sábado, 26 de febrero de 2011

Comportamiento en carga y descarga - Suelos.


Como se aprecia en la Fig. 10.5, solamente una parte de la deformación producida al aplicar la carga se recupera en la descarga subsiguiente, las deformaciones debidas al deslizamiento entre partículas o a la fracturación de éstas son en gran parte irreversibles. La recuperación en la descarga se debe a la energía elástica almacenada en las partículas al cargar el suelo. Sin embargo, existe realmente un cierto deslizamiento inverso entre partículas al descargar.

La Fig. 10.5 muestra también el comportamiento en descarga de una arena sometida a un ciclo de carga-descarga. Para presiones inferiores a la máxima del primer ciclo de carga, la arena tiene una rigidez mucho mayor al volver a cargar que en la primera carga, ya que gran parte del deslizamiento potencial entre partículas ya se ha producido en el primer ciclo. Al volver a cargar la arena con presiones superiores a la máxima del primer ciclo, la curva presión-deformación es esencialmente la misma, como si no hubiera habido una descarga previa.

En la Fig. 10.6 se aprecia el efecto de los ciclos de presiones entre dos límites fijos. Durante los primeros 10 a 50 ciclos, queda tina pequeña deformación remanente al final de cada ciclo. Por último, se obtiene un lazo estable de histéresis, con una pequeña o nula deformación permanente para un determinado ciclo de carga (Fig. lO.7a).

Los procesos que tienen lugar en una carga cíclica pueden explicarse partiendo de los resultados del estudio teórico de una agrupación de esferas elásticas (Miller, 1963). Es posible producir una deformación unidimensional de esta agrupación como se indica en la Fig. 10.7c. Las fuerzas normales en los contactos comprimen las esferas, pero se produce el deslizamiento de forma que el movimiento relativo resultante es vertical puro. Al descargar, las partículas recuperan su forma original, produciéndose el deslizamiento en sentido contrario. Durante cada 

Figura 10.5 Resultados de un ensayo edométrico en una arena calcárea, bien graduada de Libia.


Fig. 10.6. Curvas de esfuerzo deformación durante varios ciclos de carga en el ensayo edométrico. (Según Seaman y Col., 1963).

ciclo de carga es absorbida una pequeña cantidad de energía. El mismo proceso general debe ocurrir en los suelos reales. Para la mayoría de los problemas de ingeniería, los efectos de tiempo en la compresión de las arenas carecen de importancia práctica. La Fig. 10.8 muestra el comportamiento típico. Excepto el pequeño porcentaje final de la compresión, el resto se produce durante los primeros minutos. 

 
Fig. 10.7. Comportamiento bajo ciclos de compresión confinada. a) Lazo de histéresis en un ciclo de compresión. b) Trayectoria de esfuerzos. c) Aumento de la deformación vertical. Las partículas se deforman en los puntos de contacto y se mueven hacia abajo sin desplazamiento lateral de sus centros. La compatibilidad geométrica exige el deslizamiento y por tanto fuerzas de fricción en el sentido indicado en la figura. Para estas condiciones Pv > Ph. d) Disminución de la deformación vertical. En la descarga, la energía elástica almacenada en las partículas produce un movimiento hacia arriba de A respecto de B. Debe producirse un deslizamiento en sentido contrario para mantener la condición de nulo desplazamiento lateral. Por lo tanto Pv <Ph.

Sin embargo en compresiones bajo presiones suficientemente grandes para producir una fracturación significativa de las partículas, existe un desfase importante, como se aprecia en la curva típica compresión-tiempo de la Fig. 10.9. Para la mayoría de los suelos, esto sólo se produce con presiones muy grandes. Sin embargo, en suelos formados por partículas blandas o ligeramente cementadas, pueden darse efectos de tiempo importantes con las presiones habituales. 

Whitman (1963) ha estudiado la importancia de los efectos de tiempo en procesos de carga de muy corta duración. 


Figura 10.8  curva de consolidación de para un incremento de carga típica en arena.




Figura 10.9 Curva típica de consolidación en una prueba bajo elevadas presiones.

Comportamiento Esfuerzo – Deformación en la Compresión Confinada - Suelos.


La Fig. 10.3 muestra el comportamiento esfuerzo- deformación de una arena cuarzosa uniforme, de tamaño medio a grueso, en un proceso de compresión confinada. Inicialmente la arena estaba en un estado compacto. La deformación es la vertical, igual a la deformación volumétrica obtenida a partir de la altura original de la muestra. Como esfuerzo se toma la presión vertical. Los datos corresponden a los resultados de varias pruebas edométricas, con equipo convencional para la gama de presiones más bajas y mediante aparatos especiales para las presiones más elevadas. Adviértase que las curvas esfuerzo-deformación se han representado tomando las deformaciones positivas hacia abajo (compresiones). Esto suele ser habitual en mecánica de suelos, ya que las deformaciones de compresión se asocian con los asentamientos (es decir movimientos descendentes).

La Fig. 10.3c sugiere que el comportamiento esfuerzo- deformación de la arena puede considerarse en tres fases.



 Fig 10.3 Curvas Esfuerzo-deformación, en compresión confinada. Arena de Otawa, porosidad inicial = 0.375

1. Para presiones de hasta unos 140 kg/cm2, las curvas presión-deformación presentan concavidad hacia arriba. Así pues, la arena se vuelve cada vez más rígida al aumentar el nivel de presiones. Este comportamiento presión-deformación, denominado encaje, es muy característico de los sistemas de partículas. Las deformaciones se deben principalmente al efecto que aparece en la Fig. 10.2. Al aumentar las presiones entran en primer lugar en colapso las agrupaciones sueltas dentro del suelo, produciéndose agrupaciones más compactas. Cada uno de estos movimientos da lugar a una agrupación más cerrada, y por tanto más rígida, de las partículas. Por último se alcanza una fase en la que las agrupaciones de partículas se comprimen fuertemente, produciéndose roturas en los puntos de contacto y permitiendo así un cierto deslizamiento adicional.

2. A partir de 140 kg/cm2, la curva presión-deformación comienza a presentar una curvatura inversa, con concavidad hacia el eje de deformaciones. Esta cedencia (yielding) es el resultado de la fractura de las partículas de arena, lo que permite grandes movimientos relativos entre ellas. En esta fase de carga pueden oírse claros chasquidos del suelo. El examen microscópico y granulométrico, antes y después de la prueba, muestra que se produce una considerable degradación de las partículas.

3. La fracturación de las partículas permite agrupaciones más compactas de las nuevas partículas creadas. Como el número de partículas ha aumentado ahora, la fuerza media por contacto decrece realmente. De esta forma la arena se hace cada vez más rígida al aumentar las presiones.
Estos mismos procesos generales se producen en la compresión de todos los suelos granulares, aunque rara-
mente en fases tan diferenciadas. La Fig. 10.4 muestra los resultados obtenidos con varias arenas naturales típicas. El deslizamiento entre partículas puede producirse a cualquier nivel de esfuerzos. La fracturación de las partículas comienza realmente en pequeño grado con presiones muy bajas, pero se va haciendo cada vez mis importante al alcanzar una cierta presión crítica. Esta presión crítica es mínima cuando el tamaño de las partículas es grande, el suelo está en estado suelto, las partículas son angulosas, la resistencia de los granos minerales es baja y el suelo tiene una granulometría uniforme.

Figura 10.4 resultados de pruebas edo métricas con altas presiones en diversas arenas.

En la mayoría de los problemas de ingeniería los niveles de esfuerzos suelen ser suficientemente pequeños para que la fractura de las partículas carezca de importancia. En estos problemas, las curvas típicas presión-deformación para compresión confinada son del tipo que aparece en las Figs. 1O.3a y 10.3b. En general, la fracturación sólo es importante cuando las presiones superan los 35 kg/cm2. Presiones superiores a este valor se producen en presas de tierra muy altas y también en problemas que suponen el hundimiento de extensas zonas como resultado de la extracción de petróleo o agua de estratos profundos. En el caso de enrocamientos uniformes y de gran tamaño, la fracturación suele ser muy importante para presiones de sólo 10 kg/cm2’. L fracturación de las partículas ha sido estudiada por Roberts (1964), Hendron (1963), Marsal (1963) y Lee y Farhoomand l967).




Deformaciones Volumétricas en la Compresión Isótropa - Suelos.


Pueden producirse grandes deformaciones volumétricas durante la compresión isótropa como resultado del colapso de agrupaciones de partículas, tal como se representa en la Fig. 10.2.

Cada uno de estos colapsos produce la rodadura y el deslizamiento entre partículas y, como resultado, se originan fuerzas tangenciales en los puntos de contacto. Sin embargo, la resultante de estas fuerzas tangenciales es nula sobre una superficie trazada a través de muchos puntos de contacto. De esta forma el esfuerzo tangencial sobre un plano cualquiera es nulo, aunque existan grandes fuerzas tangenciales en determinados contactos individuales.

Las relaciones volumétricas esfuerzo-deformación de los suelos son muy semejantes, tanto en compresión isótropa como confinada. Es más fácil realizar una prueba edométrica que una de compresión isótropa. Además, la compresión confinada es un caso muy corriente en la naturaleza; se produce durante la formación de un suelo por sedimentación y cuando se aplican cargas verticales de gran extensión a los estratos de suelo. Por otro lado, la compresión isótropa pura raramente se produce en la naturaleza.

Por estas razones, la compresión isótropa no se considerará en detalle. Cualitativamente, la relación esfuerzo-deformación, para la compresión con confinamiento, se aplica también a la compresión isótropa. Cuantitativamente, las relaciones son algo diferentes. Para una cierta variación de σ1, la variación de la suma de los esfuerzos principales (σ1 + σ2  + σ3 ) es mayor en compresión isótropa. De aquí que un determinado cambio de σ1 dará lugar a una deformación volumétrica mayor en el caso de compresión isótropá.

Mecanismo de la Deformación – Suelos.


Las deformaciones experimentadas por un elemento de suelo son el resultado de las deformaciones internas y los movimientos relativos entre las numerosas partículas que componen dicho elemento. En cada uno de los contactos entre partículas las deformaciones locales pueden ser muy grandes, muy superiores a la deformación general definida anteriormente. Con objeto de entender el comportamiento general esfuerzo-deformáción del elemento, es necesario considerar lo que sucede realmente en el interior del mismo. Se comentó el mecanismo que contribuye a la deformación de un suelo. Fundamentalmente existen dos mecanismos en suelos granulares: la distorsión (y fractura) de las partículas, y el movimiento relativo entre partículas como resultado de deslizamiento o rodadura. Sin embargo estos mecanismos raramente son independientes uno de otro. Por ejemplo, la agrupación de partículas que aparece en la Fig. 10.2 sería estable bajo las fuerzas aplicadas si las partículas fueran rígidas y no pudieran deslizar unas respecto de otras. 
Como las partículas reales no son rígidas, la deformación de las mismas dará lugar a ligeros movimientos del sistema, produciendo el colapso de la agrupación, potencialmente inestable. Dado que el movimiento relativo entre partículas origina las grandes deformaciones que se suelen encontrar en los suelos, estos movimientos no serían en general posibles si no se produjera la distorsión de las partículas.
Se han propuesto varios modelos simplificados para explicar las interacciones entre partículas. La teoría correspondiente a dos esferas elásticas en contacto se ha utilizado para analizar y predecir las deformaciones que se producirían por la distorsión elástica de las partículas. Esta teoría ha sido descrita con detalle por Deresiewicz (1958). Scott (1963), Rowe (1962) y otros han desarrollado teorías que tienen en cuenta los movimientos de deslizamiento y rodadura en agrupaciones regulares de esferas rígidas, y que se han utilizado para estudiar la resistencia al corte de suelos granulares. Simultáneamente otras teorías también han considerado el deslizamiento en agrupaciones regulares de esferas deformables (ver Hendron, 1963, y Miller, 1963).

Los movimientos en el interior de la masa de un suelo real son demasiado complejos para poderlos estudiar con un modelo tan sencillo. En un instante cualquiera del proceso de deformación, pueden actuar diferentes mecanismos en diversas partes de un elemento de suelo. En cualquier punto del interior del elemento la importancia relativa de los diferentes mecanismos puede variar al progresar el proceso de deformación. De todos modos, los modelos sencillos citados constituyen una base muy útil para interpretar los resultados experimentales en suelos reales. Alguno de los resultados más importantes obtenidos a partir de estos modelos se comentaran en las secciones siguientes.

Fig. 10.1. Definición de la deformación en un sistema de partículas

Fig. 102. Colapso de una agrupación inestable de partículas.

Otra Pruebas (esfuerzo-deformación cargas dinámicas deformación plana )


Se han desarrollado numerosos aparatos para permitir pruebas especiales. Existen aparatos para estudiar el comportamiento esfuerzo-deformación bajo cargas dinámicas. Hay también aparatos que permiten estudiar el comportamiento esfuerzo- deformación en deformación plana (Bishop, 1966) y en corte simple (Roscoe, 1961).

Cualquier estado de carga que no suponga una rotación de las direcciones de los esfuerzos principales puede reproducirse en una cámara triaxial. En la Fig. 9.8 se dan ejemplos de condiciones de prueba típicas, junto con la nomenclatura utilizada. La prueba de carga se realiza reduciendo la presión en la cámara, aplicando carga al pistón con objeto de mantener el esfuerzo axial constante. Para realizar las pruebas de tracción o extensión es necesario tirar hacia arriba del pistón de carga. Es también posible realizar las pruebas de corte de forma que la suma σ 1 + σ2  = σh  + σv permanezca constante, es decir, la trayectoria de esfuerzos representada por D.


Figura 9.8 Trayectorias de esfuerzos en  pruebas triaxiales.

viernes, 25 de febrero de 2011

Prueba Edometrica o de Consolidación - Suelos.


En la prueba edometrica, se aplica presión a la muestra de suelo según el eje vertical, y se impide la deformación en sentido horizontal. Así pues, la deformación axial es exactamente igual a la deformación volumétrica. La Fig. 9.2 muestra las secciones transversales de los dos tipos de edómetros o consolidómetros más comunes. A esta prueba se le ha dado también los nombres de prueba de compresión unidimensiona4 prueba, de compresión confinada y prueba de consolidación. Este último nombre procede de que esta forma de prueba ya se utilizó ampliamente en el pasado para estudiar el fenómeno de consolidación (ver los capítulos 2 y 27).

En esta prueba la relación entre la presión lateral y la vertical es Ko. el coeficiente de presión lateral en reposo . La trayectoria de esfuerzos de esta prueba se muestra en la Fig. 9.1, habiéndose dado también previamente. En esta prueba también se producen esfuerzos y deformaciones tangenciales al igual que compresiones y cambios de volumen, pero como está impedida la falla por corte, la deformación principal se debe a compresión. Esta prueba goza de gran aceptación debido a que es relativamente sencilla de realizar y a que el estado de deformación se aproxima bastante al existente en los problemas reales.

La máxima dificultad experimental en la prueba edo- métrica es la fricción lateral: se desarrollan fuerzas tangenciales a lo largo de la superficie cilíndrica de la muestra al producirse las deformaciones verticales. Este efecto de fricción lateral perturba el estado unidimensional de deformación e impide que parte de la fuerza axial alcance la parte inferior de la muestra. Para reducir el efecto de esta fricción lateral la relación altura/diámetro de la muestra se hace lo más pequeña posible desde el punto de vista práctico, en general 1:3 a 1:4. El empleo del consolidé-, metro de anillo flotante (Fig. 9.2b) también sirve para reducir los efectos de la fricción lateral. Se han realizado numerosos ensayos para reducir esta fricción mediante lubricantes y membranas plásticas, habiéndose demostrado que estas técnicas tienen un cierto valor. La compresibilidad del aparato también puede ser una dificultad cuando se ensayan suelos relativamente incompresibles, siendo necesario entonces recurrir a dispositivos especiales (Whitman, Miller y Moore, 1964).

En la forma habitual de edómetro o consolidómetro, no se miden las presiones laterales producidas durante la prueba. La Fig. 9.3 muestra un edómetro especial que permite medir estas presiones laterales. Las bandas extensorné tricas “strain gages” montadas sobre el anillo metálico detectan cualquier deformación lateral del mismo, ajustándose la presión lateral para anular esta deformación. Mediante un dispositivo análogo es posible realizar una prueba de compresión unidimensional utilizando una forma triaxial de aparato; es decir, un anillo delgado colocado en torno a la membrana detecta la deformación lateral, modificándose la presión en la cámara para anular esta deformación. De esta forma se elimina el problema de la fricción lateral. 


 Fig. 9.2. Formas habituales de edómetros. a) De anillo rigido. b) De anillo flotante. (Según Lambe, 1951).



 Fig. 9.3. Edómetro especial que permite medir presiones laterales. (Según Hendron, 1963).

Pruebas de Laboratorio para Determinar las Propiedades Esfuerzo Deformación – Suelos.


Si el suelo fuera isótropo y linealmente elástico sería posible determinar las constantes elástica E (módulo de Young) y (coeficiente de Poisson) a partir de una sencilla prueba’, utilizando estas constantes para calcular la relación entre esfuerzos y deformaciones para otros tipos de pruebas. Sin embargo, este método tan sencillo no suele ser aplicable a los suelos. De aquí que se utilicen diferentes pruebas, cada una de las cuales es apropiada para estudiar el comportamiento esfuerzo-deformación bajo un tipo de carga específico. La Fig. 9.1 recoge cuatro de las pruebas más utilizadas para el estudio del comportamiento esfuerzo-deformación de! suelo. El dispositivo utilizado en las pruebas triaxiales permite también realizar pruebas de compresión isótropa; de hecho, la compresión isótropa es la primera fase de una prueba triaxial.

Se describen las características principales del equipo y modo operativo para realizar estas pruebas. Para obtener buenos resultados se precisa una cuidadosa técnica y la máxima atención a los detalles operativos. Lambe (1951) ha descrito con detalle el equipo y método a utilizar. Bishop y Henkel (1962), han hecho un minucioso estudio de la prueba triaxial. 

Figura 9.1  Tipos mas comunes de pruebas de esfuerzo-deformación.

Plasticidad - Suelos.


 
La plasticidad registrada para la arcilla en los diversos perfiles varía enormemente. Las arcillas glaciales, que contienen generalmente una proporción importante del mineral arcilloso ilita, tienden a poseer una plasticidad relativamente baja. Se han determinado valores del índice de plasticidad de 15 a 20 para las arcillas glaciales (por ejemplo, la arcilla marina de Noruega), sin embargo pueden presentar valores mucho más altos como se aprecia en los datos de la arcilla estratificada canadiense, en especial para las capas oscuras.
La arcilla de la ciudad de México, que contiene montmorilonita y cenizas volcánicas es una de las arcillas más plásticas que puede encontrar el ingeniero de suelos. Como puede verse en la Fig. 7.13, esta arcilla tiene valores del IP superiores a 400. Los suelos sudafricanos (Fig. 7.15) pueden tener elevados valores del IP y quedar por encima de la línea A en el gráfico de plasticidad. Esta característica es común a los suelos que presentan problemas de expansión, como es el caso de las arcillas sudafricanas.

La Prueba de Corte Directo - Suelos.


La forma más antigua de prueba de corte sobre un suelo es la de corte directo, utilizada primeramente por Coulomb en 1776. Los elementos esenciales del aparato de corte directo se muestran en el diagrama esquemático de la Fig. 9. El suelo se coloca en una caja que se rompe por su piano medio. Se aplica una fuerza de confinamiento y a continuación una fuerza tangencial que origina un desplazamiento relativo entre las dos partes de la caja. Se registra la magnitud de las fuerzas tangenciales en función del desplazamiento y generalmente también la variación de espesor de la muestra.

El aparato de corte puede ser circular o cuadrado en planta. En general la caja tiene 20 a 25 cm2. y aproximadamente 3 cm de altura. La carga normal se aplica mediante un gato hidráulico o por medio de sobrecargas. En la mayoría de los aparatos el esfuerzo normal varía de O a 10 kg/cm 2 . La fuerza tangencial se aplica bien mediante pesas (prueba de esfuerzo controlado) o mediante un motor de velocidad variable (prueba de deformación controlada). En suelos secos la duración de la prueba de corte directo es semejante a la de la prueba triaxial.

La Fig. 9.7 muestra la sección transversal de un aparato de corte directo típico. Las placas porosas que aparecen en la figura no son necesarias para pruebas realizadas con suelo seco, pero resultan indispensables en pruebas con suelos húmedos o saturado. Los métodos operativos para realizar ¡a prueba de corte directo han sido descritos por Lambe (1951).

Figura 9.7  Sección transversal de un aparato de corte directo

La Fig. 9.1 muestra la trayectoria de esfuerzos en una prueba de corte directo. En primer lugar existe un estado de carga Ko al aplicar la carga vertical. A continuación, la aplicación de la carga horizontal produce un incremento de q y también un aumento de p. La trayectoria de esfuerzos no se puede dibujar exactamente para una prueba de este tipo, ya que al conocer únicamente los esfuerzos sobre un plano horizontal no se conoce el estado de esfuerzos completo. Recientemente se ha descrito una ver. Sión mejorada de la prueba corte directo (Bjerrrum y Lambe (1966).

Prueba Triaxial – Suelos.


La figura 9.4  la idea básica de la prueba triaxial la prueba mas común y versátil para determinar las propiedades de esfuerzo deformación del suelo. Una Muestra cilíndrica de suelo se somete en primer lugar a una presión de confinamiento σ c en todas sus caras. A continuación se incrementa el esfuerzo axial Δ σ c hasta que se rompe la muestra. Como no existen esfuerzos tangenciales sobre las caras de la muestra cilíndrica, el esfuerzo axial σ c + Δ σ a  y la presión de confinamiento σ c son los esfuerzos principales mayor y menor, σ 1 y σ3, respectivamente. El incremento de esfuerzo axial, Δσ a = σ1-σ3 es el esfuerzo desviador.


La prueba triaxial constituye simplemente una versión especial .de la prueba de compresión cilíndrica utilizada para determinar las propiedades mecánicas de muchos materiales, como por ejemplo el concreto. En general no existe una presión de confinamiento durante una prueba realizada sobre concreto, aunque puede aplicarse ésta en algunas pruebas muy especiales. Sin embargo suele ser esencial una presión de confinamiento al realizar pruebas en suelos. El lector puede darse cuenta fácilmente de que una muestra de arena seca no se mantiene sin cierto confinamiento. En los capítulos siguientes veremos que la presión de confinamiento tiene una influencia importante sobre el comportamiento esfuerzo-deformación del suelo.

Tamaño de la muestra
La probeta de suelo suele tener unos 4 cm de diámetro y 8 a 10 cm de altura. También se encuentran frecuentemente muestras de unos 8 cm de diámetro y 15 a 20 cm de longitud. Para pruebas de suelos que contienen grava se emplean muestras mucho mayores.

Presión de confinamiento
La cámara de presión se compone generalmente de un cilindro de plástico transparente con tapas terminales metálicas. Disposiciones típicas se muestran en la Fig. 9.5. Para aplicar la presión de confinamiento se utiliza gas o un líquido a presión, aunque es preferible un líquido (generalmente agua desaireada). Para presiones superiores de 7 o 10 kg/cm2, deben colocarse en torno al cilindro de lucita bandas metálicas de refuerzo, o substituir el plástico por un cilindro de metal.

Fig. 9.2. Formas habituales de edómetros. a) De anillo rígido. b) De anillo flotante. (Según Lambe, 1951).

El suelo se introduce en una membrana flexible con tapas extremas. De esta forma el fluido de confinamiento no penetra en los poros del suelo.

Carga axial
En la forma más usual de la prueba triaxial (denominada prueba triaxial estándar o normal) el suelo se lleva a la falla aumentando el esfuerzo axial mientras que la presión de confinamiento lateral se mantiene constante.
De esta forma la trayectoria de esfuerzos en el proceso de carga. La fuerza axial se aplica al pistón de carga bien por medio de pesas (prueba de esfuerzo controlado) o por una prensa hidráulica o de accionamiento mecánico (prueba de deformación controlada). En pruebas con suelos secos la velocidad de carga viene limitada únicamente por el tiempo necesario para observar y registrar los datos.

En general transcurren de 5 a 30 minutos desde que se aplica por primera vez la carga axial hasta que se alcanza la resistencia máxima.

Control de la presión de poro o intersticial
Si una muestra de suelo seco se sella totalmente, y si el volumen del suelo varía durante el proceso de carga, existirá un cierto cambio en el volumen y la presión del aire que ocupa los poros del suelo. Generalmente se dispone un sistema de drenaje formado por una piedra porosa más un conducto al exterior de la cámara, de forma que el aire puede entrar o salir del suelo evitándose así el cambio de presión. El dispositivo de drenaje resultará de gran importancia en pruebas con suelos que contengan agua, como comentaremos en las partes IV y V.

El sistema de drenaje también se puede utilizar para realizar una forma especial de prueba triaxial: la prueba triaxial con vacío. Si el aire se extrae de los poros del suelo, se crea una presión de confinamiento por la diferencia entre la presión atmosférica que actúa sobre el exterior de  la muestra y la baja presión existente en los poros de la misma. Para esta forma de prueba no se necesita una cámara de presión pero, por supuesto, la presión de confinamiento no puede ser superior a 1 atm.

Fig. 9.3. Edómetro especial que permite medir presiones laterales. (Según Hendron, 1963).

Fig 9.4 Detalles principales de una cámara triaxial.


Fig.  9.5  Sección de una cámara triaxial típica.


Medida de los cambios de volumen
No es fácil realizar mediciones precisas de las variaciones de volumen en un suelo seco, tanto al aplicar la presión de confinamiento como el esfuerzo axial adicional. Si un suelo está saturado de agua, su variación de volumen durante la prueba triaxial puede determinarse midiendo el volumen de agua que escapa. o entra en la muestra. Afortunadamente, como veremos en la parte IV, el comportamiento esfuerzo-deformación de un suelo seco o saturado es similar, siempre que el fluido intersticial pueda circular libremente por los poros. Algunos de los resultados de pruebas presentados en los cap(tulos 9 a 12 se obtuvieron realmente con muestras saturadas.

Incluso en el caso de muestras saturadas es difícil realizar medidas muy precisas de las variaciones de volumen producidas en suelos de grano grueso. Esta es una de las razones por las que se suele utilizar la prueba edométrica para estudiar deformaciones volumétricas.

Formas de rotura o falla de las muestras
La Fig. 9.6 muestra algunas formas típicas de especímenes probados en la prueba triaxial. Distorsiones de este tipo dan lugar a ciertas dificultades en la interpretación de los resultados de prueba. La variación en la sección transversal de la muestra suele ser tan grande que no puede tenerse en cuenta para el cálculo del esfuerzo axial a partir de la fuerza axial medida. La distorsión respecto a la forma cilíndrica se debe principalmente a las restricciones impuestas por las placas de extremo y hace difícil determinar la variación de área, introduciendo además errores e inseguridad respecto a los datos esfuerzo-deformación medidos Se han propuesto varios métodos que permiten el desplazamiento lateral libre entre el suelo y las placas de extremo, reduciendo al máximo las distorsiones (Rowe y Barden, 1964).

Fig 9.6  Formas Típicas de probetas rotas en una prueba triaxial con bases rígidas.

lunes, 14 de febrero de 2011

Variabilidad del Terreno.


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Los perfiles del terreno ofrecen muchos ejemplos de variabilidad, tanto en pequeñas como en grandes distancias En la arcilla de Manglerud y en la del estuario del Támesis, pueden apreciarse estratos bien diferenciados de muchos metros de espesor. En las arcillas sedimentarias suele existir una gran variación en las propiedades del suelo en distancias de centímetros. Estas variaciones en pequeñas distancias se aprecian claramente en la arcilla finamente estratificada canadiense (Fig. 7.12). La Fig. 7.12 muestra las grandes diferencias de humedad y plasticidad entre las capas oscuras (“arcilla”) y las claras (“limo”).

Sensibilidad - Suelo.


El tiempo y las variaciones de presión y condiciones ambientales desde el instante de la formación  pueden dar  lugar a que un suelo tenga una mayor resistencia en estado inalterado que en estado remoldeado (una vez que el suelo se ha amasado, como para la prueba del límite líquido. El término sensibilidad (so susceptibilidad) se emplea para describir esta diferencia de resistencia, la cual viene determinada por la relación entre las resistencias correspondientes al estado inalterado y al remoldeado. La sensibilidad está relacionada con el índice de liquidez, ya que la máxima perdida de resistencia debería producirse en un suelo floculado cuyo contenido de agua fuera muy grande respecto a su límite líquido determinado con suelo remoldeado. Como se ha afirmado en la sección anterior, los suelos sedimentarios depositados en un medio marino y lavados después de la sedimentación vienen a presentar una elevada sensibilidad. Cualquier suelo con una sensibilidad igual o superior a 8 se denomina “sensible”. La arcilla de Manglerud (Fig. 7.7) constituye un caso límite de arcilla muy sensible, con una sensibilidad superior a 500. La arcilla del estuario del Támesis también es sensible.

Historia de Presiones o Esfuerzos - Suelos.


 
En un suelo sedimentario normalmente consolidado la relación de vacíos y la humedad disminuyen con la profundidad, mientras que la resistencia al corte aumenta como consecuencia. Esta característica se aprecia en varios de los perfiles recogidos, por ejemplo, en la arcilla marina noruega (Fig. 7.7), la arcilla del estuario del Támesis (Fig. 7.10) o la archa canadiense (Fig. 7.11). La arcilla de Londres está sobreconsolidada ya que estuvo sometida a una carga de tierra superior a la existente actualmente, arrastrando después la erosión parte de estas tierras. Como era de esperar, la arcilla de Londres sobreconsolidada no muestra una reducción apreciable de la humedad o un aumento de la resistencia con la profundidad.

En la parte superior de la mayoría de los perfiles del terreno aparecen costras debidas a la desecación y meteorización. La desecación crea presiones de poro negativas que aumentan las presiones entre las partículas de suelo y sobreconsolidan la arcilla. La desecación también favorece la alteración química, lo que provoca en el suelo una sobreconsolidación aparente.

En la arcilla de la ciudad de México y en la de Londres la presión intersticial del terreno es inferior a la presión estática. Es dudoso sin embargo que se puedan utilizar los términos “sobreconsolidado” y “normalmente consolidado” en el caso de los suelos residuales.

Perfiles o Cortes Estratigraficos del Terreno.



Las fig. 7.7  a  7.17  presentan una serie de perfiles del terreno y la tabla 7.5 de amplia información sobre la historia geológica de los mismos. La finalidad de la presentación de estos perfiles es:

1. Indicar cómo la historia geológica influye sobre las características del terreno.
2. Dar valores típicos de las propiedades del suelo.
3. Mostrar claramente la gran variabilidad del comportamiento del suelo con la profundidad.
4. Ilustrar la forma de presentación de datos referentes al terreno.

Para la elección de estos perfiles se siguieron tres criterios: en primer lugar, se escogieron ejemplos con diferentes historias geológicas; en segundo lugar, la mayoría de los perfiles corresponden a casos de los que existen abundantes referencias, con numerosos detalles sobre las características del terreno y sobre los problemas correspondientes a tales perfiles; y por último, gran parte de los perfiles seleccionados corresponden a obras de ingeniería interesantes o de gran importancia.

Algunas de las características del terreno que aparecen en los perfiles ya se han comentado en este libro. Entre ellas están la humedad, el peso específico, la relación de vacíos, la porosidad, los límites de Atterberg y el tamaño de las partículas. Otras características, en especial las referentes a la resistencia y compresibilidad, se estudiarán mas adelante, volviendo entonces a hacer referencia a estos perfiles.

Los perfiles aclaran muchos conceptos presentados anteriormente en este libro; algunos de ellos se comentan a continuación:




Estudio del Terreno - Métodos.


En la tabla 7.3 se enumeran algunos de los métodos de estudio del terreno1 más generalmente utilizados. El programa de estudio de terreno adecuado de una obra determinada depende del tipo de obra, de la importancia de la misma y de la naturaleza del terreno in situ. Por ejemplo, una presa importante requerirá generalmente una investigación más completa del terreno que una carretera. Igualmente puede citarse el caso de las arcillas blandas que requieren una investigación más detallada que las gravas.

Tabla 7.3 Método de estudio del terreno 


Los primeros cuatro métodos de estudio del terreno citados en la tabla 7.3 cubren generalmente un área muy amplia y sirven para que el ingeniero tenga una visión general de toda la zona. Los métodos geofísicos hacen posible detectar estratos del terreno bien diferenciados. Estos métodos permiten explorar un volumen relativamente grande de terreno en un período limitado de tiempo.

La toma de muestras (muestreo) bien en pozos, calicatas o sondeos, junto con las pruebas de laboratorio se utilizan ampliamente en el estudio de suelos, en especial para estructuras importantes y con terrenos relativamente uniformes. El investigador puede obtener muestras inalteradas de elevada calidad en pozo a cielo abierto, pero evidentemente por este método sólo se puede llegar a escasas profundidades. Las zanjas o pozos pueden excavarse a mano ó mecánicamente mediante una pala excavadora o buildozer. Los sondeos pueden realizarse con sondas o barrenas, con o sin entubación, o ademado.

Existen dificultades para obtener muestras inalteradas de calidad, especialmente cuando se trata de profundidades importantes. La operación de toma y transporte de muestras, así como la preparación de los especímenes para las pruebas dan lugar a que el suelo quede sometido a esfuerzos muy diferentes de los existentes in situ. Esta variación inevitable del sistema de esfuerzos modifica el comportamiento del suelos Además, la extracción, transporte y preparación de las muestras las somete generalmente a deformaciones que alteran la estructura del suelo. Por estas razones es muy difícil la determinación de las propiedades in situ a partir de pruebas de laboratorio. En capítulos posteriores de este libro se comentarán los métodos de prueba en el laboratorio, citando algunos de los efectos más importantes de la perturbación de las muestras.

Las pruebas de campo adquieren una gran importancia en los suelos muy susceptibles a la perturbación y cuando las condiciones del terreno varian en sentido horizontal o vertical. El método de prueba in situ más ampliamente utilizado es el de penetración. La Fig. 7.3 muestra algunos de los penetrómetros utilizados para el estudio del terreno. Estos penetrómetros se hincan o se hacen penetrar a presión en el terreno, midiendo la resistencia a la penetración. La prueba más ampliamente utilizada es la “penetración estándar” (o normal) que consiste en la hinca del toma muestras que aparece en la Fig. 7.4, dejando caer una maza de 140 libras (63,5 kg) desde una altura de 30 pulgadas (76 cm). La resistencia a la penetración se expresa por el número de golpes necesarios para hincar el toma muestras 1 pie. (30 cm.).

La tabla 7.4 presenta una correlación entre la resistencia a la penetración estándar y la compacidad relativa de Ja arena o la resistencia a compresión simple de la arcilla. La prueba de penetración estándar constituye un método muy valioso para la exploración del terreno. Sin embargo, solamente debe utilizarse a título indicativo ya que existen muchas razones por las cuales los resultados son sólo aproximados.

La Fig. 7.5 muestra los resultados de las pruebas de penetración realizadas en laboratorio, en un depósito de gran diámetro. Estas pruebas muestran que la resistencia a la penetración depende de diversos factores distintos de la compacidad relativa. Como puede verse, la resistencia a la penetración es función de la presión de confinamiento y del tipo de arena. Además, los valores indican una amplia dispersión de los resultados. La influencia del tipo de arena sobre la resistencia a la presión es especialmente importante con capacidades bajas que son las de mayor interés. Otro factor que puede tener una notable influencia sobre la resistencia a la penetración de una arena es la presión de pozo o intersticial existente en el instante de realizar las medidas. Si el nivel de agua en el sondeo se hace descender antes de realizar la prueba de penetración, se obtendrá una resistencia más baja.
 
Tabla 7.4 Prueba de Penetración estándar.


La experiencia ha demostrado que la determinación de la resistencia al corte de una arcilla a partir de la prueba de penetración puede ser muy inexacta.

La prueba de penetración estándar debe utilizarse sólo como indicación o junto con otros métodos de exploración.

En ciertos países, como Holanda, las condiciones del terreno son tales que la prueba de penetración ha resultado valiosa. También se han utilizado ampliamente métodos más sofisticados [corno el penetrómetro con vástago de fricción (Begemann, 1953)].

La prueba de veleta o molinete (vane test) ha resultado también muy útil para determinar la resistencia al corte de arcillas blandas y limos. La Fig. 7.6 muestra veletas de diversos tamaños y formas utilizadas para pruebas in situ. Se hace penetrar la veleta en el terreno y a continuación se mide el par o momento torsor necesario para hacerla girar. La resistencia al corte se determina a partir del momento torsor necesario para romper el terreno a lo largo de los bordes verticales y horizontales de la veleta.

En posteriores capítulos de este libro se demostrará que una exploración adecuada del terreno debe comprender la determinación de la presión intersticial a diversas profundidades. Los métodos para la determinación de la presión intersticial se comentan en la parte IV. En esa misma parte se indica también cómo la permeabilidad del terreno puede estimarse a partir de pruebas de bombeo.

En obras importantes pueden ser también convenientes diversas pruebas de carga y de compactación en el campo. En estas pruebas, se somete una pequeña extensión del terreno a cargar por la estructura a un estado de esfuerzos in situ aproximados a los que tendrá posteriormente. El ingeniero extrapola los resultados de estas pruebas de campo para predecir el comportamiento de la estructura real. 




Figura 7.3 Penetrómetros





Figura 7.4 Penetrómetro estándar.




Figura 7.5  Resultados de pruebas de penetración estándar  a) Arena gruesa  b) arena fina.




Figura 7.6 Veletas o Molinetes a) Sonda Veleta b) Veletas estudiadas por Aas.  

domingo, 13 de febrero de 2011

Alteraciones de los Suelos Después de su Formación.


El ingeniero civil que trabaja en suelos debe proyectar su estructura no sólo para las propiedades del suelo existentes al comienzo de la obra sino también para toda la vida de proyecto de la estructura. Necesita, por tanto, conocer las propiedades del terreno al comienzo de la obra y la forma en que estas propiedades variarán a lo largo del tiempo. Tanto el tamaño y la forma de un depósito determinado como las propiedades mecánicas del suelo que lo componen pueden variar de manera muy significativa. Muchas de estas variaciones se producen independientemente de la actividad humana, mientras que otras se deben a la propia obra.

Los importantes cambios de comportamiento que pueden producirse durante el período de utilización de un suelo hacen la ingeniería de suelos al mismo tiempo difícil e interesante. El ingeniero pronto aprende que el suelo no es inerte, sino bastante activo y muy sensible a las condiciones de su entorno. La tabla 7.2 enumera los factores que tienen mayor influencia sobre el comportamiento de un suelo.

Presiones
En general un aumento de la presión sobre un elemento de suelo produce un incremento de la resistencia al esfuerzo cortante, una disminución de la compresibilidad y una reducción de la permeabilidad; los efectos contrarios se producen si las presiones disminuyen. Los cambios originados por una reducción de presiones suelen ser menores que los producidos por un incremento de presiones de igual magnitud

Durante la formación de un suelo sedimentario la presión total a una cota determinada continúa aumentando al ir creciendo la altura de suelo sobre el punto considerado. Así pues, las propiedades de un suelo sedimentario a una determinada profundidad están cambiando continuamente al formarse el depositó. La eliminación de las tierras superiores, por ejemplo por erosión, da lugar a una reducción de las presiones. Un elemento de suelo que esta en equilibrio bajo la máxima presión que ha experimentado en toda su historia se denomina normalmente consolidado, mientras que un suelo en equilibrio bajo una presión inferior a la que se consolido se denomina sobreconsolidado.

Existen procesos constructivos que dan lugar a un aumento de las presiones de confinamiento del suelo mientras que otras producen una reducción de presiones. Por ejemplo, el terraplén representado en la Fig. 1.6 causó un gran incremento de las presiones verticales del terreno en su base. Cuando se alcanzó el equilibrio bajo la carga de este terraplén, el terreno de base tenía una resistencia mucho mayor. Por otro lado, la excavación realizada para el Canal de Panamá produjo una descarga considerable del terreno en la zona del Canal y en las proximidades del mismo. Esta descaiga dio lugar a una disminución de la resistencia de las lutitas inmediatas al Canal, contribuyendo a los deslizamientos que se produjeron a lo largo del mismo.

Tiempo
El tiempo es una variable que interviene en los demás factores que contribuyen a las variaciones de comportamiento del suelo (en especial las presiones, la humedad y las condiciones del medio).
Para apreciar los efectos completos de una variación de presiones, el agua debe ser expulsada o absorbida por el elemento del suelo. Debido a la permeabilidad relativamente baja de los suelos de grano fino, se requiere un cierto tiempo para que esta agua escape o penetre en tales suelos. El tiempo es un factor evidente en las reacciones químicas, como las que se producen en los procesos de meteorización.

Agua
Como se comentó en el capítulo 2, el agua puede tener dos efectos perjudiciales sobre el suelo. En primer lugar, la mera presencia de agua hace disminuir las fuerzas de atracción entre las partículas arcillosas. En segundo lugar, el agua intersticial puede soportar los esfuerzos aplicados, modificando así el comportamiento del suelo. Una muestra de archa que puede tener una resistencia próxima a la del concreto pobre cuando se deseca, puede transformarse en fango al sumergirla en agua. Así pues, el aumento de humedad de un suelo reduce por lo general, la resistencia del mismo.

Tanto la naturaleza como la actividad humana pueden alterar las condiciones del agua intersticial. En muchas partes del mundo existe una variación muy marcada en las condiciones de humedad a lo largo del año. En la estación seca y cálida existe escasez de lluvia y el nivel freático desciende; en la estación húmeda, hay abundancia de agua superficial y se produce una elevación general del nivel freático. Estas variaciones estacionales en las condiciones de humedad producen un cambio apreciable en las propiedades del suelo a lo largo del año.

Existen muchos procesos constructivos que modifican las condiciones del agua freática. Por ejemplo, la presa representada en la Fig. 1.8 dio lugar a un embalse, que indujo en el terreno un fuerte aumento de la presión intersticial. No sólo el terreno de cimentación de la presa sufrió un incremento de presión intersticial sino que muchos suelos secos, que nunca habían estado inundados, quedaron sumergidos por el agua del embalse. La construcción de los dos edificios que aparecen en las Figs. 1.4 y 1.5 hizo necesario abatir el nivel freático. Esta operación produjo una variación en las propiedades del terreno.

Entorno o medio ambiental
Existen varias características del entorno de un suelo que pueden tener influencia sobre su comportamiento. Consideraremos aquí la naturaleza del fluido intersticial y la temperatura. Una arcilla sedimentaria o compactada puede haberse formado con un fluido intersticial de una cierta composición y a una cierta temperatura, pero ambos factores pueden variar a lo largo de la vida del depósito. Un ejemplo es la arcilla marina depositada en agua con un elevado contenido de sales: 35 gr de sal por litro de agua en unas condiciones marinas típicas. Las arcillas marinas han sufrido frecuentemente levantamientos tectónicos por lo cual se encuentran por encima del nivel del mar, y el agua que se filtra a través de las mismas tiene un contenido en sales muy inferior al del agua del mar.

Así, a lo largo de la historia de un sedimento arcilloso puede producirse un arrastre o lavado gradual de la sal que ocupa los poros, de forma que al cabo de muchos miles de años de lavado o lixiviación, el fluido intersticial puede ser muy diferente del que existía en el instante de la formación del sedimento. Como se comentó en el capítulo 5, la disminución del contenido de electrólitos del agua en tomo a las partículas de suelo puede reducir la fuerza neta de atracción entre las mismas. En otras palabras, el arrastre de la sal de los poros puede dar lugar a una reducción de la resistencia al corte.

El ejemplo más espectacular de la reducción de resistencia al corte producido por la lixiviación corresponde a las “arcillas de elevada susceptibilidad” o “arcillas sensibles” (quick clays). Estas arcillas marinas se depositaron en un estado muy floculado A pesar de la elevada humedad, estas arcillas han desarrollado una resistencia relativamente grande debido a los enlaces formados en los contactos borde-cara. Al cabo de los años la mayoría de los electrólitos existentes en el fluido intersticial han sido arrastrados por lavado. En estas nuevas condiciones, la arcilla tendería a estar en un estado disperso  y, para la misma humedad, su resistencia sería muy pequeña. Sin embargo, este cambio no se aprecia totalmente hasta que la arcilla no sufre una perturbación suficiente para romper los enlaces formados durante largos años bajo las presiones de confinamiento. Con la perturbación, la arcilla pierde toda su resistencia y se transforma en una masa pastosa suelo-agua de resistencia al corte nula. Estas arcillas sensibles han dado lugar a numerosos problemas en los países escandinavos y en Canadá donde están muy extendidas. El deslizamiento que aparece en la se produjo en una arcilla de este tipo. 

La variación de temperatura desde el instante de la formación del depósito hasta un cierto momento posterior puede dar lugar a una variación en el comportamiento del suelo. Así pues, una archa depositada en un lago glacial va aumentando gradualmente de temperatura a lo largo de su vida. Además, un suelo situado a gran profundidad en el terreno, cuando se extrae y se lleva al laboratorio para realizar pruebas, puede sufrir variación de propiedades debido a la diferencia de temperatura entre el terreno y el laboratorio. La reducción de temperatura en un suelo cohesivo suele causar un hinchamiento del suelo y que parte del aire ocluido en el fluido intersticial pase al estado gaseoso.

De todo lo expuesto, el ingeniero puede deducir que es necesario considerar cómo pueden variar las propiedades del suelo a lo largo de la vida de la estructura, y no esperar hacer un proyecto adecuado únicamente a partir de las propiedades del terreno existentes antes de la construcción. Puede enfrentarse con un fallo desastroso si proyecta una presa de tierra contando con la resistencia que tiene el terreno antes de la construcción de la misma. En otros capítulos de este libro se comentarán los principios necesarios para seleccionar, los valores adecuados de resistencia, permeabilidad y compresibilidad a emplear en un problema determinado.


Tabla  7.2  Factores que influyen sobre el comportamiento del suelo.

Depósitos Artificiales - Suelos.


En las dos secciones anteriores se ha comentado la formación de depósitos de suelo por la naturaleza. Un depósito realizado por el hombre se denomina terraplén o relleno. Un terraplén constituye realmente un depósito “sedimentario” en el que el hombre realiza todos los procesos de formación. El suelo se extrae por excavación o voladura de un cierto yacimiento (zona de préstamo), se transporta mediante un vehículo que puede ser un camión, trailla, vagoneta o buildozer, o por medio de barcazas o tuberías y se deposita por vertido directo. El material puede dejarse tal como cae, como es el caso del pie de bloques de la presa de tierra de la Fig. 1.8, o el relleno hidráulico de la estructura de la Fig. 1.9, o puede tratarse mecánicamente para aumentar su compaci dad (compactación) como en el núcleo de la presa de la Fig. 1.8 o la explanada de carretera de la Fig. 1.11. Los principios de la compactación y las propiedades de los suelos compactados se tratan en el capítulo 34.

Suelos Residuales.


Los suelos residuales se originan cuando los productos de la meteorización de las rocas no son transportados corno sedimentos sino que se acumulan in situ. Si la velocidad de descomposición de la roca supera a la de arrastre de los productos de descomposición, se produce una acumulación de suelo residual. Entre los factores que influyen sobre la velocidad de alteración en la naturaleza de los productos de mete ionización están el clima (temperatura y lluvia), el tiempo, la naturaleza de la roca original, la vegetación, el drenaje y la actividad bacteriana.

El perfil de un suelo residual puede dividirse en tres zonas: a) la zona superior en la que existe un elevado grado de meteorización pero también cierto arrastre de materiales; b) la zona intermedia en cuya parte superior existe una cierta meteorización, pero también cierta graduación hacia la parte inferior de la misma; y c) la zona parcialmente meteorizada que sirve de transición del suelo residual a la roca original no alterada.

La temperatura y otros factores han favorecido el desarrollo de espesores importantes de suelos residuales en muchas partes del mundo, en especial en el Sur de Asia, África, Sureste d América del Norte, América Central, las islas del Caribe y América del Sur. Como podemos deducir de esta distribución, los suelos residuales tienden a ser más abundantes en zonas húmedas, templadas, favorables al ataque químico de las rocas y con suficiente vegetación para evitar que los productos de meteorización sean fácilmente arrastrados y formen sedimentos. Aunque los suelos residuales están ampliamente extendidos por todo el mundo, han sido poco estudiados por los expertos en mecánica de suelos, debido a que suelen encontrarse en zonas de economía subdesarrollada, en contraste con los suelos sedimentarios que existen en los centros más importantes de población e industria.

Sowers (1963) ha dado los siguientes espesores típicos de suelos residuales:

S.E. de los Estados Unidos 6 a 23 m
Angola 8 m
Sur de la India 8 a 15m
África del Sur 9 a 18 m
África Occidental 10 a 20 m
Brasil 10a25m

Suelos Sedimentarios: Formación, Transporte, Déposito.


La formación de los suelos sedimentarios puede explicarse más adecuadamente considerando la formación, el transporte y el depósito de los sedimentos.

Formación de sedimentos
El modo principal de la formación de sedimentos le constituye la meteorización física y química de las rocas en la superficie terrestre. En general las partículas de limo, arena y grava se forman por meteorización física de las rocas, mientras que las partículas arcillosas proceden de la alteración química de los mismos. La formación de partículas arcillosas a partir de las rocas puede producirse, bien por combinación de elementos en disolución o por la descomposición química de otros minerales.

Transporte de los sedimentos
Los sedimentos pueden ser transportados por cualquiera de los cinco agentes siguientes: agua, aire, hielo, gravedad y organismos vivos .El transporte afecta a los sedimentos de dos formas principales: a) modifica el tamaño, la forma y la textura de las partículas por abrasión, desgaste, impacto, y disolución b) produce una clasificación o graduación de las partículas. La tabla 7.1 resume alguno de los efectos de los cinco agentes citados sobre los sedimentos.

Depósito de los sedimentos
Después que las partículas se han formado y han sido transportadas se depositan para formar un suelo sedimentario Las tres causas principales de este depósito en el agua son la reducción de velocidad, la disminución de la solubilidad y el aumento de electrólitos, Cuando una corriente desemboca en un lago, océano, o un gran volumen de agua, pierde la mayor parte de su velocidad. Disminuye así la fuerza de la corriente y se produce una sedimentación. Cualquier cambio en la temperatura del agua o en su naturaleza química puede provocar una reducción en la solubilidad de la corriente, reduciéndose la precipitación de algunos de los elementos disueltos. La Fig. 7.2 muestra la estructura que puede presentar un suelo sedimentario formado en agua salada, comparándola con la de otro depósito en agua dulce. Como ya se señaló en la Fig. 5.14 el suelo depositado en agua salada floculara, mas rápidamente, presentado así una mayor humedad  y relación de vacíos.  


 
Tabla 7.1  Influencia de la forma de transporte sobre las características de los sedimentos.





Figura  7.2   Estructura de un Suelo natural a) Deposito inalterado de agua salada b) Deposito intacto de agua dulce c) Suelo remoldeado.

Estructura del Suelo.


El termino estructura del suelo hace referencia a la orientación y distribución de las partículas en una masa de suelo (también denominada “fabrica” y ”arquitectura”) y a la fuerzas entre partículas de suelo adyacentes. Aquí no limitaremos principalmente a las partículas pequeñas, de forma plana, y a la orientación de las partículas individuales. Los conjuntos de partículas más grandes se considerarán en capítulos posteriores. Como fuerzas correspondientes a Ja estructura del suelo se considerarán principalmente las generadas entre las propias partículas, de naturaleza electroquímica.

Los dos casos límites en la estructura de un suelo, son las estructura floculada y la estructura dispersa, como se presentan en la Fig. 7.1. En la estructura floculada las partículas de suelo presentan contactos borde-cara, atrayéndose mutuamente. Una estructura dispersa, por otro lado, posee partículas en disposición paralela que tienden a repelerse mutuamente. Entre ambos casos cabe un número infinito de estados intermedios. Con los actuales conocimientos y métodos de medida de la orientación y fuerzas entre las partículas, está poco justificado intentar definir estructuras de tipo intermedio. Así pues, los términos floculada y dispersa se utilizan en sentido general para describir suelos que poseen estructuras próximas a las de la Fig. 7.1.

Una determinada estructura de suelo puede modificarse notablemente provocando desplazamientos entre las partículas. En general, los desplazamientos tienden a romper los enlaces entre partículas y a disponerlas en una estructura paralela. Si se sometiera la estructura floculada de la Fig. 7. la a un desplazamiento tangencial horizontal, las partículas tenderían a alinearse en la forma de la estructura dispersa de la derecha de la figura. Una compresión tiende a que las partículas adyacentes se desplacen hacia una disposición paralela, dando lugar probablemente a pequeñas zonas de partículas con orientación aproximadamente paralela, pero con orientaciones diferentes de unas a otras zonas. El tratamiento mecánico de un elemento de suelo hasta que se haga homogéneo (lo que se denomina “remolde o”) tiende a alinear las partículas adyacentes y a romper los enlaces entre partículas.

El comportamiento mecánico de un elemento de un elemento de suelo dependerá en gran parte de la estructura que posea. En general, Un elemento de Suelo floculado tiene mayor resistencia, una menor compresibilidad y una mayor permeabilidad que el mismo suelo con la misma relación de vacíos pero en estado disperso. La mayor resistencia y menor compresibilidad en estado floculado se debe a la atracción entre partículas y a la mayor dificultad para desplazarlas cuando se encuentran en disposición desordenada. 

La mayor permeabilidad del suelo floculado se debe a la existencia de canales más grandes para el paso del agua. Mientras que un elemento floculado y otro disperso con la misma relación de vacíos tienen aproximadamente la misma sección libre para el paso del agua, en el suelo floculado los canales de flujo son menores en número pero de mayor diámetro. Así pues, existe una menor resistencia al paso del agua a través de un suelo floculado que a través de un suelo disperso. 

Figura 7.1 Tipos de estructura de un Suelo a) Floculada   b) Dispersa.

miércoles, 2 de febrero de 2011

Formación del Suelo.


Según el proceso de formación, un suelo puede ser sedimentan!o, residual, o colocado por el hombre (relleno artificial). En un suelo sedimentario las partículas se formaron en un determinado lugar, fueron transportadas y se depositaron fmalmente en otro emplazamiento. Un suelo residual se ha formado por la meteorización de la roca in situ, con escaso o nulo desplazamiento de las partículas. El hombre puede construir rellenos o terraplenes de suelo. Estos tres tipos de depósitos se comentan sucesivamente en este capí tulo. Se presta atención en primer lugar al concepto de “estructura”, que servirá para la descripción de los diversos tipos de suelos.

Transmisión de Fuerzas a Traces de un Suelo.


La Fig. 5.16 muestra dos placas paralelas sobre las que se aplica una fuerza normal de 4.13 kg. Las placas son cuadradas, de 2 cm de lado, y por tanto con un área de 4 cm2. La presión normal entre ambas placas es la fuerza total de 4.13 kg dividida por el área de 4 cm2, valiendo por tanto 1.033 kg/cm2.

Imaginemos que a continuación se recubre cada placa con una capa de montmorilonita sódica húmeda, con las partículas orientadas paralelamente a las placas. Para un sistema de partículas paralelas de montmorilonita sódica Bolt (1956) obtuvo experimentalmente la curva que aparece en la Fig. 5.16, que relaciona la separación con la presión normal. Como las partículas paralelas de arcilla cubren prácticamente toda la superficie de las placas, la presión entre partículas será 1.033 kg/cm2, la cual, según los datos de Bolt, corresponde a una separación de aproximadamente 115 A. En otras palabras, la presión transmitida por las partículas de arcilla es prácticamente la misma aplicada a las placas. Por otro lado, la separación entre partículas y la presión ejercida entre ellas están relacionadas, de forma que cuanto mayor sea la presión entre partículas más pequeña será la separación. Se requiere una presión de aproximadamente 5,600 kg/cm2 para que dos partículas de montrnorilonita entren en contacto mineral-mineral, expulsado para ello el agua adsorbida comprendida entre ellas.

Veamos lo que sucede si se recubren las placas con partículas de arena, como muestra la Fig. 5.16c, siendo el diámetro de cada partícula de aproximadamente 0.06 mm. Para esta disposición paralela de las partículas entre las placas, la presión en los puntos de contacto entre las partículas de arena es igual a la fuerza dividida por el área real de contacto. Las medidas de esta superficie de contacto muestran que, por lo general, vale un 0.03 % del área total. Así pues, la presión de contacto se obtiene dividiendo 4.13 kg por 0.00 12 cm2, resultando aproximadamente 3,440 kg/cm2. Esta presión de contacto sirve para desplazar totalmente el agua adsorbida.

El ejemplo de la Fig. 5.16 ilustra el hecho de que pueden transmitirse presiones normales a través de un sistema de arcilla muy dispersa por efecto de fuerzas eléctricas de largo alcance, aunque. no exista contacto directo mineral-mineral entre las partículas. Por otro lado, en un suelo floculado, como el de las Figs. 5.1 5a o 5.151’, las partículas están realmente en contacto y las presiones normales se transmiten de forma semejante a la indicada para el sistema de arena de la Fig. 5.1 6c.

Las partículas de un suelo natural no poseen el mismo tamaño y forma, como suponen las teorías coloidales.
Casi todos los suelos naturales contienen partículas de múltiples formas y tamaños, y en casi todos los suelos existen partículas de diferente composición e impurezas. Se encuentran partículas limosas en la mayoría de las arcillas naturales y estas partículas, de forma no plana, influyen sobre la disposición de las partículas aplanadas. Además, las mismas partículas aplanadas de arcilla no suelen poseer en general superficies perfectamente lisas. Por ejemplo, pueden apreciarse irregularidades en la superficie de la partícula de caolinita de la Fig. 4.4a. Estas irregularidades pueden tener una altura hasta de 100 A, que es la distancia en la que pueden actuar apreciables fuerzas eléctricas de largo alcance.

Así pues, el mecanismo de transmisión de presiones entre partículas de suelo en las arcillas naturales debe estar comprendido entre los casos límites de partículas equidimensionales y partículas arcillosas de caras paralelas. El comportamiento en general, es más próximo al de los suelos con partículas equidimensionales.

Debido a estas dificultades y a que las teorías desprecian ciertas fuerzas que probablemente tienen importancia cuando la separación entre partículas es menor de 100 A, los principios de la química coloidal han servido de escasa ayuda cuantitativa para el estudio del comportamiento de la arcilla. Sin embargo, los principios coloidales son muy útiles al ingeniero civil para llegar a comprender el comportamiento básico de los suelos finos. 

 
Figura 5.16  Transmisión de Presiones a través de un suelo.

Floculación y Dispersión – Suelos.


Si la resultante de las fuerzas de atracción y repulsión entre dos partículas arcillosas es de atracción, ambas partículas tenderán a moverse una hacia otra, entrando en contacto: es la floculación. Si la fuerza resultante es repulsiva tenderán a separarse unas de otras: es la dispersión. Como la componente de repulsión depende en gran parte de las características del sistema mientras que la componente de atracción no está influenciada por las características del mismo, puede provocarse una tendencia hacia la floculación o dispersión al alterar las características del sistema, modificando el espesor de la doble capa. Normalmente se provoca una tendencia a la floculación aumentando una o varias de las siguientes características:

Concentración de electrólitos.
Valencia jónica.
Temperatura.

o disminuyendo una o más de las siguientes:

Constante dieléctrica.
Tamaño del ion hidratado.
Adsorción de aniones
pH

La mayoría de los efectos de la variación de las características del sistema suelo-agua sobre la tendencia a la floculación o dispersión pueden demostrarse con una suspensión de suelo en agua en un tubo de ensayo. En cada experimento se emplea el mismo peso de partículas de suelo. La experiencia se ilustra en la Fig. 5.14.

Los dos tipos de fuerzas entre partículas, comentadas hasta ahora, poseen dos características importantes:
Se originan en el interior de los cristales minerales.
2. Pueden tener influencia en distancias relativamente grandes, por ejemplo varios cientos de angstroms.

En las teorías coloidales sólo se consideran los dos tipos de fuerzas citados. Existe también una clara evidencia de que otras fuerzas eléctricas pueden resultar muy importantes cuando la separación entre partículas arcillosas se reduce a distancias muy pequeñas, como suele ser típico de los depósitos de suelo con los que trata el ingeniero civil. La fuerza más importante no considerada por las teorías coloidales es la debida a la carga neta positiva en los bordes de las partículas de suelo. Esta carga neta es pequeña respecto a la carga negativa de la partícula producida por la substitución isomorfa, por lo cual desempeña un papel secundario cuando las partículas adyacentes están a una distancia de varios cientos de angstroms. Sin embargo, cuando las partículas están más próximas, esta carga de borde puede dar lugar a un enlace borde-cara, entre partículas, de tipo electrostático.

En las experiencias representadas en la Fig. 5.14, los sedimentos floculados estaban formados por partículas mutuamente atraídas formando conjuntos sueltos. Las partículas sedimentarias que se repelen mutuamente pueden agruparse en disposiciones muy semejantes a los castillos de naipes. La Fig. 5.15 muestra algunas disposiciones de las partículas en los sedimentos de suelo. Cuando la floculación es del tipo salino (la estudiada por las teorías coloidales), existe un cierto grado de paralelismo entre partículas adyacentes ya que la atracción entre partículas es del tipo de valencia secundaria. En la floculación borde-cara o de tipo no salino, las partículas tienden a orientarse perpendicularmente ya que la atracción entre el borde de la partícula y la cara de otra es electrostática. Como se aprecia en la Fig. 5.1 5c, el sedimento disperso tiende a poseer partículas en disposición paralela. 


 

Fig. 5.14. Efectos de las características del sistema sobre la sedimentación de un suelo, a) Influencia de la concentración de electrólito. b) Influencia de la valencia jónica. c) Efecto de a constante dieléctrica de Influencia de la temperatura. e) Influencia del volumen del ion hidratado. f) Influencia del pH. Todos los tubos tienen la misma concentración de suelo en volumen.



 

Fig. 5.15. Estructura de sedimentos. a) Floculación salina. b) Floculación no salina. c) Dispersión.