perforación. En caso de que el número de golpes llegue a 50 y ya no penetre el muestreador se suspenderá la prueba. En la operación del martinete debe vigilarse que su altura de caída sea constante y que el cable de manila tenga un máximo de 3 vueltas en la cabeza de gato para lograr el efecto de caída libre sin fricción.

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8.2.4 Observaciones de lo anterior

425 (I; 400

100

E

0 375 rd-

ro 350

80

v

-fzli 325

.

'o . -`0300

.

--

275 250

225

60

día

CJ -

75

-

.---- ---.----... 70

72

.... ..a---

--

°. .-

50 w -....4

20 74

76

78

80

82

84

Altura de caída, cm

--O- a - Caida libre teórica -.- b 1 vuelta de soga

--a- c - 2 vueltas de soga -- -- d - 3 vueltas de soga

Fig. 8.2.5 Evaluación de la maza de energía en la prueba SPT (Kovacs, et al, 1982)

Energía de hincado. Para la masa del martinete y la altura de caída especificadas, la energía que se debería aplicar al muestreadof en cada golpe es de 4839 kg -cm (4.839 kN cm). Es importante aclarar que en México se suele aceptar que el martinete sea de 64 kg y la altura de caída de 75 cm; esto implica que la energía sea de 4800 kg -cm (4.8 kN cm), que prácticamente equivale a los 64.5 kg (645 N) especificados.

Hincado complementario. En México se acostumbra hincar el penetrómetro 15 cm adicionales (60 cm en total); esto no modifica el número de golpes N, que se obtiene como ya se

describió; la ventaja de este procedimiento es obtener un tramo de muestra mayor; lo cual permite detallar más la estratigrafia del sitio. Si se decide hincar el penetrómetro otros 15 cm, deberá agregarse otra columna de datos al registro.

63.5 kg

Martillo AMS Inc.

Fig. 8.2.6 Martillo automático para pruebas SPT (Devincenzi et al, 1995)

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76

8.2.5 Interpretación de resultados K. Terzaghi interpretó la prueba de penetración estándar a partir de las mediciones disponibles hasta 1948 y publicó dos tablas de las relaciones empíricas, para las arenas la Tabla 8.2.1 y para las arcillas la Tabla 8.2.2.

Tabla 8.2.1 Densidad Relativa de Arenas (Tabla 45.1 Terzaghi y Peck, 1967) Número de Golpes N

Densidad Relativa

0 -4

Muy Suelta

4 -10

Suelta

10 -30

Media

30 -50

Densa

Más de 50

Muy Densa

Tabla 8.2.2 Relación de la Consistencia de la Arcilla (Tabla 45.2 Terzaghi y Peck, 1967) Consistencia --4

N --f

q

Muy Suave

Suave

Media

Firme

Muy Firme

Dura

30

3.91

Estas dos tablas han sido profusamente difundidas y corregidas hasta llegar a la Tabla 8.2.3 que se encuentra en casi todos los libros actuales sobre la mecánica de suelos.

Tabla 8.2.3 Correlación de N para estimar la cohesión y fricción de los suelos Tipo de suelo

Suelos cohesivos

Suelos no cohesivos Suelos intermedios

J,

Muy blando Blando Firme Duro Muy duro Durísimo Suelto Medio Denso Suelto Medio Denso

N (Número de golpes 2

8 - 15 15 - 30 > 30 < 10 10 - 30 > 30 < 10 10 - 30 > 30

(kg /cm2)

< 0.12

Ángulo de fricción 0 0 0 0 0

0

0

28

0

28 - 30

0

32

0.05 0.05 -0.50 0.50

8 - 12

8

12

Se debe aclarar que los valores anotados en estas tablas deben ser tomados con reserva porque, como se

menciona más adelante la energía aplicada fue menor que la que ahora se emplea; más aún, la confiabilidad de las correlaciones es incierta debido a la insensibilidad de esta prueba, en particular para

limos y arcillas con número de golpes de 1 a 2, e incluso que puede ser hasta de cero, porque el penetrómetro se hinca con sólo el peso de las barras y martillo.

8.2.6 Corrección al número n por la energía aplicada

La incertidumbre sobre la validez de las correlaciones anteriores ha justificado que distinguidos geotécnicos hicieran propuestas para corregir el número N por la energía aplicada; entre las colectadas por el Prof. Víctor de Mello es interesante resumir las siguientes (de Mello, 1971):

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77

Corrección de Peck. Para las arenas finas limosas poco permeables y bajo el nivel freático, que durante la penetración del muestreador genera el fenómeno de dilatancia (pequeño aumento de volumen), que hace necesario corregir el número de golpes N con la expresión (Terzaghi y Peck, 1967):

821

N' = 15 + 0.5 ( N - 15) Donde: N' = Número de golpes corregido.

Corrección por la profundidad. Para las arenas el Prof R. Peck recomienda el siguiente factor de corrección para la prueba de penetración estándar (Terzaghi y Peck, 1967): 8.2.2

CN= 0.77log Donde: CN = Factor de corrección de N.

p'= Presión vertical efectiva. N= Número de golpes medido en el campo. Juntando ambas correcciones se tiene: 8.2.3

N''=N'CAN

Corrección de Skempton. El Prof. A.W. Skempton propuso un criterio para normalizar el número de golpes N de la prueba de penetración estándar, el cual denominó como el "N60" (Skempton, 1986), para aplicar a los valores de las Tablas 8.2.1 y 8.2.2, originalmente deducidos por Terzaghi con los datos de las pruebas que realizó Harry Mohr en diferentes regiones y ciudades de los Estados Unidos entre los años 1920 a 30 (Terzaghi y Peck, 1967) y que se encuentran en casi todos los libros de mecánica de suelos; el fundamento consiste en que Mohr utilizó un martillo que tenía una energía de alrededor del 60% de los actuales, aunque se debe aclarar que para sus últimas pruebas Mohr utilizó el martillo de 140 lb (63.50 kg) dejado caer desde 30 pulgadas (76.2 cm). Sin embargo, para Skempton se debe aplicar la siguiente expresión:

E.CBCsCRN N60

0.60

Donde: N60 = Valor corregido de N. = Eficiencia de martillo. CB = Corrección de diámetro de la perforación. CR = Corrección de longitud de la columna de barras.

Cs = Corrección de barril de la muestra. N = Número de golpes registrado en el campo.

824

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78

Tabla 8.2.4 Factores de corrección propuestos por Skempton Factor Energía del martillo

Equipo Martillo original Martillo de seguridad Martillo automático

Coeficiente

Corrección

E1,

0.5 - 1.0 0.7 - 1.2 0.8 - 1.5

65 -115mm Diámetro de la perforación Longitud de las barras

150 mm 200 mm

Cg

3 -4 m 4 -6 ni 6 - 10 m

CR

10 -30m >30m Tipo de muestreador

Tubo estándar Tubo con camisa

1.00 1.05 1.15 0.75

0.85 0.95 1.00

:%/;;%/;W

Piezómetro Tabique 30

40

Piezómetros Conjunto

Nivel de referencia

Etiqueta de identificación

Armazón

Tapa placa 1/4" Tornillos Allen

Tabiqu 5

Angulo

1"x1"x3/16"

19

5

V

I

29

Planta

%

Acotaciones, en cm

Fig. 13.2.4 Registro protector de piezómetros abiertos

Armazón metálico

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137

metales sinterizados y de filtros geotextiles. En general, todos ellos tienen un comportamiento muy similar.

Se han desarrollado también técnicas para instalar piezómetros abiertos hincando a presión el tubo vertical, a medida que se protege temporalmente el bulbo permeable.

13.3 PIEZÓMETROS HINCADOS

13.3.1 Introducción Estos piezómetros son también de tipo abierto y su procedimiento de instalación se muestra Fig. 13.3.1; los elementos que lo integran son: a) tubo de cobre de 1.58 cm de diámetro y 30 cm de longitud, con

perforaciones de 5 mm forrado con fieltro permeable, b) tubo de fierro galvanizado de 1.9 cm de diámetro en tramos de 1.0 m con copies, y c) punta cónica de acero de 2.7 cm de diámetro, con sello temporal de silicón al tubo galvanizado.

13.3.2 Trabajos de campo

Barra de acero de

5/8" 0

Estos piezómetros se hincan en el suelo con los gatos hidráulicos de una perforadora o de un cono

mecánico: En suelos muy blandos pueden

Ó.5

hincarse manualmente a percusión, con ayuda de un marro ligero; en este caso, si la costra superficial es dura, previamente se deberá perforar

13.0

con la barrena helicoidal de la Fig. 13.3.2. El

Punta de acero

procedimiento de instalación manual o con ayuda de una máquina se presenta en la misma figura y consiste esencialmente en: a)

Perforaciones de 5 mm 0

Perforar manualmente con una barrena

Tubo galvanizado de 3/4" 0

helicoidal o con una perforadora mecánica, hasta

un metro por arriba

de la profundidad de

Fieltro

instalación.

b) Hincar el piezómetro en el suelo en posición cerrada, hasta la profundidad de proyecto, Fig. 13.3.3; en estas condiciones el sello de silicón evita que penetre agua y lodo al interior del tubo. Si el hincado se hace a percusión, se requiere una cabeza protectora de la rosca de los tubos; si se hinca a presión con una perforadora, se deben usar mordazas laterales.

Tubo de cobre de 5/8" 0 rígido Sello de silicón

Acotaciones, en cm

a) Conjunto

b) Punta

Fig. 13.3.1 Punta piezométrica

c) Se introduce en el piezómetro una barra auxiliar de acero de 0.95 cm de diámetro, en tramos de 1.5 m, con cuerda, para formar una columna continua; a continuación se introduce agua, hasta igualar el nivel

en el interior del tubo (NA) con el nivel freático (NF). En seguida, con la barra auxiliar se empuja a presión la punta de la celda permeable, Fig. 13.3.3, o bien con los impactos de un martillo hasta que el piezómetro penetre los 20 cm de su celda.

rGu

Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica

138

d) Al extraer la barra de acero deberá agregarse agua de manera que el nivel del agua (NA) no

Manera!

Broca

cambie bruscamente, sino que se mantenga cerca o por arriba del nivel freático (NF); a continuación,

este nivel tenderá a encontrar su posición de equilibrio.

13.3.3 Criterio de instalación

Los elementos permeables de los piezómetros deben colocarse coincidiendo con los estratos permeables que aseguren su buen funcionamiento;

2.5

en la Fig.

2.5

se muestra cómo hacerlo, aprovechando un perfil estratigráfico obtenido 13.2.3

con el cono eléctrico, porque detecta con precisión los estratos que tienen mayor permeabilidad. Protección de los aparatos. La parte superficial de

los piezómetros, esto es, la salida de los tubos verticales, deberá quedar alojada en un registro de

protección, Fig. 13.2.4. Los tubos tendrán una etiqueta que identifique la profundidad de cada celda; el registro debe también tener un nivel de referencia de las elevaciones.

13.3.4 Funcionalidad y técnica de medición

5.00

Es igual ala descrita para el tipo Casagrande.

13.3.5 Comentarios Los piezómetros hincados se pueden identificar también como piezómetros abiertos tipo Casagrande. Como, su instalación se hace sin emplear lodo bentonítico, su funcionamiento es

A

A

muy confiable. La posibilidad de instalarlos manualmente los hace particularmente útiles para colocarlos en sitios de acceso dificil. A

La instalación de estos piezómetros hincados es se instalan en perforaciones previas; por ello su costo es menor.

más eficiente que los que

1.9

Tornillo Allen 0.1

1/4" 0

4

1.5

Corte A -A 30

I

Acotaciones, en cm 30

r

rr

2.5 t

Manera!

Fig. 13.3.2 Barrena helicoidal manual

EXPLORACIÓN DE SUELOS Enrique Santoyo Villa

XX Conferencia Nabor Carrillo

139

13.4 PIEZÓMETRO NEUMÁTICO

13.4.1 Introducción La Fig. 13.4.1, muestra un piezómetro neumático,

en el que su sensor está formado por dos piezas

cilíndricas de acero inoxidable, unidas con 6

/

NF

NA

tornillos de 0.63 cm de diámetro; ambas piezas aprisionan perimetralmente la membrana flexible de acero inoxidable de 0.051 mm de espesor, aunque se puede recurrir a membranas de otros espesores en función de la presión que se espera

VA

medir. Por debajo de la membrana se encuentra el bulbo perimetral de PVC y la piedra porosa fina; por arriba están los dos aro -sellos, el exterior que sella herméticamente a la membrana y el interior, más pequeño, que sirve para controlarla operación del aire a presión.

Complementan este aparato las dos líneas de tubo flexible una para introducir el aire a presión y la otra de salida; finalmente, un tramo de tubería de

PVC de 1.9 cm de diámetro, en cuyo extremo inferior queda fijo el piezómetro neumático.

13.4.2 Instalación

o o

o

F

Nivel freático

-

Nivel de agua dentro del tubo

NA

o

i

20 crr

o o

Fig. 13.3.3 Instalación de punta piezométrica

Se instalan en perforaciones verticales, cuidando que el bulbo permeable se mantenga libre de lodo, y quede confinado en un filtro de arena limpia; las etapas de procedimiento de instalación son

similares a las descritas para los piezómetros abiertos, con el cuidado adicional de proteger con tapones los tubos flexibles, de entrada y salida del aire, debe también identificarse el extremo

superior de cada línea. Es necesario tener en cuenta que un solo grano de arena que penetre en los tubos de aire obstruirá el funcionamiento del piezómetro.

Criterios de instalación. Los sensores deben colocarse coincidiendo preferentemente con los estratos permeables, para asegurarse de su mejor funcionamiento; si es necesario, estos piezómetros pueden colocarse en un estrato arcilloso, aun cuando hace mucho más lento su tiempo de respuesta.

Al igual que los piezómetros abiertos conviene instalar estos piezómetros en los estratos más permeables, aprovechando un perfil estratigráfico obtenido con el cono eléctrico. Un criterio particular de instalación es colocarlos únicamente en el estrato permeable, cuya condición de

subpresión pudiera poner en peligro la estabilidad de una excavación, ya que permitirían detectar cambios de presión en corto tiempo.

)

Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica

140

141Ir

Protección de los aparatos. La parte superficial de los piezómetros, esto es, la entrada y salida del aire deberá quedar alojada en un registro de protección. Los tubos tendrán etiquetas que identifiquen la profundidad de cada bulbo y la entrada y salida del aire, Fig.13.2.4.

13.4.3 Funcionamiento

Calibración previa. Estos piezómetros deben Tubo PVC 3/4" 0

calibrarse antes de ser instalados a una presión del doble de la operación, para lo cual se introducen en

una cámara hermética llena de agua a presión; Redicción bushing de 1" a 3/4"

Tubo polyflo 3/16" 0 Tubo PVC 1" 0 Epoxy para sello y anclaje Tornillos de acero inóxidable

i\_Membrana de acero

Separación para fines descriptivos Aro -sellos central y periférico Piedra porosa fina

dicha cámara tiene dos orificios para el paso de los tubos flexibles que conducen el aire. La calibración consiste en aplicar una presión conocida al agua y medir la correspondiente en el piezómetro; en la Fig. 13.4.2 se muestra una curva

de calibración típica, en la que puede apreciarse

cierta distorsión para presiones menores de kg/cm2.

Esto último no necesariamente

1

es

importante, porque la curva de calibración se repite.

La precisión de la calibración está condicionada a las sensibilidades de la membrana y del sistema de medición.

Operación. La presión que ejerce el agua en la membrana se determina equilibrándola con aire, valiéndose de un sistema de aire a presión controlada, identificado usualmente como Consola de Medición. En la Fig. 13.4.3 se presenta

una Consola para Presión de 4 kg/cm' (40 m de agua), así como el arreglo para la medición, que opera en las siguientes etapas: Ranura de 1 mm (arreglo de 3)

Tapa de pvc 1/4"

Dibujo sin escala Acotaciones en cm

Fig. 13.4.1 Piezómetro neumático

a) Se conectan los tubos de entrada y salida del piezómetro a la Consola de Medición.

b) Se cierra el regulador de presión y la válvula de purga y se abren las válvulas de paso y del tanque. c) Se abre gradualmente el regulador, observando

la presión en el manómetro de 4 kg/cm' que registra a una presión de 0.5 kg/cm' (5 m de columna de agua). A continuación se abre la válvula del manómetro de mercurio y se mide con una precisión de 1 mm.

d) La medición de la altura piezométrica debe estar relacionada con un nivel de referencia superficial instalado junto al piezómetro.

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141

6

Válvula o pivote 2 Manómetro 14 kg /cm2 1

fftt

3 Filtro 4 Regulador 5 Válvula de paso

o o

2

4

6

Presión registrada, em kg /cm2

Fig. 13.4.2 Calibración de un piezómetro neumático

8

6 Manómetro 4 kg /cm2 7 Válvula de purga 8 Tanque con aire a presión (10 kg) 9 Manómetro de mercurio 10 Membrana del piezómetro

Fig. 13.4.3 Equipo de medición

Condiciones iniciales. Una vez estabilizados los niveles de agua de las celdas que constituyen una estación piezométrica, y conociendo la variación con la profundidad de los esfuerzos totales, se puede determinar la variación de los esfuerzos efectivos. En la Fig. 13.2.3 se muestra que restando de los esfuerzos totales la magnitud de las elevaciones piezométricas, se obtienen los valores de los esfuerzos efectivos a las elevaciones en que se han instalado las celdas de medición; estos puntos se unen

linealmente, considerando que en los estratos arcillosos intermedios, la presión de poro varía linealmente.

Evolución de los niveles piezométricos. Considerando que los niveles piezométricos pueden cambiar a consecuencia de: a) bombeo profundo para el abastecimiento de agua, b) recarga de los acuíferos durante

el periodo de lluvias, c) aplicación de sobrecargas superficiales, y d) bombeos superficiales por excavaciones someras, se requiere determinar la evolución de los niveles piezométricos con el tiempo, para lo cual se realizan observaciones frecuentes.

13.4.4 Comentarios Los piezómetros neumáticos pueden instalarse en estratos de arcilla, a condición de que la interpretación de las mediciones tome en cuenta la demora en su tiempo de respuesta.

13.5 PIEZÓMETRO ELECTRÓNICO

13.5.1 Introducción Al igual que el piezómetro neumático, permite determinar la presión de poro, a una cierta profundidad del subsuelo, midiendo directamente la presión que ejerce el agua sobre una membrana o diafragma; con la ventaja de que el volumen de agua que se requiere para activar la membrana es muy reducido y su tiempo de respuesta es corto. Lo que hace que estos piezómetros sean particularmente adecuados para detectar los cambios de presión de poro provocados a consecuencia de un proceso constructivo así como en estratos de baja permeabilidad.

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142

Descripción del aparato. Las características de estos piezómetros en esencia son semejantes a los neumáticos, pero difieren para cada fabricante y en general son de menor diámetro; no se incluye ninguna figura de estos piezómetros.

13.5.2 Instalación Se instalan en perforaciones verticales, cuidando que el bulbo permeable se mantenga libre de lodo, y queden confinados dentro de un filtro de arena limpia; las etapas de procedimiento de instalación son similares a los descritos para los piezómetros abiertos. Es necesario tener en cuenta que los granos de arena que penetren pueden obstruir el funcionamiento del piezómetro.

Criterios de instalación. Los sensores deben colocarse coincidiendo preferentemente con los estratos permeables para asegurarse de su mejor funcionamiento; si es necesario, estos piezómetros pueden colocarse en un estrato arcilloso, aun cuando hace mucho más lento su tiempo de respuesta.

Otro criterio de instalación para este tipo de piezómetros es colocarlos únicamente en el estrato permeable, cuya condición de subpresión pudiera poner en peligro la estabilidad de una excavación, ya que permitirían detectar cambios de presión en corto tiempo.

Protección de los aparatos. La parte superficial de los piezómetros, esto es, la entrada y salida del aire deberá quedar alojada en un registro de protección. Los tubos tendrán etiquetas que identifiquen la profundidad de cada bulbo y la entrada y salida del aire, Fig.13.2.4.

13.5.3 Funcionamiento Calibración previa. Estos piezómetros deben calibrarse antes de ser instalados a una presión del doble de la operación, para lo cual se introducen en una cámara hermética llena de agua a presión; dicha cámara tiene salida para los cables de conexión. La calibración consiste en aplicar una presión conocida al agua y

medir la correspondiente en el piezómetro. La precisión de la calibración está condicionada a la sensibilidad de la membrana y del sistema de medición.

Operación. La presión que ejerce el agua en la membrana se determina con el aparato registrador instalado en la superficie.

Condiciones iniciales. Una vez estabilizados los niveles de agua de las celdas que constituyen una estación piezométrica, y conociendo la variación con la profundidad de los esfuerzos totales, se puede determinar la variación de los esfuerzos efectivos.

Evolución de los niveles piezométricos. Considerando que los niveles piezométricos pueden cambiar a consecuencia de: a) bombeo profundo para el abastecimiento de agua, b) recarga de los acuíferos durante

el periodo de lluvias, c) aplicación de sobrecargas superficiales, y d) bombeos superficiales por excavaciones someras; se requiere determinar la evolución de los niveles piezométricos con el tiempo, para lo cual se realizan observaciones frecuentes.

13.5.4 Comentarios Estos instrumentos alcanzan mayor sensibilidad con menor deformación volumétrica; por ello son más confiables en los estratos arcillosos poco permeables.

Los piezómetros neumáticos pueden instalarse en estratos de arcilla, a condición de que en la interpretación de las mediciones se tome en cuenta la demora en su tiempo de respuesta.

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IM

143

I Lull, llI 1 ILl

14. PRUEBAS DE PERMEABILIDAD Generalidades. La permeabilidad del subsuelo tiene importante influencia sobre los procesos de construcción de una obra, de su funcionalidad e incluso de su mantenimiento; así como en la posibilidad para infiltración de agua; estos argumentos justifican la necesidad de realizar pruebas de permeabilidad en los suelos de un sitio. Estas pruebas se realizan en el campo y en laboratorio, las primeras miden esa

propiedad en la masa de suelo, en cambio las de laboratorio lo hacen en muestras pequeñas, en un espécimen o como parte de otro ensaye.

Las pruebas de permeabilidad de campo se basan en hacer una perforación a la cual se le inyecta o extrae

agua, para generar una carga hidráulica positiva o negativa; en ambos casos se mide el gasto correspondiente; además, esta carga hidráulica puede ser constante o variable. El objetivo común de estas pruebas es determinar el o los coeficientes de permeabilidad k.

Valores típicos de k. En la Tabla 14.1 se anotan los valores medios del coeficiente de permeabilidad en distintos tipos de suelos, así como los tipos de prueba recomendables.

Tabla 14.1 Valores típicos de k y pruebas recomendables para su determinación. k en m/s Permeabilidad Drenaje Tipo de suelo Ensaye in situ

10°

10-1

10-2

10-3

10-4

Elevada

10-5

10 -6

10 "7

10-8

10-9

1010

10-11

Media

Baja Casi impermeable Muy baja Bueno Pobre Prácticamente impermeable Grava limpia Arcillas Grava con arena Mezcla de arena y limo Prueba de carga constante Prueba de carga variable No son aplicables 1

14.1 PREPARACIÓN DE LAS PRUEBAS

Perforación del pozo. La selección de la técnica de perforación del pozo es esencial para que la medición del coeficiente de permeabilidad sea confiable, así: a) en las pruebas de inyección debería evitarse el empleo de lodo bentonítico, porque reduce la permeabilidad, en ese caso los lodos con polímeros son una mejor opción y b) en las pruebas es admisible usar lodo bentonítico, a condición de extraer primero el agua hasta eliminarlo.

Tubería o ademe. La perforación se estabiliza con un ademe que puede ser de acero o PVC, cuidando que quede ajustado a las paredes de perforación. Para la prueba de inyección. Se debe estimar la cantidad de agua que se va a emplear en función del tipo del subsuelo, es factible que se necesite una bomba centrífuga.

Para la prueba de extracción. Se necesitará una bomba sumergible capaz de extraer el agua desde la profundidad y gasto potenciales. Equipos para medición. Para efectuar las pruebas de permeabilidad se requiere: a) un medidor de flujo de agua para los dos tipos de pruebas, b) cronómetro, c) sonda piezométrica, y d) cinta métrica.

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144

5115

14.2 PRUEBA DE BOMBEO

14.2.1 Introducción Estas pruebas se realizan en los suelos que quedan por abajo del nivel freático, se emplean para verificar el gasto que se puede extraer de un pozo profundo; en cambio, debería ser poco frecuente su ejecución

para evaluar la permeabilidad del subsuelo en áreas extensas, por ejemplo, para desarrollos habitacionales, instalaciones industriales, desarrollos hoteleros, etc. Sin embargo, los ejemplos son escasos y por ello se recurre a uno de los pocos casos de una prueba realizada como parte de la exploración para una Planta Siderúrgica en la planicie costera del Océano Pacífico.

14.2.2 Instalación de una prueba La perforación se efectuó con una máquina equipada con martillo neumático y broca tricónica de 13.02 cm de diámetro, herramientas necesarias para penetrar aluvión con intercalaciones de boleos grandes de rocas muy duras; en la Fig. 14.2.1 se ilustra la estratigrafia del sitio. Se hincó ademe metálico de 20.32 cm de diámetro con el martillo neumático hasta 17.24 m de profundidad, 84 cm dentro de la arcilla marina que subyace al aluvión; el arreglo del pozo de bombeo se muestra en la Fig. 14.2.2. +2.65 m.s.n.m. SONDEO:

+2- i

co-.

" /Iiiii.1////ii////! k\\\ iir j

E

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-15 _

-5.31

1[K:7-'FAr

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1

1

:

4, ; -Arena fina, con ravas aisladas I t" C.'

'

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- ,e ''. ) '

c

.

Detalle: Zapata del ademe

.

r.'

/// '' // _

illy ,

Estrato impermeabl

Turba negra

r.."r4

_

+2.09

1

Arcilla café con raíces

i=

-10

43M

37M PBI

32M

lirriilla gris verdosa 6.75'

Aberturas (0.12 cm x 1.5 cm)

-20 -

-25 -

Arcilla gris con lentes de limo (estrato que profundiza hasta al menos 50 m)

Abertura de 0.12 cm a cada 0.42 cm (Tipo)

LlJ

0= 19cm

=11.31

-30 -

Detalle: Cedazo tubular

m.s.n.m.: Metros sobre el nivel del mar

m.s.n.m.: metros sobre el

Fig. 14.2.1 Corte estratigráfico x =1500 m, en zona de bombeo

-12.15

nivel del mar

Fig. 14.2.2 Esquema del pozo de bombeo

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Enrique Santoyo Villa

145

Para medir la variación del nivel freático durante la prueba de bombeo, se instalaron 13 pozos de observación del nivel freático en perforaciones de 10 cm de diámetro realizadas con broca tricónica, empleando aire con detergente líquido como fluido de perforación. La tubería fue de plástico PVC de 5 cm de diámetro y 11.6 m de longitud, cuyos 6 m inferiores fueron ranurados; la tubería se confinó con un filtro de material redondeado de tamaños variables entre 0.3 y 0.7cm, Fig. 14.2.3; a continuación se

inyectó agua para lavar y después se colocó el filtro, manteniendo el flujo de agua. La Fig. 14.2.4 muestra un pozo tipo, así como la ubicación de los pozos de observación a lo largo de ejes S -N y W -E, cuyo origen fue el pozo de bombeo PB -1.

14.2.3 Prueba Preliminar Terminada la instalación de los pozos de bombeo y

de observación, se procedió a una etapa de

Tubería PVC,

05cm

bombeo preliminar de 6 hrs de duración, con el fin

de desarrollar el pozo y verificar que todos los pozos de observación fueran sensibles al abatimiento del nivel freático; también sirvió para estimar el gasto y la velocidad de abatimiento que se presentarían en la prueba definitiva. El bombeo

Perforación,

se hizo con inyección de aire (bombeo con air-

010 cm

lift).

En la etapa de desarrollo del pozo salieron aproximadamente 8 m3 de arena, grumos de arcilla

y gravas de arena cementada hasta de 3 cm, las cuales entraron al pozo por la abertura entre el cedazo tubular y el ademe metálico, por lo que se

Filtro, material granular 0.3 a 0.7 cm (tamaño máximo)

decidió hincar el ademe otros 61 cm.

Para la medición del gasto se colocó un vertedor triangular de ángulo recto y 15cm de altura, a una distancia de 35 m del pozo de bombeo para que la medición del gasto fuese bajo régimen de flujo laminar. Un canal de tierra desalojó el agua del

Ranuras 0.1 cm a cada 1.2 cm

lugar.

14.2.4 Realización de la prueba

Se midieron los niveles en los 13 pozos de observación y en el pozo de bombeo antes de iniciar la prueba, después se midieron a intervalos variables, así como lecturas del tirante de agua en el vertedor, para determinar el gasto. La condición

Tapón de fondo

de flujo establecido se alcanzó a las 26 hrs de iniciada la prueba, el bombeo se prolongó 11 hrs más, midiéndose un gasto constante de 4.8 l /s. Al suspenderse el bombeo se iniciaron las mediciones para la etapa de recuperación. Debe Fig. 14.2.3 Pozo de observación tipo

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146

91I6

observarse que el nivel freático medido 10 días después de la prueba, muestra claramente que hay flujo de agua en dirección Oeste a Este, hacia un estero cercano.

El nivel freático posterior a la prueba subió 26 cm con respecto al nivel previo al bombeo, lo que seguramente se debió a la influencia de las lluvias que empezaron a ocurrir. y N3

N, S, W y E

SIMBOLOGÍA Piezómetros

bN2 I

X=1505.99; Y=2516. W4

o-

.

.

W3

0.- . d .

.

4 Nil

.v..oW2

W1

P B1

-pEl

E2

E3

o- .

.p

oS1 S2

o

Sondeo 37M 0

20

Escala gráfica Q S3

Fig. 14.2.4 Planta de localización de instalaciones en zona de bombeo

14.2.5 Curvas Obtenidas

S3

Abatimiento del Nivel Freático. En las Figs. 14.2.5 y 14.2.6 se muestran las curvas de abatimiento según ejes S -N y W -E para diferentes

tiempos; la variación del nivel del agua con relación al tiempo en escala logarítmica del pozo de observación Si, en ella se observa la recuperación del nivel freático cuando se interrumpió el bombeo por una falla mecánica, Fig. 14.2.7.

S2

S1Pb1

i

i

Nd

I

N3

II

I

i

N2

N1

l

ii I

I f0 mih

I

I

15 mint

I

/Í /

Recuperación de Nivel Freático. Las curvas de recuperación se muestran en las Figs. 14.2.8 y 14.2.9, continuando las mediciones del nivel

ii1

I

/ /7-i-2040 min

freático para conocer la influencia de las lluvias en el comportamiento del acuífero. I

I

I

I

I

I

20

0

40

Escala gráfica

m.s.n.m.: Metros sobre el nivel del mar

Fig. 14.2.5 Curvas de abatimiento del nivel freático (Eje S -N)

EXPLORACIÓN DE SUELOS Enrique Santoyo Villa

XX Conferencia Nabor Carrillo

E3

S2

I

I

El I

PM I

W1 I

W2

W3

I

I

147

W4

Orhin 0

15 min -1

r

-2

-3

.i

40

20

0

-4

Escala gráfica

m.s.n.m. : Metros sobre el nivel del mar -5

Fig. 14.2.6 Curvas de abatimiento del nivel freático (Eje W -E)

-

Nivel previo al bombeo

+0.25

iii .

o

.1 --

:' -1

...

iÍ_____

...

Recueració

.+A-..

>-' -2

Abati o

"

-3

iento

__..

Falla

ecánica C.P.

o

°

.....--

Fin bombeo -4 10

100

1000

Tiempo (min)

m.s:n.m. : Metros sobre el nivel del mar

Fig. 14.2.7 Variación del nivel del agua respecto al tiempo en pozo de observación SI

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t

S3

+2 ui

E

+1

S2

S1Pb1

N1

148

N2

N3

I

I

14.2.6 Coeficiente de Permeabilidad

I

I

i

i

i

I

I

I

i

i

i

!

i

i

La estratigrafia del sitio muestra un estrato

I

granular permeable confinado por estratos

1 1

y- ! ! Tmirl i

o

i

i

11-23i30 min

Ít-II

-1

I

1

1

1

I

I

I

I

-2

I

I

1

120 min 1

i

(Mansur et al, 1962):

1120 míii

i

I

I

k=

II

I

i

I

i

I

1

-3"

I

relativamente impermeables; el nivel freático se localiza en la capa impermeable superior. Para estas condiciones de frontera, el coeficiente de permeabilidad se calcula mediante la expresión

I

I

I

0 I

I

i

i

i

I

40

20

Escala gráfica -5m.s.n.m. : Metros sobre el nivel del mar

Fig. 14.2.8 Curvas de recuperación del nivel freático (Eje S -N) S3

S2

El

Pb1

Lnrz

14.2.1

r,

Donde: K = Coeficiente de permeabilidad, cm /s. Q = Gasto de agua, m3 /s. Ho= Espesor del estrato granular, m. hl y h2 = Alturas del agua en dos pozos de observación, respecto a un plano horizontal, m. ri y r2 = Distancias a dos pozos de observación, a partir del pozo de bombeo, m.

`

i

I

271 Ho(hZ-h)

W2

W1

W3

71,"" 1A,

".»).wo I

I

I

I

I I

I

I

2330 nlin 520 min

o

1 20 mih

-1

I I

15 mip

-2 O

inin

-3

0

-4

20

Escala gráfica

-5

m.s.n.m. : Metros sobre el nivel del mar

Fig. 14.2.9 Curvas de recuperación del nivel freático (Eje W -E)

40

EXPLORACIÓN DE SUELOS Enrique Santoyo Villa

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149

En la Tabla 14.2.1 se presentan los valores calculados del coeficiente de permeabilidad, para el gasto de extracción, apreciándose que en los tramos cercanos al pozo de bombeo se tienen valores de k hasta de 3.24 x 10-2 cm /s, debido a la tubificación de las arenas provocada por la pérdida del material más fino -2 durante el bombeo. En los tramos lejanos, el valor medio de k es igual a 1.70 x 10 cm/s, el cual se considera representativo de la permeabilidad del estrato granular.

Pozo 1

Tabla 14.2.1 Cálculo del coeficiente de permeabilidad r1 r2 (h2 - hl) r2 / r1 NAF1 NAF2 NAF2-NaFI m Pozo 2 m m m m

k 10"2 cm/s

m

N2 N3

N1

N.2

S2 S3

S1

S2 W1

El

W2 W3 W4 E2

E2

E3

W2 W3

15.10 35.03 4.91 14.99 15.92 35.76 35.56 14.84 34.98

35.03 75.05 14.99 35.10 35.76 75.56 136.00 34.98 71.88

2.320 2.142 3.053 2.342 2.246 2.113 1.800 2.357 2.055

-2.23 -1.90 -3.25 -2.61 -2.56 -1.86 -1.26 -2.38 -1.78

-1.90 -1.49 -2.61 -1.82 -1.86 -1.26 -0.82 -1.78 -1.27

0.33 0.41 0.64 0.79 0.70 0.60 0.44 0.60 0.51

3.24 2.37 2.22 1.38 1.47 1.59 1.70 1.82 1.80

Nota: Estos valores fueron calculados con la expresión: k=

Q

27L H (h,- h)

Ln

r2

14.2.2

r,

Donde: Q= Gasto de extracción de 4.8 1 /s. Ho = Espesor del estrato permeable (6.0 m de la Fig. 14.2.1). rl y r2= Radios a los pozos de observación. hl y h2 = Profundidades del nivel del agua.

14.2.7 Comparación con la Fórmula de Hazen Allen Hazen realizó en 1892 experimentos sobre la permeabilidad de los filtros de arenas finas limpias y de granulometría uniforme, de sus investigaciones obtuvo lo que se conoce como la relación empírica de Hazen, que permite deducir el coeficiente de permeabilidad a partir de la granulometría de los materiales granulares, mediante la siguiente expresión:

k = CD,20

14.2.3

Donde: k = Coeficiente de permeabilidad, cm/s. C = Coeficiente que varía de 0.40 a 1.2, (1 /mm s). D lo = Diámetro efectivo, tamaño que pasa el 10 % en las mallas, mm.

La información obtenida de las pruebas de granulometría realizadas con muestras representativas del estrato permeable conduce a variaciones significativas del coeficiente de permeabilidad, que manifiestan la heterogeneidad del material, lo cual justifica la prueba de bombeo. Usando un valor de C =l .0, y un tamaño efectivo promedio de 0.114 cm se encuentra un valor de k igual a 1.31x10-2 cm/s, valor similar al obtenido en la prueba de bombeo.

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150

VII

14.2.8 Comentario Como se mencionó antes, estas pruebas se realizan en pocas ocasiones; sin embargo, deberían ejecutarse con mayor frecuencia, aunque con menores dimensiones, porque evitarían un sinnúmero de problemas de construcción que ocurren por el desconocimiento del coeficiente de permeabilidad del sitio.

14.3 PRUEBAS LEFRANC

14.3.1 Introducción Las pruebas tipo Lefranc permiten determinar la permeabilidad local en suelos y rocas muy fracturadas, localizados siempre por abajo del nivel freático; en caso de no existir éste puede realizarse un ensaye del tipo Nasberg, que se describe más adelante.

La prueba Lefranc consiste en inyectar o extraer agua de una perforación, usualmente estabilizada con un ademe N (diámetro exterior 88.9 mm e interior de 76.2 mm), con una carga hidráulica pequeña y medir el gasto correspondiente; la carga hidráulica puede ser constante o variable según el tipo de suelo; en general en suelos permeables (k > 10-4 cm/s) como arenas y gravas la prueba se hace de inyección y carga constante y en suelos poco permeables (k < 104 cm/s) como arenas finas, limos y arcillas se hace la prueba de extracción con carga variable.

14.3.2 Equipo para realizar la prueba El equipo necesario para la prueba de inyección se muestra en la Fig. 14.3.1, está integrado por: a) un tanque para suministrar un gasto constante, b) un tanque de volumen conocido para medir el gasto,

4--

Alimentación

Depósito de nivel constante Rebosadero ';,

=.

c) una tubería de conducción, d) una sonda eléctrica ppara determinar la posición del nivel del P y e) un cono con una válvula de tres vías que

permite el paso del agua a la conducción y la

Dispositivo de gasto constante Válvula

2.- Válvula de tres vía Sonda eléctric

medición del gasto usando el tanque de volumen conocido; puede usarse un tubo Venturi para medir

?

agua

para regular al gasto inyectado Recipiente de medición del gasto

el gasto.

ubo delgado

El equipo para la prueba de bombeo y extracción es todavía más simple, está compuesto por: a) un tubo metálico cerrado en el fondo con el que se extrae agua de la perforación bajándolo con un cable b) una sonda eléctrica para determinar la variación del nivel dentro de la perforación y c) ademe metálico en caso de no haberse usado en la perforación.

14.3.3 Procedimiento de la operación

Una vez instalado el equipo, se coloca la parte inferior del ademe a una distancia L del fondo de la

perforación que debe haber sido ejecutada sin la utilización de lodo de perforación; esta distancia

eme metálico N Nivel estable hi

L

D Fig. 14.3.1 Dispocición del equipo para la prueba Lefranc de inyección con carga constante

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151

será nula para obtener la permeabilidad local vertical y 40 cm para obtener la permeabilidad local horizontal, luego se mide la profundidad del nivel freático (Ho) respecto a la parte superior del ademe.

En la prueba de inyección se llena el tanque y se abre la válvula de aguja y la de tres vías para introducir un gasto constante en la perforación; se mide con la sonda eléctrica la variación del nivel de agua en la

perforación (H,) con el tiempo, con respecto a la parte superior del ademe y se anota en la hoja de registro, cuando se haya estabilizado el nivel por 10 min se tendrá el valor de la profundidad (H) para el gasto (qi) que se mide descargando el agua en un recipiente de volumen conocido (V) y tomando el tiempo (t) que tarda en llenarse.

Una vez medido el gasto se hace pasar el agua nuevamente a la perforación mediante la válvula de tres vías y se abre más la válvula de aguja para

incrementar el gasto. Se hacen generalmente cuatro pruebas, que se pueden realizar en unas dos horas. En la prueba de extracción se determina la

posición del nivel freático como en el caso anterior, se saca agua de la perforación con un recipiente de tubo, cerrado en la parte inferior, para abatir el nivel del agua (Fig. 14.3.2) y se determina la posición del nivel del agua dentro del

ademe a diferentes tiempos, para elaborar la gráfica recuperación- tiempo. La medición del

L

i

nivel de agua dentro del ademe se hace respecto a la parte superior del mismo. D

Fig. 14.3.2 Prueba Lefranc de extracción con carga variable

14.3.4 Interpretación de la prueba La interpretación de estas pruebas se hace basándose en la Ley de Darcy para las condiciones de flujo y frontera impuestas en cada caso.

Prueba de carga constante. Se empieza por dibujar la gráfica cargas -gastos. Las cargas (hi) se calculan con la expresión:

h;=Ho -Hi

14.3.1

Donde: hi = Carga hidráulica para un gasto qi , m. Ho = Posición inicial del nivel freático respecto a la parte superior del ademe, m. Hi = Posición estable del nivel de agua dentro del ademe para un gasto qi, m.

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° I

152

iIB

De la Fig. 14.3.3 se puede determinar la permeabilidad aplicando la siguiente expresión: k

qi

m

14.3.3

Chi c

Donde: k= Coeficiente de permeabilidad, m/s. qi= Gasto constante inyectado, m3 /s. c = Coeficiente de forma (Tabla 14.3.1), m. h, = Carga hidráulica, m. m = Pendiente de la recta de la Fig. 14.3.3.

La relación L /D, Figs. 14.3.1 y 14.3.2, define la forma aproximada de la cavidad en que se genera el flujo y con ello el valor del coeficiente c (Tabla 14.3.1), también define si la permeabilidad calculada corresponde a la vertical, horizontal o promedio. Tabla 14.3.1 Coeficiente de forma c (MATE, 1976 y Winterkorn y Fang, 1977) Relación

L

D

LD =0

Forma de la cavidd

Permeabilidad local

Disco

Vertical

Esfera

Vertical- horrizontal

Elipsoide

Horizontal

Coeficiente c

c = 2D

L

O 25 Muy Compacta > 50 - -Blanda 0 -2 - -0 - 0.25 2 -4 Media - -0.25 - 0.5 Arcilla Semidura 4 -8 - -0.5 - 1 8 - 15 - -Dura 1 -2 - -> 15 >2 Rígida Líneas de gas /agua

Método A. De incrementos controlados de

Pi

presión; con los valores de la Tabla 15.3.4 se estima el valor de la Presión Límite; los incrementos de presión que se aplican serán de un

Presión, p

décimo del valor anticipado. Cada presión se

Zona I

Zona

II

Zona III

mantiene durante 1 min, incluyendo el tiempo para

operar la válvula y se anotan los volúmenes

Ida de mbdición

correspondientes a 30 y 60 s, como los V30 y V60. Lo

usual es que una prueba alcance la Presión Límite con 7 a 14 incrementos de presión.

P

Vo+vVo+vVm+v,

Los datos recopilados de presiones y volúmenes permiten elaborar la gráfica típica de una prueba presiómétrica, Fig. 15.3.7. La Presión Limite pL se identifica en el punto A, donde empieza a crecer la deformación con pequeños cambios de volumen.

'Volumen 'total de la cavidad V

2(V +v

(b) (a)

Fig. 15.3.7 (a) Presiómetro; (b) Gráfica de presión vs volumen total de la cavidad (Das, 2001)

Método B. Consiste en aumentar el volumen de agua que se introduce a la celda, cuya magnitud suele ser

en incrementos de Vo /40 y mantenerlo durante 15s. Así la sonda alcanza el doble de volumen en 10 min. Los datos recopilados de presiones y volúmenes permiten elaborar una gráfica como la Fig. 15.3.7. La

Presión Límite pL se identifica en el punto B, donde empieza a crecer la deformación con pequeños cambios de volumen.

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173

Terminación de una prueba. Se da por terminada una vez que la lectura del volumen está alrededor de 700 cm3 o si antes se define la Presión Límite en la gráfica realizada durante la prueba.

El desinflado de la sonda se hace con las celdas de guarda que comprimen a la celda central para que

pueda expulsar el agua de regreso a la bureta. Se purga primero el agua y se cierra el circuito del nitrógeno, hasta que se recupere el volumen inicial en la bureta y el manómetro de las celdas de guarda bajen hasta 4 bar, posteriormente, se cierra el circuito de agua y se purga el circuito del nitrógeno. El desinflado se debe realizar lentamente para proteger a la membrana.

15.3.7 Parámetros que se obtienen Módulo presiométrico E0. Es la tangente de la zona casi lineal de la gráfica presión p vs volumen v, Fig. 15.3.7, corresponde a la relación de la deformación elástica de una cavidad de sección circular en un medio elástico de dos dimensiones bajo el efecto de un aumento de presión interna; la interpretación que se anota a continuación, es simplista, por lo que conviene consultar la referencia del Prof J.L. Briaud.

Partiendo de la fórmula fundamental de la expansión Ar de una cavidad cilíndrica de diámetro r bajo la acción de una presión creciente Ap se tiene:

0. -1 +µ* r

E

4P

15.3.3

Donde: p = Coeficiente de Poisson. r = Diámetro de la cavidad.

Se debe tener en cuenta que este módulo es horizontal. Se llama Módulo Presiométrico E0 al determinado por la siguiente relación:

E=k*P Av

.15.3.4

Donde: k= Constante geométrica de la sonda presiométrica.

AP =Pf - Po Av =vf - va Ap yAv = Variaciones de presión y volumen en la fase seudo -elástica de la prueba. k = C(Vo +V,,, )

15.3.5

Donde: Vo = Volumen de la celda central en reposo.

V = Volumen del agua en la celda central a la presión media pm aplicada. C = Constante. Las relaciones anteriore s permiten expresar el Módulo Presiométrico como:

Eo=21+µXV+V

15.3.6

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178

El área en que las mordazas aplican la fuerza normal y tangencial, conforme a las indicaciones de la prueba, tiene un total de 10 pulg2 (64.52 cm2); es importante aclarar que los artículos publicados por el Prof. R.L. Handy carecen de las dimensiones de las mordazas, excepto las deducidas de la Fig. 15.4.1 (Handy y Fox, 1967), sobre las medidas anotadas se puede inferir que por las condiciones de frontera el Prof. Handy acepta deducir una banda vertical de un tercio de pulgada en cada lado de las mordazas y de media pulgada en sus extremos superior e inferior. Esta hipótesis se podría basar en que el aporte de esas zonas a los esfuerzos normal y de corte sea poco significativo.

75 mm (3")

Fig. 15.4.2 Mordaza y gato hidráulico horizontal

tl

a

x

-a

Á o

t 01. 4 PtLL I

t

R.

a) Sonda de corte Iowa (con la prensa hidráulica manual para expandir las mordazas). b) Mordazas circulares. c) Mecanismo de extracción.

Fig. 15.4.3 Elementos de la Prueba Iowa

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179

Para la realización de pruebas Iowa con medición de presión de poro la Fig. 15.4.4 ilustra mediante tres fotografias el equipo utilizado; la presión en el gato se genera con un sistema neumático que utiliza un tanque de alta presión de dióxido de carbono CO2; el sensor de presión está instalado en la parte posterior de las mordazas y emite una señal que se capta en la superficie con un aparato indicador. Para suelos muy duros y para rocas el Prof. Handy reduce el área de las dos mordazas a 1.6 pulg2 (10.3 cm) y menciona que la presión medida se debe multiplicar por un factor de 6.25 veces.

a

c

a) Equipo colocado para iniciar la prueba. b) Controlador neumático de la presión con el gato. c) Aparato indicador de la presión de poro.

Fig. 15.4.4 Ejecución de la prueba Iowa

15.4.3 Procedimiento de ejecución de la prueba A grandes rasgos la prueba puede tener una duración de 30 a 60 min y consiste en las siguientes etapas de trabajo: Perforación del suelo. Es indispensable tornar en cuenta el nivel freático, arriba de esta referencia se debe perforar en seco con helicoides o con aire a presión y abajo se pueden emplear fluidos como agua o

lodos para barrenar. Se recomienda en los suelos blandos recurrir a un tubo de pared delgada o shelby para abrir con perfección el hueco de 7.5 cm; por extensión de esta propuesta para los suelos duros se puede recurrir a un tubo dentado introducido a rotación. Lo anterior implica que la perforación pudiera

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180

IIG

ser de mayor diámetro, por ejemplo de 10 cm y que se detenga antes del sitio de prueba para hacer la perforación justa de 7.5 cm, la cual debe ser de mayor profundidad para alojar los detritus del corte del barreno.

Introducción de la sonda. Se coloca el aparato a la profundidad de la prueba y se fija la columna de barras con una prensa que también se utiliza para la extracción de la sonda.

Expansión de las mordazas. Se abren las mordazas al esfuerzo normal proyectado, con la bomba manual o con ayuda del tanque de CO2, dejando que ocurra la disipación de la presión de poro, lo cual puede ocurrir entre 10 a 20 min para suelos cohesivos y de unos 5 min para suelos no cohesivos. Aplicación del cortante. Se opera la manivela del mecanismo de extracción con una velocidad estándar

de 2 RPM, en el sentido del reloj; que implica una velocidad de deformación de 0.025mm/s. Simultáneamente se observa: a) la presión del gato, b) la del sensor de presión cuando se mide la presión de poro y c) la medición del anillo de carga. Estas lecturas se deben hacer con la cadencia usual de 15s,

30s, 60s y posteriormente a cada minuto, dependiendo de la respuesta del suelo se puede aumentar a 5min.

Observación de la falla. Una vez alcanzada la falla se podría continuar extrayendo la sonda para tratar de

definir la resistencia residual del suelo y se gira la manivela en sentido contrario para retornar a las mordazas a la posición inicial. Siguientes ciclos de carga. Se incrementa la presión normal y se realiza el segundo ciclo de carga con las indicaciones anteriores y posteriormente el tercero, cuarto e incluso el quinto.

Otras opciones. Se advierte como aceptable desviarse de las instrucciones anteriores cambiando la posición de las mordazas para cada ciclo de carga a una profundidad mayor que la del ciclo anterior. También se podría intentar definir el orden de la resistencia residual continuando la deformación para un cierto ciclo de carga.

15.4.4 Interpretación de esta prueba

El Prof. Handy basa la interpretación de esta prueba en la teoría de Coulomb, para ello se a

Resistencia al corte pico y = 0.4966x

co

elabora la gráfica convencional esfuerzo normal

140

vs esfuerzo cortante. En sus escritos Handy

:2 120

propone que dejando transcurrir tiempo

0

100

suficiente, después de presionar con las mordazas, ocurre el drenaje del agua y se disipa la presión de

m 60

poro (lo que se debe verificar con la celda de

40

80

presión), obteniéndose los parámetros del ángulo

de fricción y la cohesión. Afirma también que mediante la repetición de pruebas se ha demostrado que los análisis de regresión lineal, indican que las envolventes de falla tienen un coeficiente de correlación de 0.98 (Handy, 2002). La Fig. 15.4.5 fue tomada de un folleto promocional en el que se muestra las envolventes de resistencias pico y residual de una arcilla, junto con los coeficientes de correlación lineal.

R2= 0.9868

20 0

Resistencia al corte residual

0

y = 0.1988x + 8.8592

7)

w

R2= 0.9995 0

20

40

60

80 100 120 140 160 180 200

Esfuerzo normal corregido, kPa

Fig. 15.4.5 Envolventes de las resistencias pico y residual

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181

15.4.5 Resultados típicos Para demostrar la cercanía de los resultados de la Prueba Iowa con las usuales de laboratorio el Prof Handy reporta los resultados de la Tabla 15.4.1 (Handy y Fox, 1967). Tabla 15.4.1 Comparación de pruebas Iowa (Borehole), Corte Directo v Pruebas Triaxiales en suelos saturados Series de o° Suelo pruebas B.H. C.D. B.H. TX. 5 0.4 ± 0.3 Arena 36.9 ± 0.5 36.5 ± 0.3 35.8 2 Limo 44.8 44.0° 1.2 - -4 Arcilla 5.0 ± 2.6 - -2.5 ± 2.3c 10.8 ± 1.0 a) El signo ± indica la desviación estándar de la media.

c, psi TX.

C.D. 0.3 ± 0.3

0.3b

0.8e

-

- --

9.0 ± 2.3c

b) Sólo se realizó una prueba. c) Sólo se realizó una serie de pruebas. En la referencia antes citada se presentan las tres interesantes envolventes de la Fig. 15.4.6, obtenidas en pruebas realizadas en los siguientes materiales:

20

Sedimento glacial

C =3.0 psi 10

a) Las mediciones se realizaron en la arcilla de un depósito glacial, o "till ", que se define como un sedimento heterogéneo no consolidado, integrado

0=19°

0 =14.5°

preconsolidada por la masa de hielo que hubo en ese sitio. El texto aclara que fue imposible obtener muestras para ensayar en el laboratorio.

(a)

30

u a?

b) Las pruebas se realizaron en el terraplén de una carretera, en el material compactado de la subrasante; los resultados fueron erráticos por la

presencia de gravas y piedras, pero los autores

afirman que mediante la evaluación

de la

información obtenida, se justificó eliminar los puntos 1, 5, 7 y 8; de esta manera se pudo deducir

la envolvente de falla y advertir un efecto de preconsolidación. El texto no menciona que se ensayaron muestras en el laboratorio.

c) Este caso corresponde a un limo aluvial, que tiene un contenido de arcilla del 15 %; para este

20

5

Material compactado de subrasante

j

I_ I

7

que con las triaxiales; en el texto se aclara que esta

diferencia se puede deber al efecto de "presaturación" de las muestras en el laboratorio.

10

9

C =7.8 psi 3

4

o

6

10 o N a)

_ 10

20

w

30

40

(b) 20

Limo aluvial Iowa: C =5 psi

0 =19.5°

Triaxial:

10

C =1 psi

0 =19°

muestran en la figura. Se observa que con las resulta cinco veces mayor con las pruebas Iowa

0 =34°

8

suelo fue posible realizar pruebas triaxiales que se pruebas de campo y laboratorio se obtiene un valor del ángulo o muy similar; en cambio la cohesión

40

30

10

desde arcillas a boleos. Lo interesante de esta envolvente es que se detecta que la arcilla fue

.l 10

20

30

40

(c)

Esfuerzo normal, N

Fig. 15.4.6 Envolventes de falla

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182

1I(i

15.4.6 Ejemplos de aplicación Influencia de la presión de poro. En el artículo "Pore Pressure Effects in Borehole Shear Testing" (Lutenegger y Tierney, 1986) se trata de la ejecución de Pruebas lowa con medición de presión de poro con ayuda de dos sensores electrónicos con piedras porosas, una colocada en una de las mordazas, otra en el centro y una más en la orilla, previamente saturadas con glicerina. Las pruebas se hicieron en una arcilla de origen marino ligeramente preconsolidada y de sensitividad moderada. 60

Los resultados de las pruebas se pueden resumir en los siguientes términos:

a) En la etapa de aplicación de la fuerza normal se genera un incremento de la presión de poro que se disipa en un lapso de 10 a 20min, como se muestra en la Fig. 15.4.7. b) Para la etapa de corte se utilizaron mordazas de 1 puf (645 mm2); la comparación con las pruebas

triaxiales demuestra que los ángulos de fricción interna son semejantes al de las pruebas triaxiales consolidadas no drenadas y discrepancias en las

CONDICIÓN RÁPIDA

'

50 -

A

Piedra en la orilla Piedra al centro

A

40

CONDICIÓN LENTA A

° Piedra en la orilla

30

.I

20

a°-.-

10

o

Piedra al centro

-. \

\

..

ob

n

.Q, .

o

I

I

i

i

01

cohesiones, como se muestra en la Tabla 15.4.2.

hill 1

1

I

I

I

I

Tiempo, min

10

100

Fig. 15.4.7 Resultados de la fase de consolidación

Tabla 15.4.2 Comparación entre pruebas Iowa (Borehole), Corte Directo y Pruebas Triaxiales en suelos rígidos 'rueba o° c, kPa Suelo TX. TX. B.H. B.H. 29 26.8 (CD) 39 Sedimento glacial 38.7 42 55 20.8 (CU) 20.5 Sedimento glacial 25.0 (CD) 52 1.4 0.0 34.1 (CD) Loes 36.9

Estabilidad de taludes. En el artículo ` Borehole Shear Test and Slope Stability" (Handy, 1986) se recopilan tres casos de fallas activas en taludes urbanos de unos 10 a 15 m de altura y de sólo unos 10° de inclinación, los tres en suelos finos. El otro caso fue un talud del bordo de un estanque de 9 m de altura,

para el que se evaluó su seguridad antes de ponerlo en funcionamiento; los análisis de estabilidad se realizaron con parámetros obtenidos con pruebas Iowa, de los resultados se derivan las siguientes observaciones: a) En las fallas activas de los tres primeros casos el Prof. Handy deduce que: en un proceso de falla de

suelos finos la cohesión se reduce prácticamente a cero. En cuanto a la instalación de drenes para estabilizar los taludes estudiados, afirma que tiene poca efectividad. Por su parte a la medición del ángulo de fricción interna, un error de sólo 5° en el valor determinado, conlleva a la reducción de la efectividad aparente en un 50 % cuando se sobrecarga la pata del talud.

b) El bordo del estanque de 100x 150x 10 m de profundidad se construyó con una arcilla plástica, la primera ventaja de recurrir a las Pruebas Iowa fue la reducción del tiempo en comparación a realizar el análisis con pruebas triaxiales; en sólo unos días pudo demostrar que el talud era estable.

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183

Con sus análisis demostró que la variación del Factor de Seguridad empleando distintos métodos de cálculo resultan valores muy semejantes; en cambio, con pequeños cambios en los parámetros de la resistencia al corte los Factores de Seguridad tienen gran diferencia. Esto le lleva a concluir sobre la importancia de las mediciones in situ.

15.4.7 Comentarios Se podría decir que la Sonda Iowa hasta ahora sólo empleada en los Estados Unidos, ha ganado espacios en otros países en particular para la evaluación de la estabilidad de taludes y los empujes en muros; se advierte que en nuestro país podrá tener extensa aplicación en los suelos blandos de la ciudad de México.

15.5 PHICÓMETROAPAGEO 15.5.1 Introducción Este ingenioso aparato francés que mide la resistencia al corte in situ de los suelos está inspirado en el Presiómetro de Menard, el Phicómetro fue descrito por Giles Philipponnat consultor de la empresa Sopena y para ponerlo a punto realizó un extenso programa de pruebas de campo (Philipponnat, 1986 y 87); Apageo es la empresa que lo fabrica y comercializa. La esencia de esta prueba consiste en introducir esta sonda en una perforación y colocarla en la posición de la prueba, en seguida se expande aun valor de presión predeterminado contra las paredes del barreno,

a continuación se jala desde el exterior de la perforación para determinar la fuerza necesaria para movilizarla e inducir la falla y deducir así la cohesión y el ángulo de fricción interna. La falla que se induce con el phicómetro en arcillas corresponde a una condición de deformación controlada de tipo no drenado; en cambio en arenas permeables y en suelos secos o con bajo contenido de humedad la prueba es de tipo consolidada drenada; finalmente, en suelos de baja plasticidad durante el proceso de la prueba ocurre una cierta consolidación. Esta técnica de ensaye tiene especial utilidad para medirla resistencia al corte en suelos difíciles de muestrear y por ende de ensayar en el laboratorio (Zerhouni y Arab, 2007). El Phicómetro tiene su mayor utilidad en suelos duros, arenas, tobas, rellenos compactados e incluso en las rocas blandas; en suelos blandos es poco confiable y no debería ser empleado.

La prueba se puede realizar en perforaciones verticales, horizontales o inclinadas (sobre o bajo de la

horizontal), estas últimas opciones permiten que la prueba con el phicómetro sea de particular conveniencia para evaluar la estabilidad de taludes. Otra virtud de esta prueba es su semejanza con el trabajo de un ancla, así que se le emplea para precisar el diseño de éstas.

La prueba de Phicómetro está aceptada como norma desde 1997 por la Association Francaise de Normalisation, como la Norma XP P 94 -120 (AFNOR, 1997), así como por el Comité Europeo de Estandarización con la Norma CEN /TC 341/WG 5 2003.

15.5.2 Descripción del aparato Sonda del phicómetro. Se ilustra en la Fig. 15.5.1, se trata de un tubo ranurado de acero de 970 mm de longitud con una punta cónica sólida de 6.1 cm de diámetro y un cople superior de 6.1 cm de diámetro (que coincide con el diámetro de una perforación con barril giratorio convencional BX); el tubo tiene 4.7 cm de diámetro exterior y espesor de 3.0 mm, tiene 10 dientes trapeciales de 5.5 mm en un tramo de 23 cm, con diámetro exterior de 5.8 cm; el fabricante de este aparato menciona que la sonda se asemeja a una "linterna china ". En el interior del tubo se aloja una manga hermética de neopreno, la cual expande

con agua a presión hasta hincar los dientes de la sonda en las paredes dula perforación. El área de

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184

contacto del phicómetro estándar trasmite la presión normal y de corte en un área aproximada de 500 cm ; esto implica que expande a un diámetro del orden 6.92 cm en los 23 cm de longitud que tiene la parte dentada. Se fabrica también un Phicómetro de 4.4 cm de diámetro (para operar en perforaciones con diámetro AX). 2

6.1 c Lo

r;

Contacto de los dientes

Ver detalle 1

Penetración de los dientes Detalle 1

Zona de contacto

Manga de neopreno

/

-'!\ \

4.7 cm

Ranuras

-

Corte A -A'

Fig. 15.5.1 Sonda del Phicómetro

Las mangas de neopreno estándar soportan con seguridad una presión máxima de 10 kg/cm' y las reforzadas 20 kg/cm'. Las barras para colocar la sonda a la profundidad requerida son de acero de alta resistencia con una longitud de 1.90 m y diámetro en el extremo hembra de 4.0 cm yen el extremo macho de 2.6 cm. Unidad de Control de las presiones y volúmenes. Este sistema se emplea también para las pruebas con el Presiómetro de Menard, se trata de una petaca que se monta en patas de 50 cm de altura, en el Panel de Control de esa caja están las válvulas, manómetros, la bureta calibrada y los reguladores de presión, Fig.

15.5.2; en su interior se encuentran, las conexiones, los circuitos de agua y gas, la alimentación nitrógeno, en la parte inferior de la portadera se ubican las entradas rápidas para el agua y nitrógeno. El sistema está conectado como se observa en el esquema de la Fig. 15.5.3; aunque para el Phicómetro se utiliza sólo parte del sistema y para las mediciones de presión se requieren sólo dos de los manómetros.

EXPLORACIÓN DE SUELOS

185

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1. Válvula para cerrar el aire

2. Válvula de purga 3. Válvula para invertir de 0 -10 m

4. Válvula para cerrar el circuito de agua 5. Manómetro de 0 -25 bar

Manómetro para el Phicómetro

6. Manómetro de 0 -60 bar 7. Manómetro de 0 -25 bar

8. Regulador diferencial 9. Regulador principal de presión 10. Manómetro 0 -250 bar

11. Junta (unión) rápida, alimentación de aire

12e y 12g. Juntas rápidas salida agua y aire 13. Junta rápida para rellenar la bureta 14. Válvula de compuerta para (0- 25/60/100 bar) 15. Válvula de compuerta para (0- 25/60/100 bar)

16g y 16e. Junta rápida de la rama manométrica 17. Porta filtro 18. Tanque de agua

19. Bureta

20. Cronómetro 21. Volante de cierre del tablero 22. Tanque de nitrógeno Tanque de nitrógeno

Salida al Phicómetro

Fig. 15.5.2 Unidad de control

Sistema de tensión y deformaciones. El sistema requiere de una placa de reacción de acero que se coloca sobre dos patines metálicos sobre el suelo, para garantizar que la tensión aplicada sea perpendicular con respecto al suelo y que el cable pase libremente al barreno. El gato hidráulico de émbolo hueco es de 300 kN (30 t) de capacidad y 16g

se mide con una celda electrónica de carga.

El montaje para la prueba se ilustra en la Fig. 15.5.4; en cuanto al proceso para realizarla

o

19

17

consiste en las siguientes atapas: a) el phicómetro se coloca en posición dentro del barreno con ayuda de las barras, cuyo tramo superior está roscado; b)

el gato se apoya en una placa de carga sobre el suelo o en la superficie del talud, por su hueco

10 I 2e

12g

811

central pasan las barras y las mangueras de presión

salen lateralmente a la Unidad de Control; este gato, al subir el émbolo genera la fuerza de tensión que se requiere, la cual se determina con una celda

Fig. 15.5.3 Esquema de conexiones

+

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186

I91If t

Barra roscada

Micrómetro Cronómetro

Tuerca

Zo Altura de la Unidad de Control Za Nivel de fluido de perforación Zw Nivel freático

Zs Posición de la sonda

Fig. 15.5.4 Medición de referencia

electrónica de carga; c) una tuerca en el tramo

roscado sostiene a la columna de barras en

K-----,

.,i-k

posición; d) el micrómetro está montado en un marco fijo, apoyado fuera de la zona de prueba y su

punta se apoya a un brazo metálico de referencia

unido a la barra roscada y e) un segundo cronómetro se instala junto al micrómetro. En la Fig. 15.5.5 se presentan estas herramientas complementarias.

Precisión de las mediciones. La velocidad de deformación se controla operando la carga en el gato mediante el seguimiento visual y simultáneo del micrómetro y del cronómetro; de suerte que a un giro de 30s del cronómetro se sincronice con una deformación de lmm en el micrómetro (las manecillas de ambos medidores deben dar una vuelta y moverse paralelamente).

Fig. 15.5.5 Herramientas complementarias

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187

La precisión de las variables de esta pruebas son las siguientes: a) la bureta está graduada de O a 800 ml y mide cambios de volumen de ± 1 cm3, durante la calibración y el desarrollo de la prueba, b) el micrómetro debe medir cambios de posición de ± 0.01 mm, c) los manómetros deben medir cambios de + 0.01 de su rango total y se deben calibrar por lo menos a cada 100 pruebas, d) el cronómetro debe medir segundos y

de preferencia debe dar una vuelta a cada 30 s, para facilitar el seguimiento de la prueba, como se menciona más adelante y f) la fuerza de tensión se mide con la celda de carga con ± 10 kg.

15.5.3 Preparación para la prueba

Verificación de fugas. Una vez purgada la sonda de neopreno, se aplica una presión de 5 bar manteniendo la presión durante 5 min, el volumen de agua empleado para inflar la sonda se debe recuperar al 100% en la bureta, en caso negativo será necesario detectar si la fuga es en la sonda de neopreno o en alguna de las conexiones.

Calibración de la sonda. El aparato se coloca a un costado de la Unidad de Control, verificando que su posición sea vertical y a 50 cm del piso, Fig. 15.5.6; la calibración consiste en expandir la sonda sin confinar, incrementando gradualmente la presión y volumen de agua dentro de la manga o membrana de neopreno, estándar o reforzada, en incrementos de 100 cm3 de agua, los cuales se mantienen durante 1 minuto y se mide el diámetro de la sonda con un vernier en el centro del tramo entre dientes (a 23/2 cm). Esta operación se repite para los volúmenes 300, 400, 500 y 600 cm3. Con ello se obtienen los valores de la presión, volumen y diámetros, con los que elaboran las gráficas de Calibración Presión -Volumen y Volumen -Diámetro como el ejemplo de la Fig. 15.5.7, con las cuales se deducen las ecuaciones para la interpretación numérica de la prueba.

Barra roscada

Tuerca Gato Placa

Fig. 15.5.6 Medición de referencia

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188

El criterio para juzgar si la sonda y en particular la membrana están en buenas condiciones, consiste en verificar que las presiones y los diámetros para los volúmenes de 200 y 500 cm3 estén dentro de los valores de la Tabla 15.5.1.

Tabla 15.5.1. Criterio para validar el uso de una manca de neopreno Volumen Membrana inyectable Reforzada Estándar V Presión pe Diámetro ds Presión pe Diámetro ds cm3

kPa mm kPa mm 20 bars 3.0 2.0

NO

3. Etapa de cortante Inicio del cortante - pM para 1 "' etapa = pM1

Fig. 15.5.8 Diagrama de una prueba con phicómetro estándar

Etapa de contacto. Una vez colocada la sonda en la posición elegida, se aplica presión con incrementos de 0.5 bar para las membranas estándar y de 1.0 bar para las reforzadas, para cada valor de la presión se

obtiene el volumen correspondiente; durante esta secuencia se debe elaborar la gráfica presión vs volumen para verificar su evolución, Fig. 15.5.9. Los cálculos numéricos se realizan aplicando las siguientes expresiones:

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191

La presión aplicada al Phicómetro (Pe) se calcula mediante la expresión: Pe = pM + ph

15.5 .1

Donde: Pe = Presión aplicada en bar. pM = Presión real medida en bar (algunos la identifican como la presión radial pr). ph = Presión hidrostática dentro del phicómetro en bar, es alguno de los valores anteriores. 300

Penetración de los dientes. Se siguen las

pM

Vol

p

lograr, como ya se mencionó, que los dientes

bares 0.5

cm3

penetren por lo menos 8mm; esto significa para

1.0 1.5

88 124 127

bares 0.505 1.005 1.505 2.005

indicaciones del diagrama de la Fig. 15.5.8, para una perforación con diámetro df (ejemplo, df = 64 mm), el diámetro de la sonda expandida do, debe

200

50

2.0

ser igual a el diámetro final df, más 8 mm (en el ejemplo 72 mm), para que la penetración de los dientes sea confiable, Fig. 15.5.1.

-

a

c

100

En ese momento el volumen de agua necesario se lee en la bureta; para la membrana estándar debe ser del orden Vo = 225 cm3 (usualmente ± 20 cm3). Se pueden presentar dos casos:

O

o

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

p en bares

Fig. 15.5.9 Gráfica de contacto a) Si el volumen Vo se iguala o excede los 225 ± 20 cm3, se ha logrado el contacto de los dientes, que se verifica con la gráfica de contacto, Fig. 15.5.9. Además, si la presión pM medida en el manómetro no es mayor que la presión pM1, que se precisa en la Tabla 15.5.2 (ver Diagrama del procedimiento), se puede iniciarla etapa de corte. b) Si el volumen Vo = 225 ± 20 cm3 no es suficiente para lograr el contacto, se debe incrementarla presión como se indica a continuación.

Incremento de la presión. La presión se incrementa en etapas según la resistencia del suelo, pero sin lograr que el volumen sea Vo = 225 ± 20 cm3; en ese caso se continúa incrementando la presión hasta que se satisface alguna de las tres siguientes condiciones: a)

Se alcanzó el volumen Vo = 225 ± 20 cm3; como se ilustra en la gráfica de contacto; la cual corresponde al caso más general.

b) c)

Porque a presión constante el volumen sigue creciendo, en un mecanismo de creep. Porque la resistencia nominal de la manga se alcanzó; 10 bar para la manga estándar y 20 bar para la reforzada.

Una vez alcanzada alguna de las condiciones anteriores se procede a reducir la presión

Reducción de la presión. Una vez que se alcanza alguna de las tres condiciones se reduce lentamente para regresar a la presión inicial pMl, conforme a la Tabla 15.5.2. Esta acción se realiza antes de proceder a la etapa de falla, para verificar que la prueba tenga un origen confiable.

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192

Tabla 15.5.2 Criterio de reducción de la presión. Tipo de sonda

ph en bar

ple < 10 bar

10 < ple < 20 bar

ple > 20bar

2

2.5

3

Sonda estándar

1

1

1.5

2

Secuencia de aplicación de la presión normal. A partir de la presión de 3.5 bar, se registra el "primer volumen final" (Vf), en seguida se determinan los siguientes incrementos de presión real medida. La definición de los incrementos de esta presión normal pM (o radial pr) se puede aplicar con el criterio de la Tabla 15.5.3 (Katzenbach et al, 2007).

Tabla 15.5.3 Determinación de la presión normal pM (algunos la designan como presión radial Pr Pr (Mpa) - Niveles de carga Presión límite Ph (Mpa) No 1 No 2 No 3 No 4 No 5 No 6 No 7 No 8 Vf PI (Mpa) 0.3

cm3

0.20

0.25

0.30

0.35

< 0.1 0.1 < ph < 0.15

0.10

0.15

0.20

0.25

0.15 1.0

0.15 < ph < 0.2

> 350 < 350 > 350 < 350

0.25

0.20

1

1

1

0.35 0.50

0.55 0.75 0.45 0.65 41

1

161 f

1

1.00 0.65

1

1'1

0.50 0.70 0.45 0.65

0.60 0.85 0.55 0.80

Notas: a) 1Mpa = 10 kg /cm2 10 bar. b) PL = Presión límite según Menard. c) Los incrementos de presión no se deben suspender antes de alcanzar los 600cm3. Etapa de corte. Se necesitan dos operadores para controlar la prueba; el No. 1 se encarga de las presiones

y volúmenes en el Panel de Control, llevará un registro escrito en el que indique cada uno de los incrementos de presión aplicada y la variación de los volúmenes que ocurren; este operador voceará en que momento inicia y finaliza el proceso de tensión y registrará los volúmenes. El operador No. 2 se hace cargo de aplicar la fuerza de tensión con la bomba del gato hidráulico, vigila que la velocidad de deformación sea la más precisa posible a o = 2 mm/min, esto se cumple cuando la manecilla del micrómetro se mueve paralelamente con la del cronómetro que debe dar una vuelta cada 30 s. Voceará a cada minuto el valor de la fuerza de tensión que marca la celda electrónica del gato, para

que el operador No. 2 anote el cambio volumétrico en la bureta; porque durante la falla la celda incrementa su volumen. El proceso continuará hasta que el operador No.1 indique que se debe detenerla aplicación de tensión a las barras.

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193

El operador No. 1 inicia su registro al mismo tiempo que el No.2 inicia la aplicación de la tensión, registra los volúmenes en la bureta, a los: 0, 15, 30, 60, 90, 120, 150, 180 y 210 segundos. Registrará la fuerza de tensión que le indique el operador No.2; la prueba se suspende cuando ocurren los siete incrementos de presión o bien se manifiesta la falla.

Terminación de la prueba. La prueba se da por terminada cuando ocurre una de las siguientes condiciones: a) Se han realizado al menos 5 incrementos de presión tangencial, b) Se alcanza una presión máxima de 9.0 bar y c) Cuando la bureta de la consola, indica un descenso de volumen entre 600 y 700 3

CM .

Una vez aplicada la última carga de corte, se purga el sistema de agua para poder recuperar el volumen inicial en la bureta, se invierte el sistema de carga para poder liberar la sonda del phicómetro y regrese a su estado inicial. Finalmente se realiza la maniobra para el retiro de la sonda del barreno ejecutado.

Nunca debe retirase la sonda del barreno sin antes liberarla a su estado inicial y haber recuperado el volumen inicial de agua en la bureta, lo cual se hace con la bomba manual.

Definición de la falla. Los especialistas en la ejecución de pruebas de Phicómetro proponen que al menos se tengan 7 lecturas de tensión confiablemente registradas y definen que la falla se alcanza según alguna de las dos siguientes opciones:

a) La falla es evidente cuando la tensión aplicada por el gato, medida en la celda de carga, casi se ha estabilizado en tres lecturas consecutivas (sin que sea necesario llegar a las siete lecturas de 60s) y la deformación continúa creciendo.

b) Cuando la carga sigue creciendo sin límite aparente y la deformación también, pero se han aplicado las 7 etapas de carga y por ello la deformación alcanzada es de 7 mm; se acepta que la carga aplicada corresponde a la de falla, por ser una prueba de deformación controlada. En ambos casos se registra la lectura última de tensión T y el volumen final de la bureta Vf.

15.5.6 Pruebas subsecuentes Se cambia de posición al Phicómetro y se realiza la segunda prueba y así hasta completar las 7 a 8 que se requieren para definir confiablemente la envolvente de falla y proceder a calcular los parámetros de la resistencia al corte. La Fig. 15.5.10 muestra la instalación de dos pruebas, una vertical y la otra inclinada.

15.5.7 Resistencia al corte Para cada una de las 7 a 8 pruebas realizadas se calculan la presión normal pc y el esfuerzo cortante t que corresponden a la condición de falla, con ayuda de las siguientes expresiones.

Presión normal durante la falla. Se deduce de la suma de la presión medida en el manómetro correspondiente con la carga hidrostática deducida de las expresiones del inciso 15.5.4 menos la corrección por la calibración del phicómetro, con la expresión: Pe = pM + ph - Vb

15.5.2

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194

o Sistema de control de deformaciones

Gabinete de control de presiones y

o

\ volúmenes Tensión Sistema de adquisición de datos de la celda de carga

o

Tanque de

nitrógeno

Fig. 15.5.90 Pruebas de phicómetro vertical e inclinada

Esfuerzo cortante durante la falla. En cualquier etapa de cada prueba, incluyendo la de falla, se calcula el esfuerzo cortante T, aplicando la expresión: T= Tmax /S

15.5.3

Donde: Tmax = Es la máxima tensión medida en la celda de carga, en kg. S = Área de la superficie de corte, en cm'.

S =ndL

.15.5.4

Donde: d _ Diámetro del phicómetro para el volumen final durante la falla, Vf en cm3. L = Longitud efectiva del tramo dentado de la sonda, 23 cm para la sonda estándar.

Los parámetros anteriores permiten elaborar las gráficas de la Fig. 15.5.11, esfuerzo cortante - presión normal y volumen de agua introducido durante la etapa de falla -presión normal. De la cual se deducen, conforme al criterio de Mohr Coulomb, el ángulo de fricción interna o y la cohesión c del suelo ensayado.

EXPLORACIÓN DE SUELOS

195

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6.0

60

ÉU

f)

c 40

e)

5.0

o 20

b) 0

0

2

3

f)

c)

d)

g-c)

4

5

6

4.0 c)

o 7

8

Y 3.0 c

Pe en kg/cm2

b)

a)

Vo= Volumen inicial Vf= Volumen final

2.0

Pe= 8 Esfuerzo cortante máximo

1.0

8= Esfuerzo cortante máximo =Área significativa para determinar c y 0

c=0.4 kg/cm2

0=39°

a)

00

2

1

4 5 Pe en kg /cm2

3

6

7

Fig. 15.5.11 Prueba de phicómetro en tobas del poniente de la Ciudad de México

15.5.8 Comparación de resultados En el instructivo del phicómetro elaborado por el Prof. Michel Gambin sobre la calidad de las pruebas

con este aparato, los cuidados que se deben tener y las observaciones sobre la perforación que se requieren (Gambin, sin fecha).

Calidad de las pruebas. Para un grupo de 221 pruebas realizadas por Apageo asignó las siguientes calificaciones a los puntos con que se definen las envolventes de falla:

Tabla 15.5.3 Calificación de la calidad de las pruebas Descripción de los puntos de la envolvente de falla Calificación 4 Los puntos definen una línea recta 3 Los puntos son ligeramente dispersos Puntos dispersos que dificultan definir el e° y la c 2 1 Prueba dudosa, no se pueden definir el o° y la c La prueba es incierta 0

Pruebas 107 55

Por -ciento 48 25

26

12

15 17

7 8

Estas calificaciones demuestran que el 74% de las pruebas realizadas resultaron confiables.

Parámetros de resistencia. En los materiales ensayados con phicómetro se realizaron pruebas de corte directo y se obtuvieron las siguientes comparaciones: a) Caso de materiales con ángulo de fricción interna o y cohesión c:

Tabla 15.5.4 Valores estadísticos Tipo de prueba Phicómetro Corte directo

Valor medio

Desviación estándar

23° 22°

11° 10°

Rango convencional 12° - 34° 12° - 32°

Tipo de prueba Phicómetro Corte directo

Valor medio 32 kPa 37 kPa

Desviación estándar 25 kPa 31 kPa

Rango convencional 7 - 57 kPa 6 - 68 kPa

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196

51IG

b) Caso de materiales con ángulo de fricción interna o y cohesión nula (c = 0): Tipo de prueba Phicómetro Corte directo

o°

Desviación estándar

36 34

2.25 1.75

Rango convencional 34° - 38° 32° - 36°

Influencia de la perforación. La calidad y precisión de las perforaciones Apageo las califica así: Tabla 15.5.5 Selección de la técnica de perforación más adecuada Perforación a rotación (< 60 rpm) Tipo de suelo 2 1 3 4 5

Percusión y otras 6

7

8

Lodo y arcillas blandas o* +* + +* Arcillas firmes y compactas o* o* o* +* + +* o* A A A Arcillas compactas y calcáreas duras A + + Limos arriba del nivel freático o o* o* o o Limos abajo del nivel freático + o* o* o* + + Arena suelta arriba del nivel freático o* o* Arena suelta abajo del nivel freático + o* + + +* + Arenas medias y compactas o* o o A A o A Arenas gruesas, gravas y boleos, etc. o* o o o + + o o + + A Rocas alteradas A + + + A A A A A Rocas inalteradas Perforación con: 1. Helicoide manual, 2. Helicoide manual con lodo, 3. Helicoide continua, 4.Perforación con lodo, 5. Perforación con barril, 6. Roto -percusión, 7. Tubo hincado, 8. Muestreadores vibro- hincados Símbolos: + Recomendable, o Tolerable, - Prohibida y A Inapropiada. El * significa que se puede adoptar bajo ciertas condiciones: como inyección con lodo (< 5 bar y flujo < 15 1 /min). + +

15.5.9 Comentarios La medición de la resistencia al corte de los suelos con el phicómetro se aplica extensamente en Francia y otros países de Europa, así como en Asia, Medio Oriente y África; se empieza a utilizar en los Estados Unidos y poco se le conoce en Latinoamérica. La experiencia alcanzada en México es alentadora para

reconocer que esta prueba tendrá una mayor difusión; particularmente para los suelos difíciles de muestrear.

15.6 DILATÓMETRO MARCHETTI

15.6.1 Introducción Este aparato lo inventó el Prof. Silvano Marchetti en 1970 para determinar los módulos de deformación de pilotes sometidos a cargas laterales; pronto demostró su utilidad como una herramienta para evaluar la deformabilidad de los suelos y por ello su empleo es intensivo en Europa; este aparato ha sido aceptado como una de las normas de la ASTM (ASTM, 66). En la página www.marchetti -dmt.it se encuentran muchos de los artículos técnicos que se han escrito sobre el dilatómetro. El empleo de este aparato esta aceptado con la norma ASTM D6635 -01.

Las pruebas con el dilatómetro permiten obtener los parámetros c y 4 de los estratos ensayados; en los

suelos cohesivos de blandos a duros corresponden a las condiciones no drenadas y en los suelos

EXPLORACIÓN DE SUELOS Enrique Santoyo Villa

XX Conferencia Nabor Carrillo

197

granulares de poco a muy densos a las condiciones drenadas. La información de estas pruebas permite de manera indirecta, definir el perfil estratigráfico del terreno.

15.6.2 Descripción del aparato El dilatómetro de Marchetti que se describe en este inciso corresponde al modelo estándar; este aparato se asemeja a una espátula o paleta gruesa de acero inoxidable que tiene adherida en una de sus caras una delgada membrana circular de acero inoxidable, la que se expande mediante nitrógeno a presión. La espátula tiene 96 mm de ancho, 15 mm de grueso y de 190 mm al empotramiento del copie con que se une a la tubería de perforación; la transición a la punta de la paleta se desarrolla en 50 mm, con un ángulo de ataque de 15 °. La membrana de acero tiene un diámetro total de 81 mm y diámetro libre de 60 mm, cuyo espesor es de 0.20 mm; se fija a la paleta con pernos y se apoya sobre un plástico aislante, Fig. 15.6.1.

/ IIi°la I!I/ Manguera neumática

3.3 Arena

Coeficiente de esfuerzos horizontales.KD. Parámetro relacionado con la relación de preconsolidación de los suelos foros (OCR): KD =PO -u0

15.6.6

vo

Donde: o'vo =Es el esfuerzo vertical efectivo. En suelos normalmente consolidados este coeficiente varía entre: 1.8 < KD,NC < 2.3.

Módulo dilatométrico ED. Parámetro que se determina a partir de la teoría de la elasticidad: ED =

P2 -uo Po-L/0

15.6.7

EXPLORACIÓN DE SUELOS Enrique Santoyo Villa

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201

Una expresión aproximada para determinar el Módulo ED es la siguiente:

Eo = 34.70p

15.6.8

Aclaraciones. a) En las expresiones anteriores uo es la presión de poro. b) Para una descripción detallada de estos parámetros y ejemplos se deben consultar los artículos de Marchetti (www.marchetti -dmt.it). c) La tesis de maestría de Iván Rivera Cruz contiene una recopilación de expresiones empíricas que se aplican para interpretar los resultados de las pruebas con el dilatómetro (Rivera, 2009). d) El módulo obtenido con el dilatómetro no tiene correlación con el módulo de elasticidad de los suelos y e) El valor de KD está amplificado por los efectos de la penetración de la paleta.

15.6.7 Comentarios En Europa se aplica el dilatómetro con especial confianza para el diseño de los pilotes a fricción. En la

ciudad de México se empezó a utilizar en la Catedral Metropolitana para evaluar el fenómeno de fracturamiento hidráulico que se induce durante la inyección de morteros, esta acción se realizó para reducirla deformabilidad del subsuelo

15.7 VELETA PARA SUELOS BLANDOS

15.7.1 Introducción La técnica de medición de la resistencia al corte in situ de los suelos cohesivos empleando la veleta manual la desarrolló en Suecia, John Olsson en 1919. La esencia de esta prueba consiste en hincar en el suelo una cruceta de lámina de acero y después, al hacerla girar, movilizar la resistencia al corte del cilindro de revolución que se genera en la masa de suelo, Fig. 15.7.1.

Se puede decir que hay muchas variantes de veletas de campo y laboratorio, cuyas diferencias

fundamentales radican en: a) la magnitud del momento máximo que se le puede aplicar, b) la precisión y sensibilidad con la que se mide ese momento y c) el ingenio que se requiere para inducir el momento de la superficie de falla cilíndrica del suelo; la característica que las distingue es la manera en que se elimina o al menos se reduce la fricción entre la columna de barras con la que se opera el aparato y el ademe o

las paredes de la perforación (ASTM, 1966 y Cadling et al 1950). La deformación angular y de giros se miden con un transportador.

Fondo de perforación

En la ciudad de México el Prof. Raúl J. Marsal la

utilizó en algunos estudios del subsuelo desde 1953 (Marsal et al, 1962), se trató de una veleta

instrumentada con celdas eléctricas de deformación (strain gages), inspirada en la veleta de L. Cadling, para medir el momento actuante

Fig. 15.7.1 Veleta manual de campo

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202

cerca de la veleta, eliminando la influencia de la fricción de las barras con las que se hace girar. En 1967

se construyó otra versión, buscando que la operación fuera simple para aumentar la eficiencia y convertirla en una herramienta más útil. Este aparato se diseñó y construyó para facilitar los estudios de campo del Proyecto Texcoco, donde fue necesario realizar un gran número de pruebas en un tiempo

reducido; gracias a sus características esta veleta sigue siendo actual y por ello se le describe más adelante como Veleta Texcoco (Santoyo, 1968 y 1969).

Las pruebas de veleta tradicionales permiten definir la resistencia en condición no drenada de suelos blandos saturados o parcialmente saturados, no son funcionales en arenas. Aunque se han ensayado en suelos consolidados y hasta en suelos duros. En los últimos años se ha avanzado en los detalles de la realización de las pruebas de veleta de campo y

que permiten obtener información de mayor utilidad, como se menciona en los siguientes párrafos (Sachnaid, 2009). En este trabajo no se incluyen las pruebas de veleta con equipos de laboratorio.

15.7.2 Descripción de las veletas Los elementos que lo integran son: el cortador o veleta, el elemento sensible, la columna de barras, el cable conductor blindado, el mecanismo de giro y el aparato medidor de las deformaciones; dos son los arreglos que pueden tener estos elementos, Fig. 15.7.2: a) en el primer tipo la celda de medición del momento que se aplica a la veleta se ubica en la superficie, en general es un elemento elástico cuyas deformaciones se miden con ayuda de un micrómetro y b) en el segundo tipo la celda de medición se encuentra inmediata a la veleta; se trata de un sensor con deformímetros eléctricos (strain -gages). Las veletas más simples son del primer tipo y miden el momento con un torquímetro mecánico manual, estas veletas sólo pueden utilizarse en sondeos muy someros. Una variante usual en Europa son veletas que tienen una funda o guarda en cruz que se hace descender una vez realizada la prueba para proteger las aspas del cortador que tiene forma ahusada, Fig. 15.7.3, una veleta japonesa de este tipo pero de forma rectangular se ilustra en la Fig. 15.7.4. La ventaja de esta guarda es que se puede hincar el conjunto en suelos blandos hasta una nueva posición en que se hinca la veleta para una nueva prueba. Otra variante que seguramente ganará una posición importante es una veleta que se opera con tubería ademe "wire line" que permite introducir la veleta, hacer la prueba y retirar, para introducir por el ademe un pequeño muestreador para recuperar la muestra donde se realizó la medición.

Es necesario advertir que en la Fig. 15.7.2 se indica el empleo de un ademe de acero, pero también se pueden hacer pruebas sin esta tubería, en barrenos estabilizados con lodo de perforación.

Veleta sueca. Harold J. Gibbs describe la veleta desarrollada probablemente en 1950, con las especificaciones del Instituto Geotécnico Sueco, Fig. 15.7.5 (ASTM, 1956). Los diámetros de las veletas son de 2, 3 y 4 pulgadas y de altura el doble; se manejan con una doble tubería, un ademe exterior

BX y una tubería central AX, esto permite reducir la fricción de la tubería central que trasmite el momento actuante. La carga se mide en la superficie con una celda semicircular que mide la fuerza aplicada con un cierto brazo, lo hace con ayuda de un micrómetro de carátula.

Este aparato puede medir un momento máximo de 27.65Nm (2765 kgcm); su sensibilidad y precisión no se mencionan en la referencia, se estima que la primera puede ser de 27 Ncm (2.7 kgcm y precisión del orden de ± 270 Ncm (27.0 kgcm).

EXPLORACIÓN DE SUELOS Enrique Santoyo Villa

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Celda de medición del momento

Transportador

Cable conductor

Transportador

Aparato indicador

Mecanismo de giro

Mecanismo de giro

Barras Cable

Ademe Ademe

Celda de medición del momento Fondo de perforación

Veleta y

Veleta

a) Celda de medición en la superficie

b) Celda de medición dentro de la perforación

Fig. 15.7.2 Tipos de veletas

Sensor interior

Funda

Fig. 15.7.3 Veleta ahusada con funda

203

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204

-

"sR.v riwa r+,zy+

L

a

11,

iñ

Fig. 15.7.4 Veleta japonesa rectangular con funda

1 Anillo de medición del momento 2 Micrómetro para medir el momento 3 Graduación en 5° 4 Indicador de la rotación 5 Ademe de 8" con para fijado al conjunto 6 Barra de operación A (torque) 7 Ademe para estabilizar la perforación "se usa sólo cuando sea necesario" 8 Barras de diámetro A que aplica el momento (torque) a la veleta, En tramos de 1.5 m 9 Ademe BX, que confina a las barras de operación A 10 Flecha de la veleta 11 Ademe BX. Contiene la punta y sello de agua 12 Tamaño de las veletas 13 Hoyo para engrasar 14 Sello "O ring" 15 Cámara de grasa 16 Grasera 17 Sello "O ring" 0

0123 Escala en pulgadas

1

2

Escala en pulgadas

Fig. 15.7.5 Veleta Sueca

Veleta MarsaL Como se mencionó antes, su elemento sensible era un cilindro instrumentado con deformímetros eléctricos confinados en una camisa hermética de casi 12 cm de diámetro exterior, lo cual la hacía poco práctica y sólo se podían realizar como máximo cinco pruebas en 10 horas de trabajo. Por ello se hizo necesario construir otra veleta más funcional y precisa, la cual se describe a continuación. Veleta Texcoco. Las partes que integran este dispositivo se ilustran en la Fig. 15.7.6; las piezas claves son las siguientes:

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205

a) Camisa o tubo de acero inoxidable de 53.5 mm de diámetro, en cuyo interior se fija la celda sensible, los rodamientos (baleros) de alineación y sellos que aíslan a la celda de la humedad y permiten que opere hasta 100 m de profundidad. Esta camisa se une a la barra de extensión pesada (y), cuya función es dar estabilidad durante el giro y montar el copie adaptador (z), que tiene el diámetro convencional EW de las barras de operación. b) Celda sensible de duraluminio, aleación 625 -T6, instrumentada con celdas eléctricas de deformación SR -4 (marca BLH tipo FAE125- 12513, cementadas con adhesivo EPY 150); el eje de las celdas forma

un ángulo de 45° con el de la pieza de duraluminio; este arreglo del circuito eléctrico les confiere sensibilidad sólo a los esfuerzos de torsión (Murray et al, 1960).

c) Flecha de acero inoxidable cuyo extremo superior cuadrado se aloja en la caja hembra de la celda sensible para trasmitir únicamente el momento de torsión a la veleta; es importante advertir que la flecha está separada axialmente de la celda para evitar que le trasmita la fuerza necesaria para el hincado de la veleta; así, esta fuerza la soportan los rodamientos axiales y la traspasan a la camisa. El extremo inferior de la flecha tiene un copie al que se enrosca la flecha o vástago de 60 cm de longitud (Fig. 15.7.6), en cuyo extremo están empotradas y soldadas las aspas de la veleta.

d), e)... y) Piezas diversas de montaje, centrado, rodamientos, sellos y separadores.

z) Copie adaptador que sirve para unir la camisa con las barras de operación, conectada a la celda y la veleta misma; es importante hacer notar que este copie tiene una perforación para permitir la salida lateral del cable que conduce las señales electrónicas de la celda sensible al aparato registrador, ubicado en la superficie, Fig. 15.7.2. Esta pieza (z) logra que la operación de este aparato sea eficiente, porque el cable sale a la superficie independiente de las barras de operación. Este cople, como se mencionó antes, une el aparato de medición a la columna de barras de perforación con las que se opera el dispositivo; para los suelos blandos las de diámetro EW es suficiente.

Aparato registrador. Es un medidor de micro -deformaciones (strain indicator) portátil, activado con baterías, de lectura directa estática, con salida analógica de O a 350 Vdc, para 120 y 350 S2 y balance a cero.

Mecanismo de giro. Es un sistema mecánico de engranes que se acciona con una manivela para generar el momento o par de torsión que hace manualmente girar a la veleta, ahora también se fabrican veletas con mecanismo de giro mecanizado.

Calibración de la celda sensible. Se realiza aplicando en incrementos el momento actuante, hasta alcanzar el máximo que soporta el aparato; se pueden seguir dos procedimientos: a) montarla en posición

vertical y mediante el sistema de poleas aplicar la secuencia de cargas y b) colocarla en posición horizontal para aplicar las cargas; ambos tipos se ilustran en la Fig. 15.7.7. Para la veleta Texcoco las calibraciones se hicieron con el segundo procedimiento y se obtuvo la relación: M = 0.179AL

.15.7.1

Donde: M= Momento aplicado al elemento sensible con máximo de 2.8 kNcm (280 kgcm), Fig. 15.7.8. AL = Diferencia de lecturas en el aparato indicador (unidades en micropulgadas /pulgada). Esta gráfica de la calibración permite decir que la sensibilidad de la celda es de 18 kNcm (1.8 kg.cm) y la precisión de ± 44.7 kNcm (4.47 kgcm); por ello, es seis veces más precisa que una veleta que mide el momento en la superficie con un sistema de anillo y micrómetro.

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206

Rodamiento Barra de perforación

Salida

E -W

Diagrama eléctrico

Nero

Baterías

Conectores erde

500 mm I-f

_

40.2

11- 1-

-11-6

53.5

Rodamiento ü /1111I11

. p56

IIIIIIII

i

44 Y

9[ 10

40

w

---68

1'1

410 mm 12

LOCALIZACIÓN DE LAS CELDAS ELÉCTRICAS DE DEFORMACIÓN

32

ILI

9)-12E21

Z

t_e1743

.p

8ri--44-4 g

13.3E 15h1

h 44

Copie Flecha

Veleta

13 r

rI 50 II

PIEZA a

b c

h,k,p,r,u,t II

n

e, g, y x

CAMISA. Tubo de acero inoxidable. CELDA. Pieza de duraluminoa 62ST6. FLECHA. Pieza de acero inoxidable. Piezas de acero inoxidable. d, f, i, j. Piezas de bronce Piezas de fieltro. Copie de acero al carbón, para unir flecha y el vaztago Tornillo con roldana. Baleros SKF No. 6002 -27, No. 53202 y No. 6008 -2z, respectivamente. Tubo de acero inoxidable,

56

22.4

PIEZA

DESCRIPCIÓN

12

o

q, s w V

z

0 -1, 0 -2, 0 -3, 0 -4

Celdas marca BLH

DESCRIPCIÓN Cable Beiden 8 424. Empaques de neopreno. Tuvo flexible PVC, medidas diam. est. 14 mm diem. int 9 mm. BARRA DE EXTENCIÓN. Tubo de acero al carbón. COPLE ADAPTADOR EW. Pieza de acero al carbón. O'Rings Parker seal No. 2 -32, 2 -15, 2 -29 y 2 -24 respectivamente Tipo FAE 125 -12513

Fig. 15.7.6 Veleta Texcoco para suelos blandos

EXPLORACIÓN DE SUELOS

207

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Fig. 15.7.7 Montajes para calibración del sensor de una veleta

15.7.3

Procedimiento de ejecución de las

pruebas

m15oo

°' L Q In

Normalización de las pruebas de veleta. Este no ha sido simple (ASTM, 1956 yASTM, 1966) dado

/

que existen modelos diversos de veletas; sin

o00

embargo, se considera que los resultados que se obtienen son semejantes.

E

Inicio de la prueba. El sondeo con veleta se inicia introduciendo la veleta dentro de una perforación estabilizada con lodo o con un ademe metálico,

ó ó

debe quedar suspendida sin tocar el fondo. A continuación, se fija el mecanismo de giro en la boca del ademe y se une firmemente con tensores a la máquina de perforación con la que se realiza el trabajo, se unen las terminales del cable al aparato indicador y se lee estando aun la veleta suspendida.

Descarga

-

/

500

/ / /

/

/ Carga

.

M= 0.179 AL I

O

0

1

1

I

I

I

I

I

I

100 200 Momento, kg /cm

I

I

M

300

Fig. 15.7.8 Calibración de la veleta Texcoco

Hincado de la veleta. Se hinca una longitud de por lo menos 4 veces la altura del cortador (40 cm para D = 10 cm) se toma la lectura del aparato indicador, que debe ser nula a menos que ocurran esfuerzos de torsión durante el hincado. Se deja reposar unos 5 a 10 min para que se disipe la presión de poro que se genera por el hincado. Mecanismo de falla. El giro de la veleta desarrolla una superficie cilíndrica de falla, Fig.15.7.9.

da

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208

Momento - torque aplicado

Superficie de falla

H Altura

Atv= (2D-4f)d+

?Lf

2

4

A = Área transversal de la veleta D = Diámetro f = Diámetro del vástago

Para

D= 10 cm, f=1.27 cm y d= 0.19 cm

A,,= 6.03 cm2 A,, = Área transversal del suelo = 78.54 cm2

RA = Relación de áreas = 7.6%

Fig. 15.7.9 Mecanismo de la falla con veleta

Resistencia pico. Se inicia el proceso de corte dando vueltas a la manivela del mecanismo de giro que

está provisto de un transportador que permite verificar la velocidad angular de la veleta, la cual usualmente es de 4 a 6 ° /min. Una vez iniciada la deformación, se anotan las lecturas del aparato indicador a cada 15 seg hasta lograr la falla del suelo, lo cual suele ocurrir en un lapso de 3 a 5 minutos. La falla define la resistencia de pico del suelo que se está ensayando, Fig. 15.7.10.

Resistencia residual. Una vez rebasado el pico se sigue girando a mayor velocidad angular por lo menos

180° adicionales en uno a dos minutos, después se reanuda con la misma velocidad inicial, para determinar la resistencia residual del suelo, Fig. 15.7.10.

Siguiente prueba. Terminada una prueba, se levanta la columna de barras y se toma la lectura del indicador con la veleta suspendida. Para continuar el sondeo, se penetra el ademe hasta quedar 60 cm arriba del sitio en que se hará la siguiente prueba, se lava el interior del ademe con agua a presión y se introduce la veleta de nuevo para continuar en la forma ya descrita. En caso de que se utilice lodo bentonítico, sólo se usa un tramo de ademe NX para emboquillar la perforación. Las veletas equipadas con funda simplemente se podrán hincar hasta la siguiente posición de ensaye.

EXPLORACIÓN DE SUELOS

209

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Duración de una prueba. Está condicionada, principalmente por el tiempo que toma definir la resistencia remanente, llega a ser de hasta 50 min (Marsal et al, 1962). Con el propósito de hacer en menor tiempo las pruebas y disminuir el efecto de consolidación, conviene que el procedimiento de ejecución sea el siguiente: 15 s después de la falla se produce una deformación de más de 200 grados durante un minuto y se reanuda la prueba con una

600 Sondeo No: 2 Profundidad: 1.50 m

Pic

Fecha: 13 -03 -1968 Velocidad: 4° /min Remoldeo: - --

'0E400

200 , (3385 °)

sV o

velocidad de 4 grados por minuto.

10

o

15.7.4 Resistencia al corte medida con veleta

15 20 25 Tiempo, en minutos

30

35

600 1

La información obtenida de una prueba podrá

emplearse en aquellos problemas en que la resistencia no drenada sea representativa del comportamiento de los suelos, la geometría de la falla se ilustra en la Fig. 15.7.9. Además, hay dos hipótesis posibles para el cálculo de las pruebas: a) condición isotrópica y b) condición anisotrópica. Se puede asumir que en las caras horizontales del cilindro se desarrolla una distribución de esfuerzos cortantes uniforme, triangular o parabólica, estas dos últimas con valor nulo en el eje de la veleta, Fig. 15.7.11.- Pero en todos los casos se considera que no ocurre falla progresiva en el suelo (Brand, 1967).

Sondeo No: 2 Profundidad: 5.40 m

u a)

Fecha: 14 -03 -1968 Velocidad: 4 ° /min Remoldeo: - --

c400

ri.11

w

(360 °)

200

Residual

ri'

O

o

10

(b) 15

I

condición de uniformidad. Entonces el momento actuante para inducir la falla es:

I

I

Sondeo No: 2 Profundidad: 17.00 m

0400

`°200

resistencia al corte del suelo (i) en el plano las aspas de la veleta como también en ambos extremos planos; la Fig. 15.7.11a ilustra esta

Fecha: 16 -03 -1968 Velocidad: 4 ° /min Remoldeo: - --

¡ (276 °) (c)

o0

5

10

15

20

25

30

Fig. 15.7.10 Forma de las gráficas obtenidas en pruebas de veletas 15.7.2

o

41rR3

15.7.3

Aceptando que la geometría más usual de la veleta es: D = 2R y H = 2D queda:

i

6M 77ZD3

= 0.273

35

Tiempo, en minutos

M = TrDHiR + 21 2rTirdr

M=7rDHiR+

35

30

600

a

horizontal sea igual a la del vertical, es decir, que es igual tanto en la superficie cilíndrica que cortan

25

Tiempo, en minutos

m

Condición isotrópica. Se basa en aceptar que la

20

D3

Donde: M= Momento actuante para generar el cilindro de falla. R, D y H = Radio, diámetro a alto del cortador de la veleta.

.15.7.4

Sociedad Mexicana de Ingeniería Geotécnica

210

91I5

El factor 0.273 se transforma en 0.283 para la distribución triangular, Fig. 15.7.1 lb, y 0.280 para la parabólica, Fig. 15.7.11c. Condición anisotrópica. Se basa en aceptar que la resistencia al corte del suelo (i) en el plano horizontal sea diferente a la del vertical, es decir, que en la superficie cilíndrica que cortan las aspas de la veleta se desarrolla una cierta resistencia y que en ambos extremos planos otra; entonces el momento actuante para inducirla falla es: 4tihR3

M = DHT ,R +

15.7.5

M = ItD3(i,, +

15.7.6 6

En la que: T v = Resistencia al corte en la superficie vertical del cilindro de corte. T I, = Resistencia al corte en el plano horizontal.

Esta expresión demuestra que la componente vertical de la resistencia al corte es más significativa que la horizontal; pero, admitiendo que la anisotropía fuera significativa Schnaid deduce la expresión:

M 2a 3 1+2abTrD

T,

1 5.7.7

2ab M h

.15.7.8

1 +2abmD3

En la que: b = ti vi i h (con a= 3 y b = 1 se tiene la condición isotrópica). a = Coeficiente que varía entre 3 y 8 (Schnaid, 2009).

b

411EIP

/ 6h

(ir a) Uniforme

b) Triangular

c) Parabólica

Fig. 15.7.11 Hipótesis de la distribución de esfuerzos durante el corte

EXPLORACIÓN DE,SUELOS XX Conferencia Nabor Carrillo

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211

Silvestri V. y M. Aubertin realizaron la interesante investigación "Anisotropy and in -Situ Vane Tests" (ASTM, 1988); ensayando un suelo sensitivo de Canadá recurriendo a mediciones con las siete veletas de la Fig. 15.7.12, concluyeron que: La evaluación de la Anisotropía es una tarea compleja por que influyen varios factores, los tres principales son: la falla es progresiva, el incremento de la presión de poro y la trayectoria de esfuerzos. Su resultado más interesante es que determinaron que la relación de las resistencias horizontal a vertical varía entre los siguientes valores:

1.14