El Cono en la Exploración Geotécnica
El Cono en la
Exploración Geotécnica
Abril de 2012
Enrique Santoyo
Riqing Lin Xue
Efraín Ovando
Editor: Mario Trigo
Prohibida su reproducción parcial o total por cualquier medio
sin permiso por escrito del propietario del COPYRIGHT
1° Edición, 1989
1° Reedición, 2012
Reeditado por: Mario Trigo L.
Diseño gráfico, portada y formación editorial: Luis Miguel Zúñiga M.
Reconstrucción digital de las figuras: Rubén Torres O., Luis Miguel Zúñiga M., Luis Carlos Sánchez V.,
Edgar Guerra G., Nathaly Janeth Silva C. y Alejandro Chávez M.
COPYRIGHT 1989
COPYRIGHT 2012
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Adolfo Prieto No. 1238
Col. Del Valle C.P. 03100 México D. F.
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México, 2012
www.tgc.com.mx
El Cono en la Exploración Geotécnica
INTRODUCCIÓN
Origen del cono. El cono estático mecánico es una vieja herramienta desarrollada hace
unos 80 años en Holanda, su empleo sorprendentemente quedó confinado a los países del
norte de Europa, por lo que incluso se le calificaba como un aparato de utilidad local. La
variante electrónica de este dispositivo, introducida en 1963, ha causado un verdadero
impacto tecnológico que de inmediato ha ganado lugar en la práctica de la ingeniería,
advirtiéndose en las publicaciones técnicas el gran interés que ha despertado y por ello no
es aventurado asegurar que su evolución, tanto instrumental como de correlaciones y
criterios de interpretación, lo transformarán en una herramienta de aplicación rutinaria y
confiable.
En cuanto al cono dinámico, se puede decir que fue sin duda la primera herramienta de
exploración geotécnica que se utilizó, mencionada en casi todos los libros de mecánica de
suelos; sin embargo, ha caído en el abandono y desuso, aparentemente superado por la
prueba de penetración estándar. En este trabajo se plantea la conveniencia de reconocer
su utilidad actual y mantenerlo como parte de los instrumentos de los que se vale el
ingeniero para explorar el subsuelo; para avalar esta posición se muestran ejemplos en los
que el cono estático no hubiera penetrado y la prueba de penetración estándar hubiera sido
lenta y burda.
Características y propósito de este trabajo. Se trata de una recopilación de la información
técnica publicada sobre la exploración con conos, complementada con las experiencias en
que los autores han participado y de las que, por ello, disponen de información. La
intención al publicarla es por la utilidad que podría alcanzar como referencia para la
solución de problemas de exploración del subsuelo.
El Cono en la Exploración Geotécnica
CONTENIDO
1
ANTECEDENTES Y PERSPECTIVAS DEL CONO EN MÉXICO
1
2
TIPOS DE PRUEBAS DE CONO
3
2.1
INTRODUCCIÓN
3
2.2
PRUEBA DE CONO ELÉCTRICO
3
2.2.1
2.2.2
2.2.3
2.2.4
2.2.5
2.2.6
2.2.7
2.3
Descripción del equipo
Calibración de las celdas
Mecanismo de carga
Ejecución de la prueba
Determinación de las resistencias
Resultados típicos
Comentarios
PRUEBA DE CONO MECÁNICO
9
2.3.1 Descripción del equipo
2.3.2 Calibración del equipo
2.3.3 Mecanismo de carga
2.3.4 Ejecución de la prueba
2.3.5 Determinación de las resistencias
2.3.6 Resultados típicos
2.3.7 Comentarios
2.4
PRUEBA DE CONO DINÁMICO
2.4.1 Descripción del equipo
2.4.2 Calibración de conos
2.4.3 Mecanismo de carga
2.4.4 Ejecución de la prueba
2.4.5 Determinación de las resistencias
2.4.6 Resultados típicos
2.4.7 Comentarios
i
12
2.5
PRUEBA DE CONO ESTÁTICO DINÁMICO
24
2.5.1 Descripción del equipo
2.5.2 Determinación de la resistencia
2.5.3 Resultados típicos
2.5.4 Comentarios
3
CORRELACIONES EMPÍRICAS
29
3.1
INTRODUCCIÓN
29
3.2
CORRELACIONES CON EL CONO ESTÁTICO
29
3.2.1 Clasificación indirecta de suelos
3.2.2 Resistencia de suelos cohesivos
3.2.3 Resistencia al corte de suelos no cohesivos
3.2.4 Resistencia de suelos cohesivos friccionantes
3.2.5 Compresibilidad de suelos blandos
3.2.6 Densidad relativa de arenas
4
3.3
CORRELACIONES CON EL CONO DINÁMICO
42
3.4
COMENTARIOS
43
CORRELACIONES CON PROPIEDADES DINÁMICAS
45
4.1
INTRODUCCIÓN
45
4.2
PROPIEDADES DINÁMICAS DE LOS SUELOS
45
4.3
OBTENCIÓN DE LOS PARÁMETROS DINÁMICOS
46
4.4
DETERMINACIÓN DE Vs EN LA CD DE MÉXICO
47
4.4.1 Antecedentes
4.4.2 Resultados obtenidos
4.5
50
COMENTARIOS
ii
El Cono en la Exploración Geotécnica
5
6
CONCEPTOS TEÓRICOS
51
5.1
INTRODUCCIÓN
51
5.2
TEORÍAS DE CAPACIDAD DE CARGA
51
5.3
EXPANSIÓN DE CAVIDADES
51
5.4
TRAYECTORIA DE DEFORMACIONES
53
5.5
COMENTARIOS
57
EXPLORACIÓN DE LLANURAS ALUVIALES
59
6.1
PRESENTACIÓN
59
6.2
SITIO MARGINAL DEL RÍO COATZACOALCOS
59
6.2.1 Introducción
6.2.2 Descripción general de la zona
6.2.3 Rasgos típicos del subsuelo en llanuras de inundación
6.2.4 Estratigrafía y propiedades de los suelos
6.2.5 Conclusiones
6.3
SITIO MARGINAL DEL RÍO TAMESÍ
70
6.3.1 Introducción
6.3.2 Estratigrafía y propiedades de los suelos
6.3.3 Conclusiones
7
EXPERIENCIA EN LA CIUDAD DE MÉXICO
81
7.1
INTRODUCCION
81
7.2
TÚNEL EN SUELOS ARCILLOSOS BLANDOS
81
7.2.1 Generalidades
7.2.2 Trabajos de campo
7.2.3 Perfil estratigráfico del sitio
7.2.4 Trabajos de laboratorio
7.2.5 Resistencia al corte
7.2.6 Correlaciones de la información obtenida
7.2.7 Conclusiones
iii
7.3
EXPLORACIÓN DEL CENTRO DE LA CIUDAD
95
7.3.1 Generalidades
7.3.2 Estratigrafía de la zona
7.3.3 Perfil estratigráfico
7.3.4 Resistencia al corte
7.3.5 Zonificación del subsuelo
7.3.6 Conclusiones
7.4
SONDEOS EN DIVERSOS SITIOS
DE LA CIUDAD
103
7.4.1 Generalidades
7.4.2 Ejemplos de exploración con cono
7.5
DETECCIÓN DE PECULIARIDADES
DEL SUBSUELO
105
7.5.1 Consolidación por sobrecargas y bombeo
7.5.2 Detección de fisuras
7.5.3 Características de la capa dura
7.5.4 Conclusiones
7.6
INTERPRETACIÓN DE SONDEOS
112
7.6.1 Fundamentos teóricos de correlación
7.6.2 Esfuerzo vertical efectivo
7.6.3 Fenómeno de evolución de la resistencia
7.6.4 Coeficiente de compresibilidad volumétrica
7.6.5 Resistencia no drenada
7.6.6 Conclusiones
7.7
8
COMENTARIOS
125
CAPACIDAD DE CARGA EN PILOTES
127
8.1
METODOLOGÍA DE ANÁLISIS
127
8.2
CAPACIDAD DE CARGA
127
8.2.1 Conceptos básicos
8.2.2 Expresiones de cálculo
iv
El Cono en la Exploración Geotécnica
8.3
PROCEDIMIENTOS DE ANÁLISIS
132
8.3.1 Introducción
8.3.2 Método Begemann
8.3.3 Método Soletanche
8.3.4 Método Nottingham
8.3.5 Método Schmertmann
8.3.6 Método Tumay
8.4
PILOTES EN LA CIUDAD DE MÉXICO
141
8.4.1 Correlaciones del cono con pilotes de fricción
8.4.2 Mecanismo de transferencia de carga
8.5
9
COMENTARIOS
150
PREDICCIÓN DE LA SUSCEPTIBILIDAD DE LICUACIÓN
151
9.1
INTRODUCCIÓN
151
9.2
FACTORES SIGNIFICATIVOS
151
9.3
MÉTODO PARA ESTIMAR EL POTENCIAL
DE LICUACIÓN
151
9.3.1 Medición de la resistencia
9.3.2 Determinación del estado de esfuerzos
9.3.3 Comparación estadística
10
9.4
EJEMPLO DE APLICACIÓN
156
9.5
SONDEOS TÍPICOS EN DEPÓSITOS LICUABLES
158
9.6
COMENTARIOS
161
CONTROL DE COMPACTACIÓN DE SUELOS
GRANULARES
163
10.1
163
INTRODUCCIÓN
v
10.2
CONTROL DE LA COMPACTACIÓN DE ARENAS
163
10.2.1 Metodología experimental
10.2.2 Correlación entre la compacidad y la prueba de cono
10.2.3 Pruebas de cono
10.3
PRUEBAS DE COMPACTACIÓN
165
10.3.1 Programa de pruebas
10.3.2 Evaluación de las técnicas de control
10.3.3 Influencia del tiempo de humedecimiento
10.3.4 Espesor compactado
10.4
DETERMINACIÓN DE LA COMPACIDAD RELATIVA
171
10.4.1 Objetivo
10.4.2 Condiciones de compacidad
10.4.3 Resultados obtenidos
10.5
CONTROL DE COMPACTACIÓN
174
10.5.1 Alcance
10.5.2 Criterio de control
10.5.3 Criterio de aceptación
10.5.4 Secciones de control de compactación
10.6
ESPESOR DEL TERRAPLÉN
176
10.6.1 Técnica de determinación
10.6.2 Ejemplo de aplicación
10.7
10.8
CONCLUSIONES SOBRE LA COMPACTACIÓN
DE ARENAS
177
CONTROL DE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA
DE ALUVIONES
177
10.8.1 Antecedentes
10.8.2 Procedimiento de compactación
10.8.3 Metodología experimental
vi
El Cono en la Exploración Geotécnica
10.9
SONDEOS PREVIOS Y POSTERIORES A LA
COMPACTACIÓN
177
10.9.1 Sondeos de cono dinámico
10.9.2 Sondeos con cono SERMES
10.9.3 Sondeos con presiómetro Menard
11
10.10 PROFUNDIDAD DE INFLUENCIA
180
10.11 UNIFORMIDAD DE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA
181
10.12 CONCLUSIONES SOBRE LA COMPACTACIÓN
DINÁMICA
181
CUIDADOS Y ERRORES CON EL CONO ELÉCTRICO
183
11.1
INTRODUCCIÓN
183
11.2
EQUIPO NECESARIO PARA LA PRUEBA
183
11.3
PREPARACIÓN PREVIA
184
11.4
PROBLEMAS COMUNES Y SU CORRECCIÓN
186
11.4.1 Verticalidad de las barras
11.4.2 Desajuste electrónico
11.4.3 Velocidad de hincado
11.4.4 Lecturas inestables
11.4.5 Deformación limitada de la junta
11.4.6 Humedad en el cono
11.4.7 Picos mínimos
11.4.8 Resumen
12
11.5
CAPACITACION DEL OPERADOR Y SUPERVISIÓN
192
11.6
COMENTARIOS
194
TÉCNICAS RECIENTES CON CONO ELÉCTRICO
195
12.1
INTRODUCCIÓN
195
12.2
DESCRIPCIÓN DE LOS CONOS DESARROLLADOS
vii
195
12.2.1 Generalidades
12.2.2 Medición de la resistencia de punta
12.2.3 Medición de la resistencia de fricción
12.2.4 Relación de fricción
12.2.5 Profundidad de la medición
12.2.6 Inclinación con la vertical
12.2.7 Piezocono
12.2.8 Cono sísmico
12.2.9 Medición de la temperatura
12.2.10 Resistividad eléctrica
12.2.11 Cono nuclear
12.2.12 Conductividad eléctrica
12.2.13 Cono acústico
12.3
TÉCNICAS DE HINCADO
202
12.3.1 Sistema convencional
12.3.2 Sistema con cable
12.3.3 Sistema sumergible
12.4
REGISTRO DE LA INFORMACIÓN
204
12.5
COMENTARIOS
204
13
METODOLOGÍA DE UNA EXPLORACIÓN
205
13.1
INTRODUCCIÓN
205
13.2
MARCO GEOLÓGICO
13.3
RECONOCIMIENTO DEL SITIO
13.4
HERRAMIENTAS DE EXPLORACIÓN
205
208
208
13.5
MEDICIONES DE CAMPO
210
13.5.1 Cono estático
13.5.2 Presiómetros
13.5.3 Dilatómetro
viii
El Cono en la Exploración Geotécnica
13.6
MUESTREO INALTERADO
13.7
SUPERVISIÓN TÉCNICA
211
212
13.8
CONCLUSIONES
212
14
REFERENCIAS
213
ix
x
El Cono en la Exploración Geotécnica
1
ANTECEDENTES Y PERSPECTIVAS
DEL CONO EN MÉXICO
Cono dinámico. Esta herramienta la usó el Ing. Enrique Tamez en exploraciones
realizadas en el año 1964, cayó en desuso a pesar de su utilidad y fue hasta 1973, durante
los trabajos de exploración en SICARTSA, cuando se intentó emplear el cono dinámico
Sermes, con un esfuerzo tan limitado que no le permitió demostrar sus posibilidades.
Posteriormente, en 1976, se utilizó un cono dinámico para juzgar la efectividad de la
compactación dinámica de los materiales de la cortina de la Presa Peñitas y, más
recientemente, se empleó otro para explorar las calcarenitas blandas de Cancún, así como
la capa dura y los depósitos profundos del Valle de México.
Cono mecánico. El primer cono estático-mecánico que operó en México lo trajo el Ing.
Roberto Avelar (Avelar, 1983); se utilizó en 1962 para controlar dos trabajos de
compactación de arena realizados con la técnica de vibroflotación: en un almacén en la
ciudad de Veracruz y en las instalaciones del Puerto Pesquero de Alvarado, lugares donde
demostró, sobre todo en el segundo proyecto, su valía como herramienta de exploración y
control (Tamez, 1985). A pesar de estos éxitos y de la disponibilidad del equipo, no se volvió
a utilizar sino hasta 1967, cuando Romeo Enríquez hizo un sondeo en el Palacio de los
Deportes de la Ciudad de México (Enríquez, 1986); posteriormente, en 1974, Solum
intentó operar este mismo equipo para la exploración de los aluviones del delta del Río
Balsas en la Siderúrgica SICARTSA. Evidentemente estas aplicaciones fueron
insuficientes para acumular experiencias en el uso del cono y demostrar su utilidad y, por
ello, no consolidó un lugar confiable en nuestro medio.
Cono eléctrico. La primera oportunidad para introducir el uso de esta técnica en nuestro
país se presentó en el Proyecto Texcoco en 1967, para el que se pensó desarrollar un cono
eléctrico que permitiera explorar con eficiencia una vasta zona del Lago de Texcoco; se
diseñó uno que desafortunadamente no llegó a fabricarse (Santoyo, 1968), porque en ese
entonces se consideró más confiable realizar el trabajo con veleta. En 1979 se presentó otra
oportunidad para desarrollar esta herramienta: la Secretaría de Agricultura y Recursos
Hidráulicos, para complementar el estudio geotécnico de la Presa Tamesí, patrocinó al
Instituto de Ingeniería de la UNAM la construcción de un cono eléctrico similar al
diseñado por de-Ruiter (Santoyo y Olivares, 1981; de-Ruiter, 1971); con ese primer aparato
se exploró el sitio de la presa y además se utilizó en una breve campaña de sondeos para el
Interceptor Central del Sistema de Drenaje de la Ciudad de México. Este segundo trabajo
hizo evidente el potencial del cono como una notable herramienta de exploración
geotécnica (Santoyo, 1980; Santoyo, 1982) y fue, gracias al impulso que le dio COVITUR en
los estudios de las líneas 4, 8 y 9 del Metro de la Ciudad de México, que ha ganado el lugar
que tiene. La experiencia acumulada en esos proyectos forma parte del Manual de
Estudios Geotécnicos de COVITUR (Tamez et al, 1987).
1
Desarrollo futuro de los conos. La aceptación del uso del cono eléctrico en México como
herramienta de exploración confiable, ha sido una labor difícil y, aunque sólo se dispone de
una primera versión, su empleo ha tomado su curso; sin embargo, debe reconocerse la
necesidad de darle mayor impulso para que alcance el nivel que actualmente tiene en otros
países; el desarrollo que se propone elevará la calidad de la exploración del subsuelo y
evitará la dependencia tecnológica en este aspecto. En cuanto al cono dinámico,
simplemente se propone mantener abierta la posibilidad de utilizarlo.
2
El Cono en la Exploración Geotécnica
2
2.1
TIPOS DE PRUEBAS DE CONO
INTRODUCCIÓN
Se presentan aquí los aspectos generales de las pruebas de conos eléctrico, mecánico y
dinámico. Acerca del eléctrico se describe el modelo más convencional desarrollado por deRuiter (de-Ruiter, 1971), cuyos modelos y tecnologías más recientes se incluyen en el
capítulo 12. Del cono mecánico se muestran las puntas más clásicas: Delft y Begemann.
Sobre los conos dinámicos se detalla el tradicional cono perdible y se presentan
esquemáticamente el Sermes y el Sueco de impacto; se incluye también una breve
descripción del penetrómetro Andina que inició el concepto de penetrómetro estáticodinámico.
Las pruebas de cono pueden ser del tipo quasi-estático o dinámico y se aplican según las
variaciones, con la profundidad, de las resistencias a la penetración de punta y fricción; la
interpretación de estos parámetros permite definir con precisión los cambios en las
condiciones de la estratigrafía del sitio y estimar la resistencia al corte de los suelos
mediante correlaciones empíricas.
2.2
PRUEBA DE CONO ELÉCTRICO
2.2.1 Descripción del equipo
El penetrómetro aquí descrito tiene las características del sistema Fugro, que se utiliza en
todos los tipos de suelo (de-Ruiter, 1971; Sanglerat, 1972).
Punta de carga. Es una celda de carga con dos unidades sensibles instrumentadas con
deformómetros eléctricos o strain gages (Santoyo et al, 1981); usualmente tiene 2 ton de
capacidad de carga y resolución de 1 kg pero, en el caso de suelos duros, podrá alcanzar 5
ton de capacidad y 2 kg de resolución. La Fig. 2.1 muestra esquemáticamente el
instrumento: generalmente tiene 3.6 cm de diámetro exterior, aunque para suelos blandos
se ha utilizado hasta de 7.0 cm (de-Ruiter, 1981).
Funcionamiento. Como se observa en la Fig 2.1, la fuerza que se desarrolla en la punta
cónica (1) se mide en la celda inferior (2) y la que se desarrolla en la funda de fricción (3) se
mide en la celda superior (4). Se construyen también conos en los que la primera celda
capta la fuerza y la segunda la sumatoria de punta y fricción.
Registro de medición. La señal de salida del cono se transmite con cables a un aparato
receptor en la superficie, que la transforma en señal digital y la presenta numérica o
gráficamente.
3
9
12
45°
Corte A-A
8
2
1
Cono (60°, Ø 36mm,10.18 cm )
2
Celda de punta
2
3 Funda de fricción (Ø 36mm, 147.02 cm )
4
Corte B-B
Celda de fricción
5 Elemento sensible (Bronce SAE-64)
10
6 Pieza de empuje
13
3
7 Perno de sujeción (3 @ 120°)
A
A'
4
12
130 7
98.5
B
B'
2
8
Cople conector a la tubería EW
9
Cable conector blindado de 8 hilos
10 Sello de silicón blando
11 Rondana de bronce
12 Deformómetros eléctricos
5
13 Aro-sello
11
1
25.4 Ø
36 Ø
Acotaciones en mm
a) Conjunto
b) Elemento sensible
Fig. 2.1 Corte transversal del Penetrómetro Eléctrico
Elemento sensible. Es una pieza de bronce, aleación SAE64 (Fig 2.1), en la que se han
labrado las dos celdas (2) y (4) para medir las fuerzas axiales que se transmiten al cono y a
la funda. Las características del bronce elegido son: límite elástico de 1 250 kg/cm² y
módulo de elasticidad de 910,000 kg/cm². La Fig 2.2 muestra el diagrama de
instrumentación realizado con deformómetros eléctricos tipo “foil gage” de 350 ohms en
arreglo de puente completo al que, para equilibrarlo y darle estabilidad térmica a
temperatura ambiente, se le han incorporado resistores térmicos.
2.2.2 Calibración de las celdas
En la fig 2.3 se muestran calibraciones típicas de un cono eléctrico de 2 a 5 ton de
capacidad; de ellas se deduce que la precisión de las mediciones del esfuerzo en la punta es
0.1 kg/cm², y 0.01 kg/cm² para el de fricción, con sensibilidad de 1/5 de los valores
anteriores. En las curvas se observa un comportamiento lineal en la celda de punta, desde
0.0 hasta 49.0 kg/cm² (Fig. 2.3 a); en la fricción se nota un comportamiento errático para
esfuerzos menores de 0.03 kg/cm². Esta pérdida de sensibilidad se debe a la presencia de
los arosellos que impermeabilizan el dispositivo; sin embargo, para esfuerzos mayores y
hasta de 2.0 kg/cm² se comporta linealmente (Fig 2.3 b). En las calibraciones se comprobó
que el cono no transmite carga a la funda de fricción, es decir, que ambas celdas son
independientes.
4
El Cono en la Exploración Geotécnica
2
a
c
b
b
e g
a
d
5
e
c
c
1
3
Señal
de salida
g
e
h
b
a
h
4
d
g
f
f
Elementos de las celdas de punta y fricción:
1.-
Deformómetros eléctricos (strain gages) marca Micromeasurements tipo foil gage
de 350 , clave MA-06-250-BF-350, cementados con adhesivo epóxico tipo M-BOND43-B, impermeabilizados con MCOAT “D” y MCOAT “C”.
2.-
Resistor de balco, calculado para los módulos de elasticidad del bronce de la celda y
del constantán de los deformómetros.
3.-
Resistor de constantán para el balance inicial del puente.
4.-
Resistor de constantán para ajustar la salida, en términos de mv/v.
5.-
Resistor de cobre para evitar el corrimiento del cero por temperatura, ajustado para
un intervalo de 20 a 70º C.
Celda
Punta
Fricción
Capacidad
Kg
Kg/cm
0-500
0-49.1
5-300 0.03-2.04
Diámetros, mm
Ext
Int
13.5
18.9
9.2
18.6
Longitud,
mm
20
21
Precisión
Intervalo total
Kg
1/460
1.09
1/210
1.42
Kg/cm 2
0.107
9.7 x10 -1
Sensibilidad
Kg
Kg/cm 2
0.218 2.1 x10 -2
0.285
1.9x10 -3
Fig 2.2 Diagrama de instrumentación y características de las celdas del cono eléctrico
400
300
Puente Hottinger
11 de oct. de 1979
k=0.218 kg/u
Puente Hottinger
11 de oct. de 1979
k=0.285 kg/u
300
Carga , kg
Carga , kg
200
200
100
Carga
+ Descarga
100
Carga y
descarga
0
0
0
0
500
a) Celda de punta
2000
1500
1000
u, Deformación unitaria
200
400
b) Celda de fricción
Fig. 2.3 Calibración de las celdas sensibles
5
600
800
1000
u, Deformación unitaria
2.2.3 Mecanismo de carga
El cono se hinca en el suelo mediante la
presión vertical de una columna de barras
de acero, usualmente de 3.6 cm de diámetro
exterior, por cuyo interior pasa el cable que
lleva la señal a la superficie. La fuerza
necesaria para el hincado se genera con un
sistema hidráulico con velocidad de
penetración controlada. En la Fig. 2.4 se
reproduce el mecanismo hidráulico
desarrollado en Holanda para el hincado
del cono; se puede también adaptar una
perforadora convencional para esta
maniobra (Fig 2.5), con la simple adición de
unas mordazas cónicas para la penetración
y extracción de las barras.
Gato hidráulico
Cerrojo
Manómetro
Ancla
2.2.4 Ejecución de la prueba
La velocidad con la que se hinca el cono es
usualmente igual a 2 cm/seg; sin embargo,
la norma tentativa ASTM para operación
del cono eléctrico propone de 1 a 2 cm/seg
(ASTM, D 3441-75T). Para las arcillas de la
Ciudad de México se ha adoptado 1 cm/seg
porque así se controla mejor la prueba; no
obstante, es admisible operar con 2 cm/seg
sabiendo que se obtienen valores
ligeramente más altos (Santoyo, 1982;
Tamez et al, 1987). Es muy importante que,
en la medida de lo posible, la velocidad de
penetración se mantenga constante
durante la prueba, ya que es inevitable que
el cono pierda velocidad de penetración al
atravesar las capas duras y, una vez fuera
de ellas, se acelere.
Fig. 2.4 Mecanismo de carga Axial
Perforadora
2.2.5 Determinación de las resistencias
Cono
Las celdas sensibles miden las fuerzas
necesarias para el hincado del cono; la
interpretación de los datos de las celdas
para la determinación de las resistencias de
punta y fricción se realiza con ayuda de las
expresiones 2.1 a 2.3.
geotecnia S. A. de C. V.
Registrador
de dos canales
Fig. 2.5 Perforadora convencional
6
El Cono en la Exploración Geotécnica
qc=
donde
2.1
Qc
Ac
Fuerza necesaria para hincar el cono, en kg
qc
Resistencia de punta, kg/cm2
2
Área transversal del cono, 10 cm
fs=
donde
Qc
Ac
Fs
As
2.2
fs
Fs
Resistencia de fricción, en kg/ cm²
Fuerza necesaria para hincar el cono y la funda, en kg.
en conos que la miden directamente, ( F s = R f - Qc)
As
Área lateral de la funda, 150 cm
fs=
Rt
2
Rt - Qc
2.3
Af
Resistencia necesaria para hincar el cono y la funda, en
kg, en conos que miden ambas variables
2.2.6 Resultados típicos
Sondeo somero. En la Fig 2.6 se muestran los resultados de una prueba realizada hasta 7.0
m de profundidad. Con la gráfica de la resistencia de punta, qc, se define, de 0.0 a 1.0 m de
profundidad, la presencia de rellenos y suelo consolidado por secado, a los que subyacen
arcillas blandas hasta 7.0 m de profundidad, con intercalaciones de lentes de arenas de 2.5
a 5.2 m. Esta interpretación coincidió con la estratigrafía que se determinó en un sondeo
cercano mediante la extracción de muestras inalteradas y alteradas. En la Fig 2.7 se
comparan los resultados de la prueba de penetración estándar, expresados con el número
de golpes N para el hincado del penetrómetro, con la variación de la resistencia a la
penetración de punta, qc; en esta última se observan detalles que no se advierten con la
prueba de penetración estándar.
Sondeo profundo. La prueba de penetración estática de cono permite definir las
variaciones de las resistencias de punta y de fricción con la profundidad. La Fig 2.8
muestra la gráfica de la resistencia de punta obtenida con un sondeo profundo; no se
presenta la gráfica de la fricción porque en los suelos blandos su medición es incierta (deRuiter, 1981; Schmertmann, 1977).
7
0
10
20
30
qc ,kg/cm 2
40
50
60
0
1
10
N
20 0
q c ,kg/cm 2
10
20
30
40
50
1
fs
2
2
q
q
c
3
3
Profundidad, m
Profundidad, m
c
4
5
4
5
6
6
7
0
0.2
0.4
0.6
0.8
1.0
N= Número de golpes en prueba
de penetración estándar
1.2
7
f s ,kg/cm 2
Fig. 2.6 Gráfica de penetración estática
8
Resistencia de la punta qc ,kg/cm 2
0
5
10
15
.
20
Fig. 2.7 Comparación con la
penetración estándar
5
Profundidad, m
10
15
20
25
30
Fig. 2.8 Variación de la resistencia de
punta con la profundidad
8
60
El Cono en la Exploración Geotécnica
2.2.7 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. Para facilitar la operación del cono eléctrico, en el Capítulo
11 se describen todos los detalles que deben seguirse. Los pequeños descuidos en la
operación del cono fácilmente provocan errores y generan sondeos inexactos.
2.3
PRUEBA DE CONO MECÁNICO
2.3.1 Descripción del equipo
Generalidades. El penetrómetro mecánico consta esencialmente de una tubería de acero,
de 3.6 cm y 1.6 cm de diámetro exterior e interior respectivamente, en tramos de 1.0 m de
longitud unidos con cuerdas cónicas, con barras sólidas concéntricas en su interior,
también de 1.0 m de longitud y de 1.5 cm de diámetro. Las barras interiores se apoyan
simplemente a tope para transmitir la fuerza vertical descendente, producida mediante
un mecanismo hidráulico, con la que se hinca la punta cónica.
Punta de penetración. La
punta del cono puede ser de dos
tipos: Delft, que solamente
permite determinar la
resistencia de punta y
Begemann, que sirve para
determinar las resistencias de
punta y fricción (Sanglerat,
1972; Schmertmann, 1977;
Begemann, 1957); ambos tipos
se describen brevemente a
continuación.
Ø 36
Ø 15
51.5 mm
45 mm
15
4
Ø 13mm
173.5 mm
3
92 mm
Ø23
Ø 14
21
a) Punta Delft. Como se
muestra en la Fig 2.9 esta
punta consta del cono (1) de 3.6
2
cm de diámetro (10.0 cm de
área), montado en el extremo
inferior de una funda
deslizante (2) de 9.9 cm de
longitud, cuya forma cónica lo
hace poco sensible a la fricción
del suelo confinante; el cono
penetra gracias a la fuerza
axial que le transmite el
vástago (3) roscado al cono y
protegido por el cople protector
230 mm
1 Punta cónica
2 Funda cónica
99 mm
3 Cople
4 Barra sólida
2
Ø 32.5 mm
Ø 35.7 mm
5
60°
a Punta Delft
47 mm
30
b Punta Begeman
Fig. 2.9 Puntas del cono mecánico
9
b) Punta Begemann. Diseñada para medir las resistencias de punta y fricción (Fig 2.10).
2
Consiste del cono (1) de 3.57 cm de diámetro (10.0 cm de área), montado en una pieza
cilíndrica deslizante (2) de 11.1 cm de longitud y 3.25 cm de diámetro, cuya forma la hace
poco sensible a la fricción con el suelo confinante. La funda de fricción (3) de 13.3 cm de
2
longitud y 3.6 cm de diámetro (150.4 cm de área), es también una pieza deslizante. El
vástago (4) está roscado al cono y tiene una ampliación para jalar a la funda de fricción;
finalmente, el cople conector (5).
Ø36
Ø15
15
Ø12.5mm
5
Ø 30mm
47 mm
4 51.5mm
45
187 mm
12
Ø 36 mm
Ø 20mm
133 mm
1 Punta cónica
2 Funda cilíndrica
3
25
3 Funda de fricción
385 mm
4 Cople
5 Barra sólida
69 mm
265 mm
A Posición cerrada
Ø 23mm
33.5
B Posición extendida
2
Ø 32.5mm
146 mm
B
Ø 35.7mm
A
1
30
35
60°
Fig. 2.10 Punta Begemann
2.3.2 Calibración del equipo
Antes de realizar la prueba de cono mecánico, se debe verificar la operación correcta de los
dos manómetros del sistema hidráulico y calibrar el conjunto celda-gatos en una prensa de
carga calibrada. Queda siempre la incertidumbre de la fricción que se puede desarrollar
entre la tubería de acero y las barras centrales, por lo que, en suelos blandos, se
acostumbra sumar a la presión medida, el valor de la presión que induce el peso de las
barras, corrección que, sin embargo, es muy poco precisa.
10
El Cono en la Exploración Geotécnica
2.3.3 Mecanismo de carga
Para la operación del cono es indispensable contar con un equipo como el que se muestra en
la Fig. 2.4: se trata de un mecanismo hidráulico con capacidad de 10,000 kg, cuyos
elementos principales son: 1) el sistema de carga axial de 1.0 m de carrera, igual que la
longitud de las barras, que genera la carga mediante una bomba hidráulica, 2) la pieza de
cerrojo, que puede aplicar carga selectivamente a la columna de barras centrales, a las
barras huecas o simultáneamente a ambas, 3) los manómetros de alta y baja presión, que
determinan la presión de la celda hidráulica hermética en la que se apoya el dispositivo de
cerrojo, 4) el sistema de anclaje, resuelto mediante cuatro barras helicoidales, que se
hincan en el suelo a rotación.
2.3.4 Ejecución de la prueba
Punta Delft. El procedimiento convencional de operación con este cono consiste en obtener
lecturas cada 20 cm, procediendo de la siguiente manera: se hinca el cono un máximo de 7
cm por medio de las barras centrales, observando y registrando en los manómetros la
presión desarrollada durante el hincado; la condición final del cono (extendido) se muestra
en la Fig 2.9. A continuación se hinca 20 cm la columna de barras exteriores: en los
primeros 8 cm el cono debe recuperar la condición inicial (cerrada) y, en los 13 cm
siguientes, el cono, las barras centrales y exteriores penetran juntos, con lo que se
completa un ciclo de medición.
Punta Begemann. Con el procedimiento convencional se mide la resistencia del suelo cada
20 cm, de la siguiente forma: se determina primero la fuerza de punta (qc) necesaria para
hincar el cono con las barras centrales una longitud de 3.5 cm; después de ese movimiento
la ampliación del vástago debe hacer contacto con la funda de fricción, así, al continuar
empujando la barra central otros 3.5 cm, se hinca el cono y al mismo tiempo se arrastra la
funda; el dispositivo queda en la condición extendida que se muestra en la Fig 2.10. Con los
manómetros se registra la presión debida a las fuerzas de punta y fricción ; a continuación
se hincan las barras exteriores 20 cm, con lo que se cierra el mecanismo los 7 cm que se
abrió y la punta llega a la siguiente posición donde se iniciará otro ciclo de medición.
2.3.5 Determinación de las resistencias
Conocidas las presiones medidas con los manómetros y el área de la celda hidráulica, se
puede determinar la fuerza mecánica para hincar el cono o para el cono y funda
simultáneamente; a continuación se aplican las expresiones 2.1 y 2.3 para deducir las
resistencias de punta y fricción .
2.3.6 Resultados típicos
Los resultados que se obtienen son similares a los descritos para el cono eléctrico, aunque
la falta de sensibilidad y precisión de los manómetros afecta las mediciones. En la Fig 2.11
se muestran dos sondeos: uno con cono mecánico y otro con eléctrico; se advierte en el
mecánico que muchos tramos aparecen verticales, como de igual resistencia, dando una
falsa impresión de estratificación, lo que no ocurre en el sondeo con cono eléctrico. En la
11
zona de menor resistencia el cono mecánico
determina valores del orden del 50 % de los
obtenidos con cono eléctrico; este error es
debido a que no se puede controlar el peso
de las barras centrales, que
permanentemente gravitan sobre el cono,
haciéndolo poco confiable cuando se
exploran suelos blandos.
0
2.3.7 Comentarios
10
Resistencia de punta qc , kg/cm 2
10
5
15
Profundidad, m
5
La principal ventaja del cono mecánico
sobre el eléctrico es su simplicidad, que
permite fácilmente mantenerlo y repararlo;
en cambio, el mantenimiento del cono
eléctrico requiere personal y equipo
especializado. Las desventajas del cono
mecánico son: a) se desconoce la magnitud
de la fricción que se desarrolla entre las
barras interiores y exteriores, que puede
ser particularmente significativa en los
suelos blandos y b) la deformación elástica y
el pandeo de las barras interiores dificultan
el control de la penetración en suelos duros.
E Cono eléctrico
M Cono mecánico
15
E
20
M
25
Fig. 2.11 Gráfica resistencia de punta vs
profundidad con cono mecánico en suelos
blandos
La resistencia de punta de los suelos blandos se tiende a subvaluar cuando se utiliza el
cono mecánico, como se muestra en la Fig 2.11; sin embargo, en general su operación es
más confiable que la del eléctrico, porque las fallas de trabajo son poco frecuentes; en
cambio, su sensibilidad y precisión son menores que las del cono eléctrico.
2.4
PRUEBA DE CONO DINÁMICO
2.4.1 Descripción del equipo
Cono perdible. Este es el más simple cono de exploración que se hinca a percusión, consiste
de una punta de acero con ángulos de ataque de 60° (Fig 2.12), cuyo diámetro B siempre
debe ser mayor que el diámetro b de las barras con las que se hinca, para reducir la fricción
con el suelo circundante; 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 a través de la
superficie de apoyo señalada en la Fig 2.12 y que el perno sólo sirve para guiar al cono.
Estos conos se fabrican casi en cualquier diámetro y se hincan con energías diversas, como
12
El Cono en la Exploración Geotécnica
lo demuestra la Tabla 2.1, en la que se resumen las características de los conos empleados
en Francia según Sanglerat (Sanglerat, 1974). Conviene señalar que en esa tabla no se
precisa la altura “a”, del tramo cilíndrico del cono, pero es costumbre, en ese país, hacerla
Barra
b
Cono
Superficie
de apoyo
a
B
b) Perno liso
a) Conjunto
Fig. 2.12 Cono perdible
similar o igual a su diámetro B (Sanglerat, 1974).
Cono dinámico. Se acostumbra identificar con este nombre a los conos de tipo rescatable o
perdible que se fabrican industrialmente y que incluso llegan a ser verdaderas máquinas
de energía controlada. En la Tabla 2.1 se resumen las dimensiones de los conos dinámicos
empleados en Francia (Sanglerat, 1974); se advierte en esa tabla que sus dimensiones y
energía de hincado pueden ser muy similares a las de los conos perdibles hincados con un
simple malacate de fricción, lo que demuestra que los conos dinámicos son equivalentes a
los perdibles y que sólo difieren en la eficiencia de hincado. En el inciso 2.4.3 se entra en
mayor detalle en los mecanismos de operación.
Recomendaciones prácticas. Es importante reconocer la necesidad de uniformar las
dimensiones de los conos hincados a percusión; se presenta en la Tabla 2.2 un criterio de
dimensiones congruente con los diámetros de barras de hincado generalmente
disponibles. El perno de unión puede ser liso o con cuerda izquierda (Fig 2.13), la cual
permite rescatar el cono cuando su extracción es fácil; en extracciones difíciles el giro de las
13
Tabla 2.1 Características de los conos desarrollados en Francia (Sanglerat, 1974)
TIPO DE CONO
1.
2.
3.
4.
5.
6.
7.
8.
9.
10.
11.
12.
13.
14.
15.
B.I.G
VERITAS
ETF
SOCOTEC
SOCOTEC
BERG
BERG
SOBESOL
DUREMEYER
ANN
PILCON
NORDMEYER
NORDMEYER
NORDMEYER
BOTTE
TECHNOSOL
SERMES
SERMES
GEOTECHNIQUE
APLIQUEE
B, cm
A, cm 2
b
M
H, cm
6.0
5.0
6.5
3.5
3.5
6.0
4.4
5.5
7.5
3.5
6.0
2.52
3.56
4.37
4.37
6.3
7.0
6.0
28.3
19.6
33.2
9.6
9.6
28.3
15.2
23.8
44.2
9.6
28.3
5.0
10.06.02
15.0
15.0
31.2
38.5
28.5
3.2
3.4
4.5
2.6
1.8
3.2
3.2
4.2
3.15
1.8
4.2
2.2
2.2
3.2
3.2
4.1
4.0
4.0
25-75
15
150
8
52
60
60
60
130.75
5.2
75
10
10
50-100
50 y100
65
30-90
30-90
25-75
100
50
80
100
50
50
50-150
100
100
65
50
50
50-76.2
50
75
40
40
kg / cm
cm2
22-199
76
226
66
54
106
197
126-378
296
54
172
100
50
167-508
167-333
156
31-91
124
6.0
28.3
3.6
25 y 50
40
35-71
E,
B Y A Diámetro y área del cono
b
Diámetro de la barra de hincado
M
Masa de hincado
H
Altura de caída de la masa
E
Energía de hincado
Tabla 2.2 Dimensiones de los conos y energías de hincado
Cono
Portátil
Ligero
EW
AW
BW
Dimensiones del cono
cm2
B, cm
A,
2.00
2.50
4.50
6.00
7.00
3.14
4.91
15.90
28.27
38.48
Barra de Hincado
a, cm
b, cm
0.3
0.3
0.4
0.5
0.6
1.27
1.90
3.49 (EW)
4.44 (AW)
5.40 (BW)
14
Energía de Hincado
M, kg H, cm E, kg
10
20
25
64
64
50
50
75
75
75
cm/cm2
159.15
141.47
149.21
244.46
169.76
Peso de las
barras, kg/ml
1.0
2.2
4.6
6.5
6.2
El Cono en la Exploración Geotécnica
2.4.2 Calibración de conos
Alcance. Los conos dinámicos no se
calibran, dada su simplicidad; sin embargo,
siempre se hace necesario establecer
correlaciones en el sitio en estudio entre el
número de golpes con el que se hinca y el
que se obtiene empleando el penetrómetro
estándar.
b
Cuerda
izquierda
Superficie
de apoyo
a
Energía de hincado. Este parámetro
permite establecer una primera
comparación entre los resultados de un
cono y los de la penetración estándar; la
energía de hincado por área se define con la
siguiente expresión:
E=
donde
E
M
H
B
<p
p
B
Fig. 2.13 Conos perdible y recuperable
4MH
pB2
2.4
kg.cm ö
Energía de hincado por área unitaria æç
2 ÷
è cm ø
Masa de hincado (kg)
Altura de caída de la masa (cm)
Diámetro del cono (cm)
Para el penetrómetro estándar la energía de hincado tiene un valor de 237 kg-cm/cm²
(M = 64 kg, h = 75 cm, b = 5.08 cm), que no coincide exactamente con alguno de los valores
consignados en las Tablas 2.1 y 2.2; adicionalmente en el penetrómetro estándar el área
de ataque es sólo la perimetral, en cambio en los conos es toda el área transversal, lo que
dificulta la comparación teórica.
2.4.3 Mecanismos de carga
Funcionamiento básico. Para realizar las pruebas de cono dinámico perdible o
recuperable, se requieren dispositivos que levanten la masa de impacto, la dejen caer lo
más libremente posible desde una altura constante y con una cadencia uniforme; el
mecanismo más simple es el malacate de fricción opeado manualmente y los más
desarrollados son: Pilcon, Borros, Sermes y Fondasol.
Malacate de fricción. Es el mismo arreglo que se utiliza para ejecutar una prueba de
penetración estándar, excepto que la masa y la altura de caída pueden variar de acuerdo a
los valores de las Tablas 2.1 y 2.2. En la Fig 2.14 se muestra esquemáticamente la
disposición del malacate y un martinete de seguridad, que se utiliza como masa
golpeadora y es más recomendable que el martinete simple.
15
Polea
Sistema Pilcon. Este es un ingenioso
sistema desarrollado en Inglaterra que se
vale de un mecanismo de leva para levantar
la masa y dejarla caer automáticamente; la
Fig 2.15 presenta de manera esquemática
este dispositivo. La caída del martinete se
controla automáticamente con un
mecanismo de biela, que acciona un cable
cuya longitud se incrementa a medida que
penetra el cono (Catálogo Pilcon Eng.).
Cable manila 3/4" Ø
Martinete de seguridad
Malacate de fricción
Pieza
de
golpeo
Jalón manual
Máximo 3 vueltas
del cable
Sistema Borros. También conocido con el
nombre de Cono Dinámico Sueco, el
dispositivo consta de un martinete de caída
libre que levanta automáticamente una
banda de cadena con un gancho y que, a la
altura prestablecida, lo suelta. La Fig 2.16
muestra este equipo junto con las
dimensiones de martinetes y alturas de
caída con las que puede operar; las barras
de hincado son siempre de 1.0 m de longitud
(Catálogo Borros AB). Por la sencillez y
facilidad de operación, la aplicación de este
equipo se extenderá ampliamente.
Barras de hincado
Cono (perdible o recuperable)
Fig. 2.14 Malacate de fricción
Cono Sermes. Desarrollado en Francia por
el Prof. J. Boudrillard, es un dispositivo
neumático que opera a manera de una
pequeña piloteadora y requiere un
compresor capaz de suministrar aire a 3.5
kg/cm² de presión; con 40 cm de altura de
caída y una frecuencia de 52 golpes por
minuto, la masa golpeadora puede ser de
30, 60 o 90 kg de peso para hincar el cono
(Tabla 2.1), que puede ser perdible o
recuperable; un contador del número de
golpes facilita el control de la prueba. La
Fig 2.17 ilustra este aparato
esquemáticamente (Catálogo Sermes).
Otra característica interesante es que
puede inyectar lodo bentonítico por arriba
del cono para reducir la fricción lateral y
así, una vez terminada la prueba, el pistón
neumático se hace operar como golpeador
de extracción.
Cable
Guia del
martinete
Trinquete
Martinete de
caída libre
Mecanismo
de biela
Fig. 2.15 Sistema de Pilcon
16
El Cono en la Exploración Geotécnica
Cadena de levante
Descripción
Mástil
A
Peso del
martinete, kg 63.5
H
Contador
de golpes
Caja de protección
Motor
50
10
C
D
63.5 63.5
50
50
50
75
76
Diámetro de
la barra, cm
3.2
3.2
2.2
4.2
4.2
Ángulo del
vértice, º
Martinete
B2
Altura de
caída, cm
Diámetro del
4.5
cono, cm
Perno de
seguridad
B1
4.37 3.56 5.05
(*)
90º
(*)
90º
90º
90º
NOTA: (*) Penetrómetro estándar
A) Norma Sueca
B) Normas Alemanas (1y2)
C) Norma Polaca
D) Norma Americana
Golpeador
Barra 32mm
Ø x 1m
3.2 cm
Rodillo guia
45º
9.0 cm
90º
4.5 cm
Fig. 2.16 Cono Borros
a) Dispositivo
Barra de
perforación, 1m
Cilíndro neumático
52 golpes/min
3
2000 cm
Manguera
(aire a presión
1.5-3.5 kg/cm2)
Sistema de soporte
de pesos adicionales
(30, 60, 90 kg)
Martillo
b) Funcionamiento esquemático
10 cm
40 mm
Marca
@ 10 cm
(3.65 kg/m)
70 mm
Penetrómetro
1.8 kg
Perforación
para lodo
70 mm
Aire
90°
Aire
Aire
Barra guía
40 cm
Cabeza
golpeadora
Barra de
perforación
Inicio del movimiento Cilindro y martinete
ascendente del
levantados (h= 40cm)
cilindro y martinete
Fig. 2.17 Cono Sermes
17
Caída del martinete
Cono Fondasol. Este cono construído en Francia (Catálogo Fondasol) utiliza un ademe
exterior para reducir la fricción, el impacto lo genera con un martillo Delmag ligero (Fig
2.18).
2.4.4 Ejecución de la prueba
Martillo
Delmag D2
Descripción. Simplemente consiste en
hincar el cono y contar el número de golpes
requerido por cada 10 cm de penetración en
el suelo, cuidando que la altura de caída sea
constante; para evitar errores se
recomienda utilizar un contador mecánico.
Gatos hidráulicos
para la extracción
Número de golpes
por 10 cm
2
Resistencia a
la penetración
4
6
Profundidad, m
El error más significativo que se presenta
en esta prueba es la fricción que se
desarrolla entre la tubería y el suelo, ya que
reduce la energía del impacto; para
minimizarlo se recurre a alguna de las
siguientes alternativas: a) untar grasa a la
tubería a medida que va penetrando, b)
inyectar lodo bentonítico para formar un
flujo laminar alrededor de la tubería (Fig.
2.19) y c) utilizar un ademe metálico.
0
8
N
10
Fig. 2.18 Penetrómetro Fonsasol
Fig. 2.19 Cono perdible con inyección de lodo bentonítico
Instrumentación electrónica. Actualmente se investiga la instalación de medidores de
fuerza y aceleración en el cono (Sociedad Japonesa de Mecánica de Suelos, 1981); esta
tecnología, una vez desarrollada, seguramente incrementará la confiabilidad de la
información que proporciona la prueba de cono.
18
El Cono en la Exploración Geotécnica
2.4.5 Determinación de las resistencias
Criterios aplicables. La interpretación de las pruebas de cono se realiza usualmente con la
fórmula holandesa, que se emplea para estimar la capacidad de carga de un pilote hincado;
tiene la limitante que hace indispensable que el ingeniero tenga experiencia en esta
metodología. Un criterio alternativo es correlacionar las pruebas de cono con las de
penetración estándar, siempre que hayan sido realizadas en el mismo lugar; esto permite
incluso asegurar la calidad de la clasificación de los suelos e interpretar el sondeo con
apoyo en correlaciones y experiencias existentes de la penetración estándar.
Fórmula holandesa. Se trata de un criterio empírico que permite definir la resistencia
dinámica del suelo a la penetración mediante la expresión siguiente:
2
M H
Rd =
Ae (M+P)
donde
2.5
2
Rd
Resistencia dinámica del suelo (kg/cm )
M
H
P
A
e
Masa del martillo (kg)
Altura de caída de la masa (cm)
Peso del conjunto de barras y cono (kg)
2
Area transversal del cono (cm )
Penetración del cono en cada golpe (cm)
La manera usual de aplicar esta expresión es calcular la resistencia para el número de
golpes que corresponde a una penetración acumulada de 10, 20 ó 30 cm; así:
2
M HN
Rd =
AE (M+P)
donde
E
N
2.6
Penetración acumulada en 10, 20 ó 30 cm
Número de golpes
2.4.6 Resultados típicos
En la Fig 2.20 se muestra un sondeo de cono dinámico junto con otro de penetración
estándar, realizados en la desembocadura del Río Balsas; es interesante advertir que el
cono es capaz de detectar detalles que no pueden ser captados por la penetración estándar;
lo mismo se observa en la Fig 2.21, que presenta un sondeo realizado en las arenas y
calcarenitas blandas de Cancún (Santoyo et al, 1988).
19
Número de golpes para 30 cm de penetración
Fig. 2.20 Cono dinámico vs penetración estándar en aluvión, tobas, capa dura, etc
Fig. 2.21 Cono dinámico en suelos y calcarenitas con lentes de arena (Santoyo et al. 1988)
20
El Cono en la Exploración Geotécnica
Una aplicación incipiente del cono dinámico en el control de compactación de arenas, se
muestra en la Fig. 2.22 (Castellanos, 1988).
Penetración estándar
número de golpes
N
El sondeo terminó a
5.5 m. de profundidad
Fig. 2.22 Compacidad de un relleno de arena
Cono Sermes. La repetibilidad de sondeos vecinos realizados con esta técnica se muestra
en la Fig. 2.23, y su sensibilidad para distinguir suelos de distinta resistencia y
compacidad, en la Fig. 2.24. En cuanto a la influencia de la inyección de lodo para reducir
la fricción lateral, en la Fig 2.25 se presentan dos sondeos; uno sin lodo y otro vecino con
inyección de lodo; la comparación entre ambos demuestra que a profundidades menores de
15 m la diferencia es muy pequeña y se confunde con la erraticidad del suelo. En cambio a
profundidades mayores la influencia del lodo es notoria.
21
Resistencia dinámica aparente, kg/cm
2
Fig. 2.24 Sensibilidad de sondeos dinámicos
(Cat de la empresa: Societé Sermes, Francia)
Fig. 2.23 Repetibilidad de sondeos dinámicos
(Cat de la empresa: Societé Sermes, Francia)
22
El Cono en la Exploración Geotécnica
Ensayo sin lodo
Ensayo con lodo
Terraplén, relleno hidráulico
C
Fig. 2.25 Conparación de sondeos Sermes con y sin lodo
(Cat de la empresa: Societé Sermes, Francia)
2.4.5 Comentarios
La técnica de exploración con el cono dinámico sigue siendo una excelente herramienta de
la mecánica de suelos y un campo fértil para la innovación e inventiva de los especialistas.
Un aspecto que conviene investigar experimentalmente es la eficiencia de la forma de los
conos; actualmente existen dos tendencias: emplear conos con ángulo de ataque de 60° o
bien de 90°. Estos últimos han sido empleados sobre todo en Europa, donde se han
propuesto como una norma internacional (Fig. 2.26).
23
Seguramente a corto plazo la tecnología evolucionará hacia el uso de la ecuación de la onda
para la interpretación de la prueba de cono dinámico y mejorará cuando se incorporen
sensores eléctricos para determinar las fuerzas que trasmite la punta al suelo así como las
aceleraciones que se generen.
de 40 a 45 mm
32 0.3 mm
Barra hueca peso
máximo 8 kg/m
Barra sólida
o hueca
90°
90°
52 2 mm
62 2 mm
62 0.2 mm
Punta fija o perdible
Punta fija o perdible
5 mm
90°
5 mm
Fig. 2.26 Puntas y barras para pruebas dinámicas (Estándar internacional)
2.5
PRUEBA DE CONO ESTÁTICO-DINÁMICO
2.5.1 Descripción del equipo
Las limitaciones de operación que tiene el cono estático en materiales granulares y la falta
de sensibilidad del cono dinámico en suelos blandos, han dado lugar al desarrollo de una
técnica mixta, que consiste en un cono que puede operar indistintamente como estático o
como dinámico, en función de la naturaleza del suelo que atraviese.
El equipo más evolucionado es el Cono Andina, aparato que se podría describir como un
cono de tipo mecánico con un ademe exterior que le permite las siguientes variantes de
operación: a) hincado del cono a presión o percusión; b) hincado de la funda de fricción a
presión y c) hincado del conjunto de 3 tuberías a presión o percusión.
El Cono Andina se muestra dibujado esquemáticamente en la Fig. 2.27 y se describe con
detalle en (Sanglerat, 1974; Pfister, 1974 y Sanglerat, 1977a) conjuntamente con el
procedimiento de ejecución de la prueba.
24
El Cono en la Exploración Geotécnica
Aplicación de la carga
Celdas de carga
Medición de la resistencia
del cono o total
Medición de la
fricción total
Gatos hidráulicos
Medición de la carga
en la funda de fricción
Barra central
Ademe exterior
Funda de fricción
Punta de 80 mm
Punta de 39 mm
Ø 39
Ø 80 mm
Fig. 2.27 Penetrómetro Andina (Cono estático-dinámico)
2.5.2 Determinación de la resistencia
Para analizar la información que proporciona este aparato se aplica el criterio
correspondiente, estático o dinámico, dependiendo de cómo se opere; las expresiones de
cálculo son las mismas que se discutieron en párrafos anteriores.
2.5.3 Resultados típicos
En las Figs. 2.28 y 2.29 se presentan dos sondeos realizados con el cono Andina tomados de
(Sanglerat, 1977b); la sola observación de las figuras demuestra la utilidad de esta técnica
en terrenos superficialmente cubiertos con suelos blandos, que sobreyacen suelos
25
arenosos.
2.5.4 Comentarios
Esta técnica estática-dinámica desarrollada en Francia no se ha aplicado extensamente en
otros países, debido seguramente a que la complejidad de los equipos ha sido su limitante
fundamental; sin embargo, es probable que a largo plazo pueda ganar un lugar y mostrar
q c y Rd , en kg/cm 2
10
20
100
0
8000
1000
0 1 2 3 4 5 6 11 16 21
1
Relación de fricción
R f , en %
2
3
4
5
Resistencia de
punta estática, qc
6
Resistencia lateral
unitaria, fs
Rf =
7
fs
Rp
8
9
10
Profundidad, m
11
12
13
14
15
16
qc
17
Resistencia dinámica, R d
18
19
20
Rd
21
qc
22
23
Rd
24
25
0
0.1
0.2
1.0
5.0
10.0
50.0
80.0
Resistencia lateral, en kg/cm 2
Fig. 2.28 Ejemplo de un sondeo con penetrómetro estático-dinámico
26
El Cono en la Exploración Geotécnica
qc ó R d , en kg/cm 2
50
0
100
150
200
250
300
Limo
NAF
Boleos
y
Gravas
5
qc
Arenas
R d Sermes con lodo
10
Gravas
y
Boleos
Profundidad, m
Limo
15
Arenas muy finas
Arenas limosas
Arenas finas arcillosas
20
Gravas
Boleos
Arenas
25
Arena fina
30
Fig. 2.29 Comparación de los penetrómetros estático-dinámico (Sanglerat, 1997)
27
28
El Cono en la Exploración Geotécnica
3
3.1
CORRELACIONES EMPÍRICAS
INTRODUCCIÓN
Las pruebas de penetración de conos estáticos o dinámicos sólo permiten definir las
resistencias de punta y fricción o la resistencia dinámica, dependiendo del tipo de cono
empleado; a su vez, la interpretación de esta información, basada en correlaciones
empíricas y semi-empíricas conlleva a la identificación indirecta del tipo de suelo y a una
estimación de sus propiedades mecánicas. La condicionante fundamental para la
aplicación confiable de correlaciones empíricas, es que correspondan a suelos muy
similares y preferiblemente que se obtengan para los suelos particulares a los que se
pretenden aplicar.
A continuación se presenta un resumen del conocimiento actual sobre estas correlaciones;
particularmente sobre la clasificación de los suelos y los parámetros de resistencia y
compresibilidad.
3.2.
CORRELACIONES CON EL CONO ESTÁTICO
3.2.1
Clasificación indirecta de los suelos
Varios autores han elaborado gráficas que correlacionan empíricamente los resultados de
la prueba de penetración estática con la clasificación de suelos; entre ellas, las debidas a
Sanglerat (Sanglerat, 1972) y a Schmertmann (Schmertmann, 1977), presentadas en las
Fig 3.1 y 3.2, son las de uso más extendido. La Fig 3.3 muestra, ampliada de la gráfica de
Sanglerat, la zona que corresponde a los suelos granulares sueltos y cohesivos blandos, y la
Fig 3.4 presenta, de ambos autores, las gráficas que correlacionan la resistencia de punta
300
Arena gruesa
y grava
Arena
200
Limo, arcilla
100
Arcilla
0
0
1
Turba
3
2
Fricción local, kg/cm2
4
5
6
Fig. 3.1 Clasificación de suelos con penetrómetro estático electrónico (Sanglerat, 1972)
29
200
(Compacta
Mezlas
limo-arena,
o cementada)
100
2
arenas
arcillosas
y limos
c
A re n a s c o n c o n c h a s
50
10
Arena
Arcillas arenosas
y limosas
Arcillas inorgánicas
no sensitivas
Muy duras
(Suelta)
Duras
Medías
Arcillas orgánicas y
mezclas de suelos
5
Blandas
Muy blandas
2
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
Relación de fricción f S /qC , %
Fig. 3.2 Clasificación de suelos con penetrómetro estático (Schmertmann, 1977)
50
Arena gruesa y grava
Resistencia de punta kg/cm2
40
Arena
Limo, arcilla
30
Arcilla
20
10
Turba
0
0
0.5
1.0
Fricción local, kg/cm 2
1.5
Fig. 3.3 Clasificación de suelos blandos o sueltos (Sanglerat, 1972)
30
2.0
Muy
suelta
0
Suelta
20
De análisis de SANGLERAT
40
Media
SCHMERTMANN 90%
de los datos caen
entre estas líneas
Densa
60
Muy
densa
Densidad relativa con muestras inalteradas %
El Cono en la Exploración Geotécnica
80
100
0
1
2 5
10
20
30 40 50 60 70 80 90100
Resistencia de punta, en kg/cm 2 o ton/pie 2
150
200
250
Fig. 3.4 Correlación entre la resistencia de punta y la densidad relativa de arenas finas
Resistencia de punta, q c (kg/cm 2) Contenido de agua (%)
Un criterio ampliamente utilizado para
clasificar los suelos, de manera indirecta, es
a partir de los valores del contenido de agua
y su variación con la profundidad; de igual
manera es posible emplear la información
obtenida en un sondeo de cono, porque la
resistencia de punta varía recíprocamente
con respecto del contenido de agua, como
puede verse en la Fig. 3.5.
3.2.2
0
10
15
20
100 200 300 400
5
10
Resistencia de suelos cohesivos
15
Profundidad, m
La resistencia al corte de los suelos
cohesivos, en condiciones no drenadas,
puede deducirse de una prueba de cono
aplicando la siguiente expresión debida a
Terzaghi (Lunne et al, 1977; Bell, 1978).
qc = Nk f +  z
5
20
25
3.1
30
donde
qc
Nk
f

z
entonces
Resistencia de punta del cono
Coeficiente de resistencia del cono
Resistencia al corte no drenada
Peso unitario del suelo (total)
Profundidad de la prueba
q -z
f = c
Nk
35
40
Fig. 3.5 Correlación del contenido de agua w
con la resistencia de punta qc obtenida con
cono eléctrico (Zona de Lago)
3.2
31
La Tabla 3.1 presenta valores típicos del coeficiente recopilados de la literatura técnica.
Begemann (Begemann, 1953; Begemann, 1963) fue el primero en plantear que de la
expresión 3.1, debe eliminarse el término gz por ser poco significativo, quedando entonces:
f =
qc
Nk
Para esta expresión también se han presentado valores típicos de Nk; una recopilación de
ellos se incluye en la Tabla 3.2.
Tabla 3.1 Valores típicos del coeficiente Nk (Ec-3.2)
Tipo de suelo
Nk
Forma del Penetrómetro
Autor y referencia
Todo tipo
Arcillas marinas blandas
5–70
?
Amar, S. et al, 1975
13 – 24
Cilíndrica
Lunne, T. et al, 1977
17
Cilíndrica
Lunne, K.T. et al 1978
Arcillas preconsolidadas
Tabla 3.2 Valores típicos del coeficiente N k (Ec- 3.3)
Tipo de suelo
Arcilla normalmente
Arcilla suave con falla local
Arcilla preconsolidada (qc< 25)
Suelo arcilloso bajo el nivel
Suelo arcilloso blando
Nk
Forma del Penetrómetro
Autor y referencia
15-18
Clásica
Mac Carthy D.E., 1977
10-14
22-26
14
Clásica
Clásica
Mac Carthy D.E., 1977
Mac Carthy D.E., 1977
Clásica
Begemann H.K.S., 1973
20
Cilíndrica
Montañés, L. et al, 1980
2
Tabla 3.3 Tipos de equipos y técnicas en conos de 10 cm y 60° (Schmertmann, 1975)
Sistema
Punta
Mediciones
Con
Gato hidráulico que
Delft
Protección contra la
Diámetro reducido
qc cada 20 cm
Mecánico
Begemann
qc y fs cada
Celdas de carga
Mediciones en la
Fugro
qc ó qc y fs
Eléctrico
Delft
qc y fs
Igual que el anterior
32
El Cono en la Exploración Geotécnica
Para utilizar los valores del coeficiente Nk consignados en la literatura técnica, es
necesario distinguir si fueron definidos para penetrómetros con punta de forma clásica con
estrechamiento posterior al cono o de forma cilíndrica recta (Begemann, 1957). Entre los
primeros se clasifican los conos mecánicos tipo Delft y Begemann y el eléctrico Delft; de los
segundos, el eléctrico tipo Fugro es el más conocido (Tabla 3.3). La selección del coeficiente
debe ser cuidadosa, pues la diferencia de geometrías entre ambos tipos de conos puede ser
significativa. Algunos autores (Begemann, 1957; Jiménez, 1976) consideran que, para el
penetrómetro eléctrico de forma cilíndrica, la resistencia al corte no drenada de suelos
cohesivos puede obtenerse aplicando un coeficiente único de 10.
3.2.3
Resistencia al corte de suelos no cohesivos
La experiencia y confianza acumuladas en la utilización del cono ha sido en suelos no
cohesivos. Para la interpretación de la información obtenida se han elaborado teorías y
métodos que permiten deducir el valor del parámetro  ´ de resistencia al corte de estos
suelos, considerando que la velocidad de hincado del cono es suficientemente lenta para
que se disipe significativamente la presión de poro y que por tanto se trate de una prueba
en condiciones drenadas. Las teorías que se utilizan con mayor frecuencia son:
a)
La de de-Beer (Sanglerat, 1972; de-Beer, 1948), tiende a predecir los
valores más bajos del ángulo, por lo cual ha caído en desuso.
b)
La teoría desarrollada por Mitchell-Durgunoglu (Mitchell et al, 1973;
Durguno et al, 1975a; Durgunoglu et al 1975b; Mitchell et al, 1978), que considera la
influencia de la rugosidad del cono, sobre presión y valor de ko; los valores de f´ que
predice son semejantes a los obtenidos en pruebas triaxiales drenadas.
c)
Los métodos empíricos de Meyerhof (Meyerhof, 1974) y de Schmertmann
(Schmertmmm, 1970), que también predicen valores semejantes a los definidos en
pruebas triaxiales drenadas.
d)
La de Holden (Holden, 1976), que hace intervenir el fracturamiento de partículas de
arena.
Con el procedimiento de cálculo del ángulo ø´ presentado en la Fig. 3.6 (Harr, 1977), basado
en fórmulas de capacidad de carga, se ha interpretado la información de pruebas de
penetración incluídas en varios de los artículos citados arriba; los valores de ø obtenidos
muestran diferencias máximas de únicamente 3°.
Una limitación significativa para la interpretación de la información de las pruebas de
penetración estática en arenas, es que no es fácil conocer confiablemente sus pesos
volumétricos, pues para ello se requiere obtener muestras inalteradas; la solución
alternativa al respecto es suponer estos pesos volumétricos y aplicar la expresión
simplificada de la Fig. 3.6.
33
Una correlación que puede ser de utilidad, obtenida por Schmertmann (Schmertmann,
J.H., 1970), entre la resistencia de punta, qc , y el número de golpes, N, en la prueba de
penetración estándar se resume en la Tabla 3.4.
Tabla 3.4 Correlaciones con la Penetración Estándar
qc / N
Tipo de suelo
Limos, limos arenosos, mezclas limo-arena ligeramente cohesivas
Arenas limpias finas a medias, y arenas ligeramente limosas
Arenas gruesas y arenas con algo de grava
Gravas arenosas y gravas
2.0
3.5
5.0
6.0
3.2.4 Resistencia de suelos cohesivofriccionantes
Los suelos que durante el hincado del cono
desarrollan componentes de resistencia
tanto de fricción como de cohesión son el caso
más difícil de interpretar. Los
procedimientos propuestos se basan en
plantear dos expresiones de la capacidad de
carga última para dos profundidades en las
que se presente el mismo suelo y, después,
obtener por tanteos los valores de los
parámetros c y Æ. En esta solución el
desconocimiento de los pesos volumétricos
también induce a errores como en los suelos
no cohesivos. Los procedimientos más
usados se deben a de- Beer (Sanglerat, 1972)
y Mitchell-Durgunoglu (Mitchell et al,
1973); el primero conduce a resultados muy
conservadores y el segundo está orientado a
resolver el problema a profundidades
someras.
qc
o
400
300
M u y su e lta
Compacidad
200
qc
Ø`
o =(1+tanØ') tan (45+ 2 )e
100
Muy
densa
Densa
Media
Suelta
`tan Ø`
50
10
20
25
30
35
40
Ø'
45
Fig. 3.6 Correlación de la resistencia de
punta y el ángulo Ø' de arenas
Aplicando el criterio antes descrito a la expresión de capacidad de carga obtenida por
Terzaghi, corregida con los factores de forma, se puede deducir un sencillo procedimiento
de interpretación:
a)
Capacidad de carga última
qc = cNcc + DNqq+
donde
B NQ
L Nc
q =1+ B tan
L
c =1+
B
2
N
3.3
c = (Nq -1) cot
 tan
Nq = N e
34
El Cono en la Exploración Geotécnica
 = 1-0.4
B
L
N = 2(Nq+1) tan
2
N = tan
b)
c)
45+

2
Las pruebas de penetración a dos profundidades, Z 1 y Z 2 , definen resistencias
de punta, qc1 y qc2, para:
D = Z1
qc = cNcc + Z1Nqq+
D = Z2
qc = cNcc + Z2Nqq+
B
2
B
2
N
N
Resolviendo las ecuaciones anteriores como simultáneas y considerando que
para el cono B = L, se obtienen las expresiones 3.4 y 3.5.
Nq =
qc2 - qc1
(1+tan)(z -z )
3.4
qc2 - qc1
3.5
2
tan =
(z -z )Nq
2
1
-1
1
Para calcular Nq en esta expresión se supone el peso volumétrico , y un valor tentativo
del ángulo  ; una vez determinado Nq, se introduce en la gráfica de la Fig. 3.7 para
obtener el valor de  . Este ángulo calculado, si difiere del supuesto inicialmente, se
utiliza para obtener otro valor de Nq y de nuevo, con la gráfica, se define el valor de  ;
después se aplica la expresión siguiente:
c=
(qc1 + qc2) - Nq (1+tan)( z1 + z2 )
3.6
2Nc (  +Nq / Nc )
500
Nc
Nq
Ny
100
50
Nc
10
5
Fig. 3.7 Factores de capacidad de carga
35
Nq
Ny
1
Ø
0° 10° 20° 30° 40° 50°
3.2.5
Compresibilidad de suelos blandos
Condición inicial. La interpretación de un sondeo de cono eléctrico permite estimar su
condición inicial de consolidación; en la Fig. 3.8a se muestran suelos normalmente
consolidados, idealmente uniformes, depositados bajo agua y sin que hayan desarrollado
costra superficial endurecida. En ese caso la resistencia resulta aproximadamente una
función lineal del esfuerzo efectivo, como se obtiene de las siguientes expresiones:
qc = f Nk
3.7
f / vo = f (IP)
3.8
donde
f
Resistencia no drenada del suelo ton/m²
Esfuerzo vertical efectivo
 vo
f IP  Factor de correlación con la plasticidad (Fig 3.9)
Nk
Coeficiente de resistencia del cono
qc = vo Nk f (IP)
3.9
Así para un valor medio de 0.33 del factor de correlación por plasticidad y de 13 para el
coeficiente de resistencia se obtiene que
3.10
qc = 0.43 h
donde
´
h
qc
Peso sumergido del suelo ton/m3
Profundidad en m
Resistencia probable del cono en ton/m2
La Fig. 3.8a está deducida con la expresión 3.10 para distintos pesos volumétricos;
aplicando ahora este razonamiento al caso de un suelo ideal sujeto a la influencia de una
sobrecarga de área infinita, se podría transformar la sobrecarga a una altura de suelo
equivalente; en ese caso la envolvente de resistencia simplemente se desplazaría
paralelamente, como se ilustra en la Fig. 3.8b. Por este efecto la preconsolidación se
identifica cuando la envolvente de resistencia muestra una ordenada al origen.
36
P rofundidad, en m
37
0
5
10
q , kg/cm ²
NC
’ =Peso sumergido
a) Suelos normalmente
consolidados
30
25
15
0
NC
5
NF
Sobrecargos
equivalentes
con alturas
de suelo
( =0.5 ton/m 3)
10
OC
15
Q= 0 ton/m 2
Q= 1 ton/m 2
Q= 2 ton/m 2
Q= 3 ton/m 2
Q= 4 ton/m 2
Sobrecargos de
Preconsolidación
2m
2m
2m
2m
30
25
20
15
10
5
0
5
D
2
10
OC
15
NF
2
= 0.1 kg/cm min
min
q c = 1 kg/cm min
c
c=0; qc =0
c) Suelo ligeramente
preconsolidado
0
1
F
Fig. 3.8 Condición inicial de consolidación de un suelo.
b) Suelos normalmente
consolidado y preconsolidados
30
25
20
10
20
=0.3 ton/m 3
=0.4 ton/m 3
=0.5 ton/m 3
=0.6 ton/m 3
5
0
15
’
’
’
’
NF
15
10
5
0
NF
0
NC
5
NF
10
15
OC
(ligeramente
preconsolidada)
Espesor
preconsolidado
d) Suelo ligeramente
preconsolidado
30
25
20
15
10
5
0
El Cono en la Exploración Geotécnica


vo
0.8
Bjerrum, 1972 (2)
0.6
Leonards, 1962
Osterman, 1960
0.4
33
Bjerrum, 1972 (1)
Bjerrum, 1954
Osterman, 1960
Leonards, 1962
0.2
Kenney, 1976
0
0
100
(1) Arcilla de sedimentos recientes
(2) Arcillas ligeramente preconsolidadas
200
300
400
Índice de plasticidad, PI

Fig. 3.9 Correlación entre  /  vo y el índice de plasticidad para
arcillas normalmente consolidadas (Holtz et al, 1981)
Aplicando los conceptos a un caso real (Fig 3.8c), se puede concluir que un suelo es
preconsolidado cuando la envolvente de resistencia tiene una cierta ordenada al origen; en
cuanto a la magnitud y origen de la carga de preconsolidación, se pueden hacer las
siguientes hipótesis:
a)
Que la preconsolidación se indujo por efecto de un fenómeno de erosión del suelo
superficial; en ese caso, el espesor erosionado máximo fue de una altura D (Fig
3.8c), considerando que el suelo tuvo inicialmente una cohesión nula. Sin
embargo, admitiendo que todas las arcillas tienen una cohesión mínima, el
espesor más probable del suelo erosionado fue F.
b)
Si la preconsolidación se indujo por cargas superficiales uniformes, incluyendo el
abatimiento del nivel freático, y si es muy largo el tiempo transcurrido, se
obtiene un perfil lineal como el mostrado en la Fig 3.8c.
c)
Si el área sobrecargada es pequeña, o el proceso de consolidación todavía no se
completa, el perfil resulta como el de la Fig 3.8d.
Relación de preconsolidación. La estimación del valor de la relación de preconsolidación
(OCR, por las siglas en inglés de Over Consolidation Ratio) se puede hacer con la ayuda de
la expresión empírica de Ladd et al (Ladd et al, 1977).
(f /vo)OC
(f /vo)NC
=(OCR)
donde
OC
NC
OCR
Suelo preconsolidado
Suelo normalmente consolidado
Relación de preconsolidación
38
0.8
3.11
El Cono en la Exploración Geotécnica
Esta expresión se muestra graficada en la Fig 3.10, junto con la correlación entre la
relación de preconsolidacón y la resistencia normalizada. Para la aplicación de esa gráfica
la expresión anterior se puede simplificar a:
qc
0.8
=(OCR)
3.12
0.33 Nk vo
Estimación de asentamientos. Se han desarrollado dos procedimientos semi-empíricos
para la estimación de asentamientos por consolidación:
a)
Schmertmann propone aplicar la expresión:
n
H=  Ho
1
donde
cc
1+eo
log
po +p
3.13
Po
H
n
cc
Asentamiento estimado
Número de estratos compresibles
Índice de compresión
eo
po
p
Ho
Relación de vacíos inicial
Esfuerzo inicial
Incremento de esfuerzos
Espesor inicial del estrato
1.8
1.6
1.4
N°
LL
IP
1
65
34 1.0
2
65
41 0.65
3
95 75 0.85
4
71
41
LI
1 Arcilla orgánica
de Maine
2 Arcilla de Bangkok
3 Arcilla de Atchafalaya
-
5
5
T
'vo
6
21 0.8
1.2
6 * 65 39 35 12
* Capas de arcilla
y limo
1.0
5 Arcilla azul de Boston
0.8
6 Arcilla barbada
de Connecticut
4 Arcilla AGH-CH
Suelo 1 a 5
4
(T
(T
' vo) oc
' vo)nc
3
Suelo 6
0.6
2
0.4
Nota:
T
0.2
0.0
2
1
1
2
4
OCR=
4
6 8 10
' 
OCR=
'vo
Fig. 3.10 Correlaciones entre la resistencia no drenada en pruebas de
corte directo, con la relación de preconsolidación (Holtz et al, 1981)
39
' 
'vo
6
8 10
Con la información del sondeo de cono se define la resistencia normalizada tf /svo o la
relación de preconsolidación OCR, para entrar con esos valores a la tabla 3.5
(Schmertmann, 1977).
Tabla 3.5 Estimación de la consolidación
b)
 f /  vo
OCR (aprox)
cc / 1  eo 
0.00 – 0.10
 1.00
0.10 – 0.25
0.26 – 0.50
0.51 – 1.00
1.00 – 4.00
 4.00
1.00
1.00
1.00 a 1.50
6.00
 6.00
0.40 (en proceso de
consolidación)
0.40
0.30
0.15
0.10
0.05
Sanglerat se vale de la expresión (Sanglerat, 1972):
n
o
H=
2.3 qc
1
o
2.3 qc
3.14
p Ho
=mv
3.15
donde
o
Coeficiente de correlación
mv
Coeficiente de compresibilidad volumétrica
Los valores de  o obtenidos por Sanglerat (Sanglerat, 1972) se muestran en la
Tabla 3.6.
Tabla 3.6
Tipo de suelo
Aluvión reciente (CH)
Aluvión reciente (CH)
Turba (OH)
Valores del coeficiente o
kg /cm²
< 7
7 a 20
> 20
< 20
> 30
-
*Contenido de agua
40
w%*
ao
90 a 130
> 300
0.15 a 0.40
0.40 a 0.80
0.80 a 1.70
0.50 a 1.00
0.80 a 1.50
1.50 a 3.00
> 3.00
El Cono en la Exploración Geotécnica
3.2.6
Densidad relativa de arenas
La resistencia de punta del cono es un indicador de la densidad relativa de las arenas; la
precisión de esta correlación está condicionada por varias propiedades del suelo en
estudio: distribución granulométrica, cementación de partículas, esfuerzos laterales y
verticales. La Fig 3.11 (Bladi, et al, 1981) muestra una recopilación de las investigaciones
experimentales sobre este tema.
Resistencia de punta, qc (kg/cm²)
0
50
100
150
DR
=1
5
200
250
300
Arenas saturadas normalmente
consolidadas (Schmertmann, 1977)
00
%
15
20
%
%
80
60
40 %
Esfuerzo vertical efectivo, v (ton/m²)
10
25
30
35
%
DR
INICIAL
Media
42.4
46.9
CF- 1
CF- 3
Densa
69.9
72.4
CF- 1
CF- 3
Muy densa
91.0
92.6
CF- 1
CF- 3
DR
FINAL
%
CONDICIONES
DE FRONTERA
COMPACIDAD
(CF-1) = - v y - h constantes
(CF-3) = - v constante y Eh = O
DR Densidad relativa
CF Condición de frontera
Fig. 3.11 Correlacíon de la resistencia de punta con el
esfuerzo vertical efectivo en arena (Schmertmann, 1877)
41
3.3
CORRELACIONES CON EL CONO DINÁMICO
Enfoque experimental. La información publicada sobre correlaciones con el cono dinámico
es muy escasa, por lo que se hace necesario acumular experiencia local de cada sitio. Como
se mencionó en el Capítulo 2, interesa establecer una correlación confiable con la
penetración estándar, mediante la ejecución de sondeos con ambas técnicas; conviene
advertir que la calidad de estos sondeos de correlación debe ser excelente para tenerles
confianza.
Para ilustrar esta limitación la Fig 3.12 muestra un buen ejemplo de un trabajo de
exploración con el empleo de estas dos técnicas: a) un sondeo convencional de penetración
estándar, con un bajo nivel de supervisión técnica de campo y laboratorio y b) un sondeo de
cono dinámico que se complementó después con otro sondeo de penetración estándar;
ambos realizados bajo una cuidadosa supervisión técnica.
Con supervisión técnica
Convencional
1
0
Penetración estándar
100
200
300
2
3
Cono dinámico
100
200
300
Penetración estándar
100
200
300
70/12
60/10
5
Suelo con gravas
Playa orilla laguna
Arena de playa
Laguna con arcillas
negras sapropelicas
con turbas
10
Profundidad en, m
Clasificación geológica
Playa de laguna
15
Suelo rojo
Abanico aluvial
20
Suelo arcilloso tropical
25
50/10
Abanico aluvial
50/10
30
Suelo rojo
165/20
220/20
100/5
100/5
100/5
50/10
50/11
50/11
35
Notas :
Abanico aluvial
-El sondeo 1 está a una distancia no mayor de 30 m del 2 y 3, que están separados 1 m
-Los números fraccionarios (N° de golpes/penetración en cm) se extrapolaron para
definir la resistencia equivalente a 30 cm de penetración
-El cono dinámico solo penetró hasta 25 m de profundidad
Fig. 3.12 Exploración de un sitio en Acapulco
Queda evidente que en el segundo caso la calidad de la información resultante y el grado de
detalle permiten una mejor interpretación de las características del subsuelo y por lo tanto
una mejor correlación.
Enfoque teórico. Algunos autores basan la interpretación de las pruebas dinámicas en el
análisis de la ecuación de la onda: con el modelo adecuado de las barras y del sistema de
hincado, la energía aplicada define, indirectamente, la resistencia del suelo; Ellstein, ha
venido desarrollando esta metodología para la exploración de la llamada capa dura del
subsuelo de la Ciudad de México (Ellstein, 1988).
42
El Cono en la Exploración Geotécnica
3.4
COMENTARIOS
Las correlaciones aquí presentadas deben emplearse con reserva y sólo para análisis
preliminares: en todo programa de exploración geotécnica debe considerarse la necesidad
de contar con sondeos de muestreo, de los cuales se deriven las correlaciones para los
suelos del sitio en estudio.
43
44
El Cono en la Exploración Geotécnica
4
4.1
CORRELACIONES CON
PROPIEDADES MECÁNICAS
INTRODUCCIÓN
Uno de los principales problemas en el estudio de la respuesta sísmica de depósitos de
suelo y de la interacción dinámica suelo-estructura es la determinación de los parámetros
que caracterizan el suelo desde el punto de vista dinámico.
En este capítulo se describen los resultados de mediciones de campo realizadas por el
Instituto de Ingeniería de la UNAM, para determinar las propiedades dinámicas de los
suelos blandos del Valle de México, así como su correlación con sondeos de cono eléctrico.
4.2
PROPIEDADES DINÁMICAS DE LOS SUELOS
Los parámetros dinámicos de los suelos que más interesan son:
Rigidez. Esta propiedad del suelo se cuantifica mediante el llamado módulo de Young, E,
determinado en condiciones no drenadas o el módulo de rigidez al corte, G, cuya relación es
bien conocida:
G=
Eu
4.1
2(1 + u )
en donde uu es la relación de Poisson que, en un medio poroso saturado no drenado, con
propiedades elásticolineales, adquiere un valor igual o muy cercano a 0.50.
La rigidez es función de la magnitud de las deformaciones aplicadas al suelo: así, para
deformaciones muy pequeñas se obtienen valores altos del módulo de rigidez, y valores
menores al aumentar las deformaciones.
Capacidad del suelo para disipar energía. Los suelos disipan energía debido a su
viscosidad, sus características elasto-plásticas, la forma en la que se transmiten las ondas
y el fenómeno de irradiación; en el estudio del comportamiento dinámico de los suelos sólo
se considera la disipación de energía por efectos viscosos y, en ocasiones, la debida a las
características elasto-plásticas. La disipación por irradiación suele tomarse en cuenta
como un efecto viscoso adicional.
La forma de especificar el parámetro de disipación de energía depende del modelo que se
emplee para idealizar al suelo en el análisis. En modelos lineales o lineales equivalentes, el
parámetro que cuantifica la energía que el suelo disipa por efecto de la aplicación de cargas
cíclicas, es el factor de amortiguamiento crítico. En modelos basados en la teoría de la
45
plasticidad o en modelos no lineales, se considera que el suelo disipa energía debido a la
acumulación de trabajo plástico. En algunos modelos viscoelásticos se incluye también el
coeficiente de viscosidad.
Resistencia dinámica del suelo. Este parámetro aumenta con la velocidad de deformación
y con la velocidad con la que se aplican los esfuerzos cortantes. Estos efectos se observan en
todos los suelos; desde luego, son más notorios en las arcillas de alta plasticidad y menos
importantes en los suelos poco plásticos o en los suelos granulares.
Otros parámetros dinámicos. También interesan el módulo de compresibilidad
volumétrica para condiciones dinámicas y la relación de Poisson. Esta última tiene valores
cercanos a 0.50 para condiciones no drenadas, que son las que prevalecen en muchos suelos
durante un temblor.
4.3
OBTENCIÓN DE LOS PARÁMETROS DINÁMICOS
Los parámetros dinámicos del suelo se obtienen en el laboratorio usando aparatos como la
columna resonante, el péndulo de torsión y la cámara triaxial cíclica. En el campo los
métodos más conocidos son el de pozos cruzados, el de pozo-abajo y el de pozo-arriba (crosshole, down-hole y uphole respectivamente).
Recientemente se desarrolló otro método, al que se le dio el nombre de sonda suspendida
(Kitsunesaki, 1980); cada método tiene ventajas y desventajas que deben ponderarse de
acuerdo con los requerimientos del caso partícular en estudio. R. Dobri describe estos
métodos ampliamente; conviene aclarar que la sonda suspendida permite obtener
determinaciones de la velocidad de las ondas de corte, Vs, contra la profundidad, con mejor
resolución que con las otras técnicas (Dobri, 1987).
El equipo empleado en la prueba de sonda suspendida consta de un generador
electromagnético de ondas y dos geófonos; estos últimos captan las oscilaciones inducidas
por el primero. El arreglo es el que se muestra en la Fig. 4.1: la sonda, que en su interior
lleva al emisor y a los dos geófonos, queda suspendida de un malacate colocado en la
superficie del terreno e introducida dentro de una perforación de 15 cm de diámetro, que
deberá estar llena de agua o lodo bentonítico.
Los métodos de campo son especialmente útiles para determinar el módulo de rigidez al
cortante asociado con deformaciones pequeñas, por lo que los resultados obtenidos se
interpretan como los correspondientes a las condiciones iniciales: G0 o Eu0; su obtención es
indirecta ya que los métodos de campo sólo proporcionan los valores de la velocidad de
propagación de las ondas compresionales Vp y distorsionales Vs.
En problemas sísmicos se acepta generalmente que la mayor parte de la energía se trasmite
a través de la propagación vertical de las ondas de corte. La teoría de la elasticidad
proporciona la relación entre Vs y G0 :
Go = Vs
2
4.2
es donde r es la densidad del suelo.
46
El Cono en la Exploración Geotécnica
Tripié
Malacate
Oscilógrafo
Agua o fluido
de perforación
Geófono 2
Geófono 1
Configuración deformada
de las paredes del pozo
Ondas P
Generador
de pulsos
Ondas S
Fig 4.1 Diagrama esquemático de una sonda suspendida
4.4
DETERMINACIÓN DE Vs EN LA CIUDAD DE MÉXICO
4.4.1
Antecedentes
La necesidad de contar con valores confiables de Vs se ha reconocido en función de la alta
sismicidad de la cuenca de México; antes de septiembre de 1985 la información sobre la
velocidad Vs fue obtenida por J. Figueroa y B. Martínez y otros; con estudios de campo y
laboratorio determinaron la variación de Vs en puntos de Tlatelolco y del vaso de Texcoco
(Figueroa,1954 y Martínez et al, 1974).
Hacia finales de 1986 el Instituto de Ingeniería de la UNAM realizó mediciones de la
velocidad de propagación de ondas en 13 sitios de la Ciudad de México (Jaime et al, 1987).
Los métodos empleados para realizar las mediciones fueron los de pozo-abajo y sonda
suspendida. Esta investigación experimental demostró que se puede establecer una
correlación entre los perfiles de variación de la velocidad Vs y los de resistencia a la
penetración con cono eléctrico (Figs. 4.2 a 4.6 ); más aún: que se puede justificar el empleo
de un modelo teórico para definir el comportamiento dinámico de este suelo.
47
10
0
Vs (m/seg)
100
1000
010
Vs (m/seg)
100
1000
6
10
12
qc
Profundidad, m
Profundidad, m
18
24
Vs
30
20
qc
30
Vs
36
40
42
48
50
10
100
1000
qc (kg/cm²)
54
60
1
10
qc (kg/cm²)
Fig. 4.3 Secretaría de Comunicaciones y
Transportes (SCT), (Jaime, et al, 1987)
100
Fig. 4.2 Sitio Tláhuac - Bombas,
(Jaime, et al, 1987)
010
10
0
Vs (m/seg)
1000
100
Vs (m/seg)
1000
100
6
12
18
20
q
Profundidad, m
Profundidad, m
10
c
qc
24
30
36
30
Vs
42
Vs
48
40
54
q c(kg/cm²)
50
10
100
1000
60
Fig. 4.4 Centro Urbano Presidente Juárez
(CUPJ), (Jaime, et al, 1987)
1
10
1000
qc (kg/cm²)
Fig. 4.5 Central de Abastos Frigoríficos
(CAF), (Jaime, et al, 1987)
48
El Cono en la Exploración Geotécnica
En efecto la adopción de modelos esfuerzodeformación hiperbólicos, permiten
relacionar a q c como medida de la
resistencia y a Vs como medida de la rigidez
inicial del suelo, con una expresión del tipo:
20
Go
4.3
f (f , f )
Vs (m/seg)
1000
100
10
Profundidad, m
G=
10
0
qc
30
Vs
40
50
en donde g es la deformación de corte y
60
f( t f , g f ) es una función que depende del
esfuerzo cortante de falla,
deformación
g
f
tf
y de la
70
10
100
1000
qc (t/m²)
, en la que ocurre la
Fig. 4.6 Central de Abastos oficina
(CAO), (Jaime, et al, 1987)
100
Vs velocidad de onda S (m/seg)
Vs velocidad de onda S (m/seg)
100
80
60
40
Vs= 100+7.89 qc (m/seg)
20
0
0
4
8
12
16
20
CUPS
NONO
ALAM1
40
Vs= 6+12.11 qc (m/seg)
20
0
2
4
6
Resistencia de punta qc (kg/cm²)
° CAO
Fig. 4.7 Lago de Texcoco preconsolidado,
(Romo et al, 1987)
4.4.2
60
0
Resistencia de punta qc (kg/cm²)
SCT
80
CAF
?
8
10
EUVI
Fig. 4.8 Lago de Texcoco virgen,
(Romo et al, 1987)
Resultados obtenidos
En las Figs. 4.7 y 4.8 se resumen las mediciones obtenidas entre Vs y qc en diversos sitios
del Valle de México; se obtuvieron únicamente para los materiales arcillosos, es decir, se
eliminaron los estratos de materiales arenosos o limo arenosos que, en capas de espesor
variable, se encuentran intercalados dentro de las formaciones arcillosas. La forma
general de esta correlaciones es la siguiente:
4.3
Vs = C + Dqc
49
en donde Vs está en m/seg y qc en ton/m2; C y D son los factores empíricos de correlación,
cuyos valores promedio, para diferentes zonas de la Ciudad de México (Romo, M. et al,
1987), aparecen en la siguiente tabla:
Tabla 4.1
Factores empíricos de correlación
Tipo de suelo
Lago virgen
Lago precargado
4.5
C
6.00
10.03
D
12.11
7.89
COMENTARIOS
Los resultados generales de la campaña de mediciones in situ de las propiedades
dinámicas del subsuelo de la Ciudad de México son muy alentadores; sin embargo, no debe
perderse de vista que estos trabajos constituyen solamente el paso inicial hacia la
caracterización de los suelos de la cuenca de México, ya que las correlaciones presentadas
se obtuvieron a partir de un número limitado de sondeos y, por tanto, deben emplearse con
cautela. Es necesario continuar las mediciones para validar o modificar las correlaciones.
50
El Cono en la Exploración Geotécnica
5
5.1
CONCEPTOS TEÓRICOS
INTRODUCCIÓN
La predicción de los parámetros de resistencia del suelo deducidos de pruebas de
penetración con cono eléctrico se puede apoyar en: a) las teorías de capacidad de carga de
pilotes, b) el concepto de expansión de cavidades y c) el análisis de las trayectorias de
deformación. La primera alternativa ha sido la más aplicada, pero también la más
limitada teóricamente; por su parte, la interpretación mediante la expansión de cavidades
no ha alcanzado mayor difusión; en cambio, las trayectorias de deformación han permitido
entender mejor el fenómeno, sobre todo en cuanto a la influencia de las velocidades de
deformación, que son altas en el cono, menores en las pruebas de laboratorio y todavía más
reducidas en las cimentaciones. También se han llevado a cabo estudios con el método del
elemento finito que han contribuído a mejorar el conocimiento de los estados y trayectorias
de esfuerzo bajo una punta penetrante.
5.2
TEORÍAS DE CAPACIDAD DE CARGA
Este criterio de interpretación está analizado con suficiente detalle en los Capítulos 3 y 7.
5.3
EXPANSIÓN DE CAVIDADES
Esta teoría se desarrolló para determinar la presión Ps, que aplicada en el interior de una
cavidad esférica contenida dentro de una masa infinita de suelo, provoca una expansión
continua por efecto del flujo plástico del material (Vesiç, 1972). La metodología también se
ha desarrollado en el estudio de cavidades cilíndricas de longitud infinita y puede
emplearse para estimar la capacidad de punta de los pilotes, así como para deducir la
resistencia a la penetración de un cono eléctrico.
En cuanto a las características del suelo, teóricamente es posible utilizar cualquier modelo
plástico para representarlo, aunque muchos de los problemas de la teoría de expansión de
cavidades han sido resueltos suponiendo que el material es un medio elasto-plástico que
satisface el criterio de falla de Mohr-Coulomb.
Para ilustrar este criterio se presenta la solución obtenida por Ladanyi (Ladanyi, 1967)
para el caso de la expansión de un cilindro de longitud infinita y ancho b. El autor considera
el caso de un suelo puramente cohesivo sensitivo en condición no drenada (Æ'= 0); supuso,
además, que bajo el cilindro se forma un cono de suelo que no llega a la condición de falla.
La curva idealizada esfuerzo-deformación del suelo empleada por Ladanyi, así como el
51
mecanismo simplificado de falla bajo la
punta del pilote o del cono eléctrico, se
esquematiza en la Fig. 5.1.
Cavidad en
Expansión
qf
La capacidad de carga qf se expresa en
términos del esfuerzo vertical inicial s0 y de
la resistencia en condiciones no drenadas Cp
obtenida a partir de pruebas UU; entonces:
qf = Nc Cp + s 0
Cr
45°
Medio
elasto-plástico
infinito
Ps
Ps
Mecanismo de falla
simplificado
5.1
Esfuerzo
desviador
en donde Cp es la cohesión o resistencia
Cr
Nc =
Cp
2Cp
Cr
4
3
qc
Eu
Resistencia residual
2C r
+ Fc
5.2
2
1 + 1n
+
3p
Cp
4
3
Er
Ep
Fc es función de los estados de esfuerzo y
deformación cuando se alcanzan las
resistencias máxima y residual:
Fc =
L
Resistencia
máxima
máxima del suelo. El término Nc es un
factor de capacidad de carga que se expresa
en términos del cociente de la resistencia
residual del suelo Cr dividida entre su
Cavidad
cilíndrica
en expansión
Cr
Deformación
unitaria
Fig. 5.1 Definición de términos en las
expansión continua de una cavidad cilíndrica
de longitud infinita
 , / p - Cr / Cp
v / p - 1
1n
r
p
5.3
donde:
ep
Deformación unitaria en la dirección del eje longitudinal del cilindro en
expansión, cuando se alcanza la resistencia máxima.
er
Deformación unitaria en la dirección del eje longitudinal del cilindro en
expansión, cuando se alcanza la resistencia residual.
Cuando el suelo no es sensitivo, Cr = Cp y ep=er, con lo que la ecuación 5.3 se simplifica a:
F=
3
4
1 + 1n
2
3p
=
4
3
1 + 1n
Eu
3Cp
52
5.4
El Cono en la Exploración Geotécnica
Eu es el módulo de Young para condiciones no drenadas. Sustituyendo las ecuaciones 5.2 y
5.4 en la 5.1, se obtiene para una medición de cono eléctrico:
qc = 1 +
4
3
1 + 1n
Eu
C p + o
3Cp
5.5
Esta expresión se puede aplicar para un estrato de suelo homogéneo definiendo qc para dos
profundidades cercanas y, a partir del sistema de ecuaciones simultáneas que resulta,
obtener los valores de Eu y Cp.
Hasta donde los autores han podido averiguar, este método no ha sido utilizado, por lo que
conviene experimentarlo y precisar su confiabilidad.
Conviene aclarar que los valores de Eu y Cp obtenidos con la ecuación 5.5 estarán variando
por los efectos de la velocidad de deformación y de la aplicación de esfuerzos cortantes. Sin
embargo, esa expresión ofrece menos limitaciones que las ecuaciones para calcular
capacidad de carga incluidas en el Capítulo 3, en virtud de que toma en cuenta la condición
no drenada del suelo que prevalece, en la mayoría de los suelos finos saturados, durante la
penetración de un cono eléctrico; además, considera explícitamente el efecto de
penetración continua, tal como se desarrolla durante el sondeo de cono.
5.4
TRAYECTORIAS DE DEFORMACIÓN
El análisis de las trayectorias típicas de la deformación de una masa de suelo, para
predecir las alteraciones provocadas por efecto de la instalación de objetos rígidos en su
interior, fue desarrollado por M. Baligh. Su aplicación al estudio de la penetración de conos
eléctricos ha permitido visualizar y lograr una mejor comprensión de los fenómenos que
ocurren durante su hincado (Baligh, 1985 y 1975).
El método se desarrolla a partir de la suposición de que, debido a las restricciones
cinemáticas que existen en problemas de penetración profunda, las deformaciones que
sufre el suelo son independientes de su resistencia. Esto significa que son esencialmente
problemas de deformación controlada e implica, según M. Baligh (1985), que aun cuando
se utilicen propiedades del suelo relativamente simples para predecir los estados de
deformación producidos por efecto de la penetración, los errores en estas predicciones
serían relativamente pequeños (Baligh, 1985).
Conocidas las deformaciones se pueden calcular, en forma aproximada, los esfuerzos
totales y las presiones de poro, empleando leyes constitutivas del suelo.
Para estimar las deformaciones se deberá evaluar primero el campo de velocidades que
satisfaga las condiciones de frontera y el requisito de la conservación de masa. El campo de
velocidades describe cómo se mueven las partículas de suelo alrededor de la punta del
penetrómetro; diferenciando las velocidades a lo largo de las líneas de flujo que genera el
campo, con respecto a las coordenadas espaciales, se obtienen las velocidades de
deformaciones unitarias en el suelo. Los detalles del método y su desarrollo matemático se
53
encuentran en (Baligh, 1985).
Los resultados deducidos por M. Baligh permiten obtener las trayectorias de
desplazamiento que sufren elementos de suelo situados a diferentes distancias radiales,
medidas a partir del eje longitudinal de un cono eléctrico (Fig. 5.2). Estos resultados
indican que los vectores de desplazamiento son cualitativamente similares para puntas
con diferente geometría. Es interesante observar que, en la dirección radial del cono, el
suelo se encuentra siempre en compresión, lo cual muestra que, en la dirección paralela a
su eje longitudinal, el suelo se somete primero a compresiones y después a descargas, lo
que eventualmente puede inducirle condiciones similares a las que se presentan en una
Cono en la posición
1
Cono en la posición
2
A la distancia vertical 2R atrás de la punta
R
Posición
1
Posición
2
Elevación inicial de elementos seleccionados
A
R
Posición
B
D
E
D
E
D
E
1
60°
Tip
Elevación inicial de elementos seleccionados
Posición
2
A
Posición
1
Posición
2
B
C
18°
R
C
Tip
Elevación inicial de elementos seleccionados
A
A
B C D E
B
C
0.1R
0.1R
Escala de desplazamiento
R 2R 3R 4R 5R
Fig. 5.2 Trayectorias de deformación del suelo durante la penetración (Baligh, 1985)
54
El Cono en la Exploración Geotécnica
M. Baligh también determinó las deformaciones unitarias según el eje longitudinal del
cono (E1) y de deformaciones de cortante simple (E3), que se representan en la Fig. 5.3. Es
interesante observar que las deformaciones unitarias producidas en el suelo por efecto de
la penetración son mucho más grandes que las que se presentan en los ensayes de
laboratorio. De esta figura se concluye que la resistencia residual es la que gobierna la
penetración en la vecindad del cono y que la falla del suelo ocurre por debajo de la punta.
Esto es porque la resistencia máxima del suelo se moviliza a distancias comprendidas
Deformación cilíndrica de expansión, -E 2%
20
-20
60
80
100
120
140
160
Rango de la prueba
triaxial en extensión
A
0
Deformación vertical, -E 1 %
40
F
9
8
Rango de la prueba
triaxial en compresion
7
20
R
6
40
5
60
4
3R
80
G
Elemento de suelo
2
100
1
z
120
r
Rango de la prueba
del presiómetro
0
-1
0
Rango de la prueba
de corte simple
A
G
Deformación de cortante simple, -E %2
-2
F
20
A
-3
40
-4
F
60
ro
80
Presión Elemento
horizontal
de
r 0 /R
suelo
Deformaciones distorsionales
E 1=  zz
100
E2 =( rr - 
E 3 = 2 rz
120
140
1.0
0.5
0.2
 rz 
Elementos de suelo
A
F
G
Presión
vertical
z/R
1
1/2
0
-1/2(tip)
-1
G
160
180
0
20
40
60
80
100
120
140
160
Fig. 5.3 Trayectorias de deformación distorsional durante la
penetración de un pilote simple (Baligh, 1985)
55
Símbolo
Lo anterior también puede apreciarse analizando los resultados que se presentan en la
Fig. 5.4: las curvas de igual deformación cortante octaédrica, goct. La definición de goct está
en la misma figura, que incluye también una gráfica de las velocidades de deformación
obtenidas para un cono penetrando a razón de 2 cm/seg. Conviene aclarar que las
velocidades de deformación goct para el caso presentado en la figura son altísimas: los
valores que se dan en la zona achurada son alrededor de 14,000 veces los que se tienen en
una prueba UU de deformación controlada realizada a velocidades de deformación de 0.5%
por hora.

oct
2 1/2
2
(É 1+É22 +É3 )
= 1/
É 1 =É zz
50 20
É2 =(É rz -É)/ 
É 3 =2 É rz / 
100
10
5
2
Expansión de la cavidad, oct %
8
200
100%
50%
R
20%
6
10%
500
5%
Distancia vertical, z/R
1000
2%
4
Zona
plastificada
2
0
50000
20000
10000
-2
oct = 5000%/hr
oct
2000
1000
-4
0.5%
500
4
2
0
Distancia radial, r/R
Velocidad de deformación octaédrica, oct % / hr
Radio del pilote= R= 1.78 cm, velocidad= 2 cm/seg
2
4
Deformación octaédrica, oct %
Fig. 5.4 Contornos de velocidad y deformación durante la
penetración de un pilote simple (Baligh, 1985)
56
El Cono en la Exploración Geotécnica
5.5
COMENTARIOS
La deducción de los parámetros de resistencia del suelo aplicando el criterio tradicional de
las fórmulas de capacidad de carga de pilotes, se puede calificar como un criterio
esencialmente empírico, que soslaya la influencia de las velocidades de deformación y de
las condiciones de drenaje.
En cuanto a la aplicación de la teoría de expansión de cavidades para la interpretación de
sondeos de cono, se puede decir que tampoco involucra la influencia de las velocidades de
deformación y que la penetración de la punta está gobernada por la resistencia residual del
suelo.
Por su parte, el método de las trayectorias de deformación permite establecer las
siguientes conclusiones:
1)
La resistencia máxima se moviliza por delante de la punta penetrante a distancias
que varían, según el tipo de suelo, hasta 1.5 veces el diámetro del cono.
2)
Como las velocidades de deformación inducidas en el suelo bajo una punta
penetrante son muy grandes, influyen en el comportamiento del suelo
incrementando sus parámetros de resistencia máxima y residual y disminuyendo
los
deformaciones en las que se presenta la resistencia residual.
3)
Como en la vecindad de la punta del cono se generan deformaciones cortantes
grandes, la resistencia del suelo se reduce a la resistencia residual.
Por los comentarios anteriores es muy factible que el método de las trayectorias de
deformación permita en el futuro establecer un criterio de interpretación de las pruebas de
cono con una mejor base teórica.
57
58
El Cono en la Exploración Geotécnica
6
6.1
EXPLORACIÓN DE
LLANURAS ALUVIALES
PRESENTACIÓN
En este capítulo se describen dos casos de exploración geotécnica para diques, en los que se
utilizó el cono eléctrico para definir las características de los suelos; en ambos casos se
hicieron sondeos de penetración estándar y se obtuvieron muestras inalteradas. Aquí sólo
se describirán las etapas de exploración con cono, para ilustrar las posibilidades de esta
herramienta en el diseño de diques para control de inundaciones.
6.2
SITIO MARGINAL DEL RIO COATZACOALCOS
6.2.1
Introducción
En este sitio se construyó un bordo perimetral de casi 8 km de desarrollo para evitar
inundaciones en un área de 900 ha; para la exploración preliminar se hicieron 12 sondeos
de penetración estándar y en la primera etapa de la exploración final se realizaron 43
sondeos de cono, localizados en las zonas definidas como críticas de acuerdo con la
información disponible y con las condiciones observadas mediante fotografías aéreas y
reconocimientos del sitio (Fig. 6.1). Los sondeos se ubicaron a equidistancias de 100 m a lo
largo del bordo, excepto en los dos cruces con el arroyo Santa Rosa, donde se decidió
separarlos entre 10 y 15 m, por la posibilidad de encontrar variaciones estratigráficas
importantes; la profundidad explorada fue de 30 m en promedio, de acuerdo con las
condiciones de cada tramo. Posteriormente se realizaron otros 35 sondeos de cono para así
cubrir todo el desarrollo del dique; esa segunda etapa no se describe en este resumen.
6.2.2 Descripción general de la zona
Ubicación. El sitio en estudio se localiza aproximadamente a 40 km de la desembocadura
del Río Coatzacoalcos, sobre su margen derecha, y a 20 km al sur de Minatitlán; la región
se ubica en la llamada Cuenca Salina del Istmo.
Características actuales del río. El Río Coatzacoalcos alcanzó hace tiempo su etapa
madura o de equilibrio al llegar a su nivel base de erosión en relación con el nivel del mar y
prácticamente no erosiona en el sentido vertical sino lateralmente, divagando en su
extensa llanura de inundación y generando los rasgos fisiográficos característicos de este
tipo de llanuras; esta condición se presenta en varias decenas de kilómetros aguas arriba
de la desembocadura, incluyendo el área en estudio.
El Río presenta poca pendiente longitudinal (de acuerdo con su etapa de madurez) y
reducida capacidad de acarreo: sólamente puede transportar partículas de arcilla, limo y
59
arena de grano fino a medio, y depositarlas de acuerdo con condiciones locales de velocidad
y tirante de agua, como sucede en las curvas interiores de los meandros en la llanura de
inundación durante las avenidas importantes o bien a lo largo del cauce.
Río Coatzacoalcos
N
SC-26
SC-28
SC-27
SC-25
0
SC-24
SC-15
SC-39
SC-14
ED
SC-47
100
250
500 m
Escala gráfica
SC-13
SC-46
SC-48
SC-45
Otapan
SC-44
Corte estratigráfico (A-A y B-B,
ver Fig. 6.11 y 6.12)
SC-30
ED
SC-35
SC-33
ED
sa
. Ro
SC-51
SC-40
SC-21
co
SC-20
Sa
nF
ran
cis
SC
-1
8
SC SC
-1
-1
7
9
SC
-7
SC
-8
SC
-9
SC
-6
SC
-1
0
SC
-1
1
S
ED C-1 SC12
8
SC-42
SC-23
SC-22
SC-41
SC-49
ED
an
SC-50
Ot
ap
Sta
Rí
o
yo
Arro
SC-34
SC-36
ED Ver la Estratigrafía Detallada
(Fig. 6.6 a 6.10)
SC-38
Sondeo de cono eléctrico
SC-37
SC-43
Fig. 6.1 Localización de sondeos de cono (1° Etapa)
La marea influye en la depositación de las partículas, produciendo dos efectos: uno físico,
al reducir la velocidad de la corriente, y el otro químico, al provocar la floculación o
agrupamiento de partículas coloidales por la salinidad del agua marina; las zonas
pantanosas de las llanuras de inundación presentan, además, depósitos de materia
orgánica.
60
El Cono en la Exploración Geotécnica
Se puede decir que, en general, los depósitos recientes de suelos finos son de baja
consistencia y, los de suelos arenosos, poco compactos.
6.2.3
Rasgos típicos del subsuelo en llanuras de inundación.
Las llanuras de inundación se forman fundamentalmente cuando una corriente, al reducir
su velocidad, deposita las partículas que transporta; este proceso de sedimentación genera
condiciones estratigráficas heterogéneas, provocadas por los cambios en el curso del río y
en los arroyos temporales.
La variabilidad del cauce de un río es característica de las llanuras de inundación y es en
parte el resultado de los diferentes ambientes geológicos: principalmente las glaciaciones
ocasionaron importantes variaciones en el nivel del mar, con los consecuentes cambios en
el régimen de los ríos, en cuanto a su nivel de erosión y su pendiente.
A continuación se describen brevemente algunos de los rasgos fisiográficos típicos de las
llanuras de inundación (Trask, Editor, 1950) (Thornbury, 1969).
Bordos naturales. En las riberas de los cauces se desarrollan los bordos naturales o
barrotes que constituyen la parte más elevada de las llanuras de inundación.
Estos depósitos se van formando durante las avenidas cuando el agua desborda las
márgenes del cauce principal. La disminución repentina de velocidad al escurrir el agua en
las llanuras laterales y la pérdida consecuente de la fuerza de transporte, produce la
sedimentación de arena y suelos limosos relativamente gruesos cerca del cauce; alejándose
de éste se encuentran sucesivamente partículas más finas y depósitos más delgados (Fig.
6.2). Al desplazarse el cauce del río por erosión lateral, se forman nuevos bordos como se
muestra en la Fig 6.3, en donde también se indican los barrotes correspondientes a un
cauce enterrado cuya elevación estaba relacionada con un nivel del mar inferior al actual.
Bordo natural
Llanura de inundación
Arenas
Arena y limos
Arcillas y limos
Fig. 6.2 Bordos naturales formados por sedimentación en cauces rectos
61
Laguna
Nivel del mar
reciente
Depósito de
arroyos temporales
Cauce abandonado
Arena
Arena y limos
Arcillas y limos
Nivel del mar en
épocas glaciares
Antiguo pantano
(Turba)
Cauce enterrado
Fig. 6.3 Variación horizontal y vertical de la posición del cauce en una llanura de inundación
Meandros y cinturón meándrico. Se denomina meandro a cada una de las curvas
sinuosas en el curso de una corriente madura, producidas conforme ésta sufre migración
lateral a lo ancho de una franja llamada cinturón meándrico. Al modificarse el cauce los
sedimentos previos son erosionados, dando lugar a nuevos depósitos y rasgos fisiográficos
típicos como los representados en la Fig. 6.4.
Río
N
Cauce
abandonado
Laguna somera
(ciénega)
Zona
Alta
o
rd
Bo
o
al
ur
t
na
te
rro
ba
Barras de punta
(barrotes semilunares)
con terrenos pantanosos
intermedios
Meandro
abandonado
(río falso)
Zona baja
0
Topografía de crevasse
(con hendiduras)
5 km
Escala gráfica
Fig. 6.4 Rasgos fisiográficos típicos de cinturones meándricos (Thornbury, 1969)
62
El Cono en la Exploración Geotécnica
Barras de punta. Conforme un meandro
incrementa su tamaño y la curva se
desplaza hacia el exterior por erosión, se
van generando en el terreno interior, a
partir de los bordos naturales del cauce,
barrotes de forma semilunar, denominados
barras de punta, que corresponden a las
partes internas de las curvas del cauce que
se abandonan sucesivamente; en los
espacios entre esas barras de punta se
forman terrenos bajos pantanosos como se
muestra en la Fig. 6.5.
0
1
2 km
Escala gráfica
Terrenos
pantanosos
Bordos naturales
o barrotes
Depósitos no
diferenciados
Barras de punta
Río
Los bordos naturales y las barras de punta
de los cauces actuales o de los abandonados
permanecen con el tiempo no sólo por su
altura, sino también por su contenido de
finos y su buen drenaje, que incluso
favorece el crecimiento de vegetación.
Islote
En los taludes exteriores de los bordos de
mayor curvatura se forman líneas de drenaje
en dirección radial y frecuentemente se
generan también agrietamientos que
originan que las curvas de nivel
transversales presenten numerosas
inflexiones que indican deslizamientos de
suelos en los taludes, limitados por las
grietas, formando la denominada topografía
de Crevasse.
Depósitos en ciénegas. En las partes
bajas de terreno o ciénegas que se tienen
hacia el exterior de los bordos naturales se
depositan extensas capas de limo y arcilla,
cuando ocurren avenidas del río que
originan inundaciones. Las ciénegas son
áreas cubiertas de agua en lapsos
intermitentes o de manera permanente, con
arbustos o árboles pero esencialmente sin
Río
Fig. 6.5 Formación de barras de punta
(Thornbury, 1969)
En los pantanos, que también corresponden con zonas bajas (inundadas
permanentemente o no), los depósitos tienen, como característica principal, importantes
contenidos de suelos con abundante materia orgánica o turba. Como antes se indicó, entre
las barras de punta se desarrollan terrenos pantanosos.
63
6.2.4
Estratigrafía y propiedades de los suelos.
Estratigrafía. Las condiciones estratigráficas en el subsuelo son muy variables, con
cambios importantes aun en cortas distancias, lo que es típico en las llanuras de
inundación según se describe en el inciso anterior.
Hasta la profundidad explorada (de 20.0 a 40.0 m de acuerdo con las condiciones
encontradas en cada tramo) en general predominan los suelos arcillosos, pero se
encuentran capas o lentes de arena o de limo, o mezclas de estos suelos, de diferentes
espesores y posiciones relativas, que forman parte de antiguos barrotes o bordos
actualmente enterrados y donde predominan los suelos arenosos.
De los 43 sondeos de cono que se llevaron a cabo, fueron seleccionados 5 representativos de
las diferentes condiciones encontradas; sus columnas estratigráficas y las principales
características, como son la cohesión (c), la consistencia de estratos arcillosos y la
compacidad de los depósitos arenosos se presentan en las Figs 6.6 a 6.10.
Resistencia al corte. La cohesión anotada en los perfiles fue determinada por medio de
la expresión siguiente:
c=
qc
Nk
fr
6.1
donde
c
qc
Nk
fr
Cohesión no drenada media del suelo, en kg/cm2
Resistencia promedio a la penetración de punta del cono eléctrico en un
cierto estrato, en kg/cm2
Factor de correlación N k  10 , evaluado en el estudio de un tramo
fallado del camino Otapan –San Francisco
Factor de reducción, f R  0.75 para corregir por la velocidad de
hincado del cono respecto de una prueba triaxial convencional.
Interpretación de sondeos. Los perfiles de los sondeos se presentan en dos escalas
diferentes en cuanto a la resistencia de punta: la primera en un rango de 0.0 a 20.0 kg/cm2,
en donde se aprecian claramente los espesores y la consistencia de los suelos finos, y la
segunda en el rango de 0.0 a 100.0 kg/cm2 en el que se distinguen el espesor y la
compacidad de los suelos arenosos.
Con los valores de resistencia al corte de las arcillas y densidad relativa de las arenas (ver
Capítulo 3), se analizaron todos los sondeos, como se describe a continuación con los 5
seleccionados.
En el sondeo SC-33, desde la superficie del terreno hasta 29.0 m de profundidad,
predominan los suelos arcillosos de consistencia media a firme, interceptados por capas de
64
El Cono en la Exploración Geotécnica
limos y arenas principalmente entre 6.5 y 14.0 m; de 29.0 a 35.0 m se encuentran arenas y
limos alternados (Fig. 6.6).
0
NTN
Arcilla de
consistencia
media
c=3.1 ton/m²
5
Arena de
compacidad
media a suelta
10
c=4.2 ton/m²
Profundidad, m
15
Arcilla de
consistencia
firme
c=5.3 ton/m²
20
25
Arena de
compacidad
media
30
35
0
5
10
15
20
0
Resistencia de punta qc (kg/cm 2 )
25
50
75
100
Elev. 3.12 m
Simbología
Arena
Arcilla
Limo
NTN Nivel de terreno natural
Fig. 6.6 Sondeo SC-33
En el sondeo SC-14, desde la superficie hasta 16.5 m de profundidad, los depósitos son
fundamentalmente arenosos, de compacidad media con lentes arcillosos delgados; de 16.5
a 22.5 m se tienen arcillas de consistencia media, subyacidas por capas alternadas de
limos, arcillas y arenas hasta los 26.0 m explorados (Fig. 6.7).
65
0
NTN
5
Arena de
compacidad
media con lentes
arcillosos
Profundidad, m
10
15
c=3.5 ton/m²
20
Arcilla de
consistencia
media
25
30
35
0
5
10
15
20
0
25
50
75
100
Resistencia de punta qc (kg/cm²)
Simbología
Elev. 3.44 m
Arena
Limo
NTN Nivel de terreno natural
Arcilla
Fig. 6.7 Sondeo SC-14
En el sondeo SC-30 ubicado en el dique Otapan (cruce con el camino Otapan-San
Francisco) bajo el dique arenoso y hasta 20.0 m de profundidad, se encontró una serie de
capas de arcilla, de limo y de arena interestratificadas; de 20.0 a 26.0 m de profundidad se
encontró una arcilla de consistencia media a firme (Fig. 6.8).
En los pantanos, que también corresponden con zonas bajas (inundadas
permanentemente o no), los depósitos tienen, como característica principal, importantes
contenidos de suelos con abundante materia orgánica o turba. Como antes se indicó, entre
las barras de punta se desarrollan terrenos pantanosos.
66
El Cono en la Exploración Geotécnica
0
5
Arena medianamente
compacta
Profundidad, m
10
Capas de limos
arcillas y arenas
interestratificadas
15
20
c=5.0 ton/m²
Arcillas de
consistencia
media a firme
25
30
35
0
5
10
15
20
0
25
50
75
100
Resistencia de punta q (kg/cm²)
c
Simbología
Elev. 2.81 m
Arena
Limo
NTN Nivel de terreno natural
Arcilla
Fig. 6.8 Sondeo SC-30
El sondeo SC-18 presenta, de 0.0 a 18.0 m, suelos arcillosos de consistencia media
interceptados por lentes de limo o de arena; de 18.0 hasta los 26.0 m explorados se tienen
capas de limo, arcilla y arena alternadas (Fig. 6.10).
Cortes estratigráficos. La integración de los sondeos permitió elaborar cortes
estratigráficos detallados; de los cuales se presentan los tramos A y B (Fig 6.11 y 6.12).
67
0
NTN
5
Arena densa
Profundidad, m
10
Arena de
compacidad
media
15
20
25
30
Arcilla de
consistencia firme
c=7.6 ton/m²
35
0
5
10
15
20
0
25
50
75
100
Resistencia de punta qc (kg/cm²)
Simbología
Elev. 4.44 m
Arena
Limo
Arcilla
NTN Nivel de terreno natural
Fig. 6.9 Sondeo SC-49
En el corte estratigráfico A-A (Fig. 6.11), se observa que predominan los suelos arenosos
hasta una profundidad del orden de 15.0 m bajo el nivel del terreno natural, sobre todo en
los dos sondeos extremos en los que se detectaron antiguos barrotes de arena; subyace a
esos suelos un depósito arcilloso con lentes de limo que abarca todo el tramo.
El corte estratigráfico B-B (Fig. 6.12) corresponde a una zona baja o de ciénega en la cual,
hasta la máxima profundidad explorada de 26.0 m, predominan los suelos arcillosos, con
lentes o bolsas relativamente delgadas de arena y de limo; resalta la baja resistencia de las
arcillas en los 6.0 m superiores del subsuelo en el tramo entre los sondeos SC-8 y SC-7.
68
El Cono en la Exploración Geotécnica
0
NTN
Lente arenoso
5
10
Profundidad, m
C=3.6 ton/m ²
Arcilla de
consistencia
media
15
20
25
30
35
0
Simbología
5
10
Arena
15
20
0
25
Resistencia de punta q c (kg/cm²)
Arcilla
50
Limo
75
100
NTN Nivel de terreno natural
Fig. 6.10 Sondeo SC-18
1+600
5
1+700
SC-26
Elev. 3.60m
1+800
SC-27
Elev. 3.60m
SC-28
Elev. 3.55m
NTN
Dique arenoso
Arcilla
Lente limoso
0
Lente arcilloso
Depósitos de limos y
Arcillas interestratificadas
Barrote arenoso
Profundidad, m
-5
-10
Barrote arenoso
-15
Depósito arcilloso
con lentes de limo
Arena
-20
-25
0
-30
25
50
75
0
25
50
qc , (kg/cm²)
Fig. 6.11 Corte estratigráfico A-A
69
75 0
25
50
75
2+200
5
2+300
SC-10
Elev. 2.90m
2+400
SC-6
Elev. 3.00m
SC-9
Elev. 3.50m
0
Profundidad, m
2+500
SC-8
Elev. 3.00m
NTN
Dique arenoso
Suelo blando entrampado
bajo el dique
Capa limosa
-10
Arena
-20
Arena
Lente arenoso
Arena limosa
Arena limosa
Arena limosa
-25
-30
2+700
SC-7
Elev. 3.00m
Formación arcillosa con lentes de limo y arena
-5
-15
2+600
0
25
50 75
0
25
50
75
0
25 50
q c , (kg/cm²)
75
0
25
50 75 0
25
50
75
Fig. 6.12 Corte estratigráfico B-B
6.2.5 Conclusiones
La exploración efectuada permitió la zonificación geotécnica detallada del sitio,
identificando los tramos críticos para la estabilidad del dique por construir, los tramos que
sufrirán hundimientos por consolidación, así como aquellos con posibilidad de presentar
problemas de licuación o subpresión; esta información resultó básica para realizar los
análisis geotécnicos correspondientes.
Respecto de la estratigrafía de la zona y sin abundar en detalles adicionales, se puede
concluir que las condiciones del subsuelo y los rasgos fisiográficos son los característicos de
una llanura de inundación.
6.3
6.3.1
SITIO MARGINAL DEL RÍO TAMESÍ
Introducción
En este sitio se proyecta construir un bordo de 16 Km de desarrollo para el control de las
crecientes del Río Tamesí; la exploración geotécnica preliminar se realizó con una
campaña de 36 sondeos mixtos y de penetración estándar, por lo que la separación entre
ellos fue del orden de 450.0 m, surgiendo la conveniencia de complementar los trabajos con
sondeos de cono eléctrico.
La Fig. 6.13 muestra un croquis de localización de esta obra, que protegerá a las zonas más
bajas de las ciudades de Tampico y Cd Madero; en la figura se aprecia que el bordo se
construirá siguiendo el cauce de uno de los brazos del río aprovechando su barrote natural
izquierdo como parte del bordo mismo.
70
El Cono en la Exploración Geotécnica
8.5 m
I
H
Sondeos iniciales con cono eléctrico
A
B
Sondeos de comprobación con cono eléctrico
C
J
D
E
Sondeos de comprobación de cono mecánico
4.0 m
F
Sondeos 43
G
3.5 m
NOTA: De los sondeos F, G y H no se incluyen
sus perfiles
Sitio de prueba 2
K
Sondeos 44
Carretera
N
Laguna Champayan
Laguna
La Puerta
Río Tamesí
Eje de la
presa Tamesí
Sitio de la prueba 1
km 4+800
Sitio de la prueba 2
km 11+750
Golfo
de
México
km 0+000
Laguna La
Escondida
Laguna
Chairel
Cd. Madero
Tampico
Laguna
Carpintero
o
ánuc
Río P
Laguna de
Pueblo Viejo
Fig. 6.13 Croquis de localización
El cono empleado en el estudio se construyó en el Instituto de Ingeniería de la UNAM
(Santoyo y Olivares, 1981); la ejecución de los dos primeros sondeos la llevó a cabo el
personal de ese Instituto y después continuó el de la Secretaría de Recursos Hidráulicos.
En la descripción que se hace de la exploración se entra en detalles de los errores de
ejecución que ocurrieron, para borrar la imagen tendenciosa de que los sondeos de cono
están exentos de problemas; cabe aclarar que esos errores también permitieron detectar
detalles del cono mal resueltos y que fue necesario corregir durante los trabajos.
71
6.3.2
Estratigrafía y propiedades de los suelos
Sondeos preliminares. Para demostrar la utilidad que podría alcanzar el cono en este
proyecto se realizaron los sondeos preliminares (Fig. 6.13) junto a un terraplén de prueba
construído 5 años atrás; el sondeo S-1 se realizó sobre el terreno natural y el S-2 desde la
corona del terraplén de 5.0 m de altura. En los dos se midieron las resistencias de punta y
fricción (Fig. 6.14) que para el sondeo S-1 resultan muy razonables: se acusa la costra
superficial, un estrato duro entre 4.0 y 5.5 m y un cierto incremento de la resistencia con la
profundidad; en el S-2 se detecta el terraplén sobre la costra superficial y el estrato duro
entre 5.0 y 6.2 m, más abajo se obtuvieron valores muy paradójicos de la resistencia de
punta, ya que su tendencia usual de incrementarse con la profundidad no se desarrolló en
este sondeo.
Para evaluar la información obtenida con estos dos sondeos de cono, se realizaron otros dos
de tipo inalterado continuo, así como mediciones de campo con veleta y presiómetro. Las
resistencias al esfuerzo cortante determinadas se resumen en la Fig. 6.14 y se presentan
con detalle en las Figs. 6.15 y 6.16: los resultados del sondeo S-1 son concordantes, en
cambio en el S-2 resultan mayores como era de esperarse; sin embargo, los valores son
erráticos y no coinciden con los resultados del cono. Estas diferencias no fueron
Resistencia de punta qc (kg/cm²)
0
0
5
10
Resistencia de punta qc (kg/cm²)
15
0
5
5
10
15
20
fs
qc
-5
0
-10
Cu
Elevación, m
Elevación, m
fs
-15
qc
-5
Cu
qc
fs
Cu
Sv
Sr
Resistencia de punta
Resistencia de Fricción
Resistencia no drenada (UU)
Resistencia máxima con veleta
Resistencia remoldeada con
veleta
NOTA: -A la superficie natural del
terreno se le asignó
arbitrariamente el nivel 0.0m
Sv
-10
-20
Sr
-15
Sv
Sr
b) Sondeo S-2
a) Sondeo S-1
-25
0
0.2
0.4
0.6
0.8
-20
0
Resistencia Cu, Sv , S r , F s, en kg/cm²
0.2
0.4
0.6
0.8
Resistencia Cu. Sv , S r , Fs , en kg/cm ²
Fig. 6.14 Sondeos preliminares S-1 y S-2
72
1.0
El Cono en la Exploración Geotécnica
p'l
0.4
Su
0.2
fs
Sr
Arcilla gris con grumos de
carbonato de calcio.
Arena arcillosa café claro.
Arena arcillosa café claro
con grava aisladas.
Arcilla café claro, con
gravillas aisladas.
Arcilla gris
Conchas con poca arcilla gris
Arcilla gris
Arena fina arcillosa gris, con
conchillas y materia orgánica.
Arcilla gris.
Arcilla gris con conchilla
-45
-40
-30
-10
-20
Elevación, m
0
Simbología
73
Fig. 6.15 Sondeo S-1. Resultados de las pruebas de campo y laboratorio.
0.6
fs
0.8
p'l
c
q
0.4
0.2
0.6
0.4
0.2
c u = qu /2 en kg/cm 2
Clasificación
20 40 60 80
S u y S r en kg/cm 2
Cono estático
Veleta
Compresión no confinada
L
W
W
Wp
10 20 30
Ep
Presiometro
Ep y p'l
q c -y fs en kg/cm2
en kg/cm 2
qc
Eq
4
8
12
16
20 40 60
Conviene aquí mencionar la experiencia reciente que se ha tenido (8 años después) en la
exploración de las zonas de transición abrupta de los suelos blandos con las formaciones
rocosas del Valle de México, donde a consecuencia del fenómeno de consolidación se
inducen asentamientos diferenciales, que a su vez generan condiciones de tensión y
fisuras en el suelo; en estas transiciones el cono ha demostrado ser sensible a las
condiciones de tensión del suelo, produciendo resultados como los descritos en el inciso
7.5.2, con variaciones de la resistencia muy bajas, que no se incrementan con la
profundidad; basta salir de la zona de tensión para obtener resultados convencionales.
Aplicando lo anterior al caso de la Presa Tamesí se aclara la incertidumbre del sondeo S-2
ya que, por su localización, corresponde con la del sector central donde la presencia del
terraplén induce condiciones de tensión en el suelo, tal como lo demuestran las mediciones
de deformaciones horizontales de la Fig. 6.17.
74
-40
-30
-20
-10
0
+5
Simbología
Elevación, m
W
Wl
20 40 60 80
Wp
0.2
0.4
0.6
0.86
0.97
2
cu = qu/2 en kg/cm
2
Sr
0.2
Su
0.4
S u y Sr en kg/cm
Veleta
qc
0.2
fs
10
0.4
20
0.6
30
qc y f s en kg/cm2
Cono estático
Fig. 6.16 Sondeo S-2. Resultados de las pruebas de campo y laboratorio.
Arcilla limo arenoso con
carbonato de calcio
Arcilla arenosa y limosa
y con conchillas con
algunas gravillas
Arcilla gris oscuro
Conchas con arcilla gris
Arcilla limosa gris
Arcilla limosa gris con
conchillas
Arcilla limo arenosa café
Arcilla gris con materia org.
Conchas con poco limo café
Arcilla fisurada, gris con
materia orgánica
Arcilla limo arenosa café
con materia orgánica
Arcilla fisurada, café
oscuro (terraplén)
Clasificación
Compresión no confinada
f
0.8 s
40
qc
p'l
p'l
10 20 30 40
Ep
Ep
20 40 60 80
en kg/cm 2
Presiómetro
Ep y p' l
El Cono en la Exploración Geotécnica
Elevación
(m)
+5
Estanque
4
Talud
:1
0
-5
-10
-15
-20
-25
-10
Zona en tensión
0
10 cm
Escala gráfica
Fig. 6.17 Deformaciones horizontales medidas con inclinómetro.
La revisión cuidadosa del aparato
en el campo hizo evidente que el
error residía en que la carga se
trasmitía de la punta cónica a la
funda de fricción, en vez de hacerlo
a la celda sensible (Fig. 6.19);
también se descubrió que ese
desajuste lo provocó
accidentalmente el operador con
entrenamiento insuficiente. Para
demostrar que ese era el problema
se le colocaron en el campo dos
rondanas de ajuste al cono (Fig.
6.19) y se hicieron 3 sondeos en el
5 0
5 0
qc
5
Sondeo 43-A
Vel= 0.5 cm/seg
Sondeo 43-B
Vel= 0.5 cm/seg
Sondeo 43-C
Vel= 0.5 cm/seg
10
Profundidad, m
Campaña de exploración. Los
sondeos descritos en el párrafo
anterior fueron realizados por
personal calificado y sirvieron de
entrenamiento a la brigada que
posteriormente se encargaría de
los trabajos de campo; los perfiles
de resistencia obtenidos al inicio de
la campaña de exploración fueron
lógicos, pero después resultaron
desconcertantes, tal como se
aprecia en los ejemplos de la Fig.
6.18.
0
15
20
25
Fig. 6.18 Sondeos realizados por personal no entrenado
75
5
36 mm
Sitio de Pruebas 2 (Fig. 6.13). Los perfiles
obtenidos (Fig. 6.20) confirmaron la hipótesis
pues las gráficas ya tienen la forma esperada;
sin embargo, como la envolvente de
resistencia pasa por debajo del origen,
todavía se consideran sondeos con errores de
medición. Surgió entonces la necesidad de
hacerle al cono un ajuste de taller y de
completar el entrenamiento del personal.
Aros-sello
laterales
Aro-sello
inferior
Una vez hechas todas las correcciones, la
información resultaba lógica, como lo
muestran las gráficas de los sondeos
mostradas en la Fig. 6.21 a, en los que se
detecta la costra superficial y la resistencia
resulta creciente con la profundidad; la zona
errática ubicada entre 5.5 y 8.8 m de
profundidad se exploró con un muestreo
inalterado, el cual mostró que correspondía a
una antigua colonia de crustáceos, cuyas
conchas generaban un incremento aparente
del área del cono. Esto también lo comprueba
el sondeo de la Fig. 6.21 b, que tiene las
mismas resistencias pero sin el depósito de
conchas.
Rondanas
de ajuste
60°
Punta
cónica
Fig. 6.19 Punta de cono eléctrico.
0
5
10
qc , en kg/cm 2
5
Profundidad, m
En el Sitio de Pruebas 2 se realizaron
también 3 sondeos de cono mecánico, dos de
los cuales se muestran en la Fig. 6.22; se
observa que los valores de resistencia del
sondeo 43.J son muy similares a los del cono
eléctrico.
Funda de
fricción
Celda
sensible
10
B, v= 2.0 cm/seg
C, v= 1.0 cm/seg
15
Influencia de la velocidad de hincado.
Para estudiar la influencia de la velocidad de
hincado del cono se llevaron a cabo varios
sondeos con distintas velocidades; en la Fig.
6.23 se reproduce uno de ellos: las variaciones
son tan importantes que resulta evidente la
necesidad de mantener constante ese
parámetro, para asegurar la confiabilidad de
los sondeos. Por ello toda la campaña se operó
A, v= 0.5 cm/seg
Sondeo 44-A
ByC
km= 11+620
24 m Aguas
arriba
20
25
Fig. 6.20 Sondeos de prueba
76
15
El Cono en la Exploración Geotécnica
2
0
0
2
Resistencia de punta qc , en (kg/cm )
5
10
15
0
0
5
Profundidad, Z m
Profundidad, Z m
5
Resistencia de punta qc , en (kg/cm )
5
10
15
44-D
44-E
10
Sondeo 44-D, 44-E
Velocidad = 1cm/seg
km 11+620
24 m Aguas arriba
15
20
10
Sondeo 44-K
Cono eléctrico
Velocidad= 1cm/seg
km 11+620
64 m Aguas arriba
15
20
a) Sondeos a 2m
de distancia
b) Sondeos a 40m
de distancia
25
25
Fig. 6.21 Sondeos confiables
2
2
Resistencia de punta qc , en (kg/cm )
0
0
5
10
Resistencia de punta qc , en (kg/cm )
15
0
5
0
5
10
5
qc
Profundidad, m
Profundidad, m
fs
10
Sondeo 43-J
vel. hin= 1 cm/seg
10
15
15
20
20
25
43-l
v=0.5 cm/seg
25
0
0.25
0.50
0.75
Fricción lateral f s, (kg/cm²)
Fig. 6.22 Sondeos con cono dinámico
77
43-J
v=1.0 cm/seg
15
0
5
10
qc , en kg/cm²
15
5
A v=2.0 cm/seg
B v=1.0 cm/seg
Profundidad, m
C v=0.5 cm/seg
Sondeos 46 A, B y C
Cono eléctrico
y= 0.5, 1.0 y 2.0 cm/seg
47 m Aguas arriba
10
15
18
Fig. 6.23 Influencia de la velocidad.
Continuación de la campaña de exploración. La reanudación de la campaña permitió
definir que los suelos del sitio son normalmente consolidados, porque su envolvente de
resistencia siempre pasa por el origen (ver inciso 3.2.5); cabe mencionar que, a pesar de las
correcciones que se introdujeron al aparato y al mejor entrenamiento del personal,
ocasionalmente algún sondeo resultó similar a los de la Fig. 6.20 porque se introducía
arena entre el cono y la funda, provocando el error.
Variación de la resistencia con la profundidad. Los sondeos exhiben un incremento
lineal de la resistencia con la profundidad según la expresión:
78
El Cono en la Exploración Geotécnica
qc = KZ
6.2
donde
qc
Z
Resistencia de punta, en kg/cm2
Profundidad
El valor de K varió entre 0.31 y 0.35 para la velocidad de hincado igual a 1 cm/seg,
dependiendo del espesor del barrote (costra superficial): el primer valor corresponde a un
espesor del orden de 3.0 m y el segundo a uno cercano a 5.0 m.
Correlación de resistencia. La comparación de las resistencias mediante la expresión:
qc = NkC
6.3
permite definir que el coeficiente Nk tiene un valor medio adimensional igual a 16.
6.3.3
Conclusiones
Este proyecto hizo factible construir el primer cono eléctrico que se utilizó en México,
ensayarlo para conocer sus defectos y corregírselos hasta hacerlo confiable; además
permitió definir el procedimiento de medición y la forma de capacitar al operador.
En cuanto al subsuelo del Río Tamesí, se comprobó que tiene una condición estratigráfica
simple: el barrote de arena sobreyace a los suelos aluviales blandos, en los que las colonias
de conchas son la única discontinuidad.
El suelo blando está normalmente consolidado y su resistencia se incrementa linealmente
con la profundidad, con un coeficiente K que varía de 0.31 a 0.35. Por otra parte, el
coeficiente de correlación de las resistencias medidas en prueba triaxial con respecto a la
del cono, resultó igual a 16.
79
80
El Cono en la Exploración Geotécnica
7
7.1
EXPERIENCIA EN LA
CIUDAD DE MÉXICO
INTRODUCCIÓN
En este capítulo se resume la información recopilada sobre las características geotécnicas
del subsuelo de la Ciudad de México obtenidas mediante exploraciones con el cono
eléctrico; es necesario señalar que la experiencia con esta herramienta es incipiente y que
seguramente la información que aquí se presenta será ampliada y superada en el corto
plazo.
7.2
TÚNEL EN SUELOS ARCILLOSOS BLANDOS
7.2.1 Generalidades
En este trabajo se describe el estudio geotécnico de un tramo de túnel excavado en la zona
de suelos blandos durante la construcción del Sistema de Drenaje Profundo de la Ciudad
de México, integrado por una red de túneles de 6 m de diámetro, localizados algunos hasta
25 m de profundidad.
Los objetivos del estudio fueron esencialmente:
a)
Determinar la variación con la profundidad de la resistencia al corte no
drenada de los suelos.
b)
la
Definir la extensión de suelo remoldeado que se induce por la excavación del túnel y
consiguiente pérdida de resistencia al corte que sufren los suelos.
El sitio donde se realizó el estudio se muestra en la Fig. 7.1; los trabajos de campo fueron
sondeos inalterados y de penetración con un cono eléctrico, y los de laboratorio pruebas de
resistencia al corte en condiciones no drenadas.
B-2
Zona
instrumentada
Lumbrera Nº6
N
a
Jardín
lim
Co
Sc-4
l
l túne
Eje de
B-1
B-3
Sc-2
B-4
Sc-1
Sc-3
0
50 m
Escala gráfica
Eje del túnel
oc
auhtém
Av. Cu
B Banco de nivel profundo
Sc Sondeo inalterado
Sondeo con cono
Fig 7.1 Localización del sitio
81
7.2.2 Trabajos de campo
Sondeos con cono desde la superficie. Se realizaron cuatro sondeos verticales con cono
eléctrico; la comparación gráfica entre los sondeos A-1 y B-1, con velocidades de hincado
iguales (0.52 y 0.57 cm/seg) se presenta en la Fig. 7.2. La similitud entre ambas gráficas es
completa, excepto por el estrato duro (localizado a 8.5 m de profundidad) que falta en el
sondeo B-1; una posible explicación es que, tratándose de un estrato delgado y
probablemente fisurado, el cono pudo haber coincidido con una de las fisuras y así haber
medido un valor bajo de la resistencia de punta. Basándose en que la separación entre
ambos sondeos es de 17 m, es de esperarse que los valores de resistencia al corte sea muy
parecidos, tal como se observa en esa figura.
Los sondeos B-1, B-2 y B-3, separados 1.0 m entre sí, se realizaron con velocidades de
hincado de 0.32, 0.57 y 2.00 cm/seg para determinar la influencia de esta variable. En la
Fig. 7.3 se comparan los resultados obtenidos: en los suelos blandos se observan
diferencias casi constantes en la resistencias medidas; en cambio, en los estratos duros
ocurre dispersión porque se trata de suelos grumosos, erráticos y fisurados. En la Tabla 7.1
se resumen los valores de los coeficientes de influencia de la velocidad de hincado:
asignando el valor de 1 al de 2.0 cm/seg de velocidad, que se considera como convencional,
los coeficientes resultan de 0.8 y 0.6 para velocidades de 0.57 y 0.32 cm/seg
respectivamente. En la tabla 7.1 se incluye el coeficiente 0.9 para la velocidad de hincado
de 1.0 cm/seg, valor que fue obtenido por interpolación de los anteriores; este valor interesa
porque permite realizar las mediciones de campo con mayor precisión.
5
5
Sondeo A-1(0.52cm/seg)
Sondeo B-1(0.57cm/seg)
10
15
Profundidad, m
Profundidad, m
10
20
B-1 0.57
B-2
0.32
B-3
2.00
Velocidad de
hincado cm/seg
20
25
30
15
25
0
5
qc , en kg/cm 2
10
30
15
Fig. 7.2 Pruebas de cono con velocidad
de hincado similares
0
5
qc , en kg/cm 2
10
Fig. 7.3 Pruebas de cono con
velocidad de hincado diferentes
82
15
El Cono en la Exploración Geotécnica
Tabla 7.1
Coeficiente de influencia de la velocidad de
hincado del cono (Cd de México).
Tipo de suelo
2.0
(1)
Suelos blandos qc < 10
Suelos duros qc > 10
Notas:
Velocidad de hincado (cm/seg)
1.0
0.57
(1)
1.0
0.9 (3)
1.0
-
0.8
0.3–1.5 (2)
0.32
0.6
0.4–1.8 (2)
1)
qc está definido con la velocidad de hincado igual a 2 cm/seg
2)
Estos valores son poco confiables porque el suelo en esos estratos es
muy errático
3)
Valor definido por interpolación
Sondeos con cono desde el interior del túnel. Los trabajos de campo consistieron de tres
sondeos horizontales con cono eléctrico hasta una distancia de 8.3 m; su orientación fue
normal al eje del túnel y se localizaron del lado izquierdo, entre los anillos 237 y 245 (Fig.
7.4).
A
Arcilla café rojizo
Lente de vidrio
volcánico
Lente de arena
Arcilla gris verdoso
Arcilla limosa grumosa
y quebradiza
SI Sondeo inalterado
Acotaciones en metros
SI-1
SC Sondeo de cono
SC-2
SC-3
2.25
0.75
6.20
SC-1
1.55
2.30
0.20
C-1
Anillos de concreto
A
SI-1
C-2
C-3
6.20
2.50
Zona inyectada
Anillos de concreto
CORTE A-A
Fig. 7.4 Localización de los sondeos en el interior del túnel
83
Para iniciar los sondeos se perforó el concreto de las dovelas con un martillo neumático y,
con una varilla, se retiró el relleno de grava suelta que se encontró hasta descubrir la
arcilla.
Las mediciones se iniciaron en la periferia del túnel y se llevaron hasta que la máquina
alcanzó su capacidad de carga axial, definiéndose la variación de la resistencia de punta
del cono según una horizontal.
Es importante destacar (como se comprobará más adelante) que la zona inyectada con
cemento (Fig. 7.4) se extendía hasta el anillo 240 en la fecha cuando se realizaron los
trabajos aquí descritos.
En la Fig. 7.5 se presenta la información obtenida: en el sondeo C-1 se detectaron dos zonas
duras, una comprendida entre 0.5 y 1.0 m y otra de 0.2 m de espesor a 1.5 m de distancia;
continúa una zona con resistencia media igual a 10 kg/cm2 y después, a 4.3 m de distancia,
otra zona de resistencia alta que ya no pudo penetrarse porque se alcanzó la capacidad
máxima de carga axial de la máquina perforadora.
15
qc , en kg/cm²
C-1
10
C-2
5
C-3
Túnel
TS-1 TS-2
24.1-24.9
TS-3 TS-4 TS-5
0
2.5
TS
5.0
Distancia horizontal, en m
Tubo Shelby
7.5
C
10.0
Sondeo con cono
Fig. 7.5 Sondeos con cono en el interior del túnel y localización de muestras
Con el sondeo C-2 se identificaron dos tramos muy resistentes de 0.15 m de espesor a 1.1 y
1.4 m de distancia; continúa un tramo de 4 m en el que la resistencia se incrementa de 6 a
10 kg/cm2 y después otro de 1.4 m en el que la resistencia es de 6 kg/cm2, para finalmente
alcanzar otra zona dura que ya no pudo ser penetrada, por lo que el sondeo se suspendió a
84
El Cono en la Exploración Geotécnica
Por último, en el sondeo C-3 se midieron las resistencias más bajas de punta que,
2
2
empezando con valores de 7 kg/cm , se reducen al final del sondeo a 5 kg/cm , y no se
presentaron zonas de resistencia alta.
Las pruebas se realizaron en la parte media de un estrato de arcilla color gris verdoso,
material considerado como el más significativo del frente del túnel. Como se observa en la
Fig. 7.4, se localiza bajo una capa dura de arcilla limosa grumosa y quebradiza y queda
limitado por debajo con un lente de vidrio volcánico; tiene un espesor de 2.5 m y resistencia
2
al corte (medida en los sondeos verticales) de 0.55 kg/cm aproximadamente.
La información descrita arriba tiene dos aspectos significativos:
a)
La presencia de delgadas zonas duras detectadas con mayor espesor en el sondeo
C-1, con menor en el C-2 y ausentes en el C-3.
b)
La resistencia media resultó mayor en el sondeo C-1, intermedia en el C-2 y menor
en el C-3.
El primer aspecto se supuso provocado por la inyección de lechada de cemento penetrando
en las fisuras del suelo; posteriormente con el muestreo inalterado se comprobó esta
hipótesis.
Sobre la variación de la resistencia media, se podría intentar justificarla también como
otro efecto de la inyección, considerando que por la presión inducida se incrementa el
confinamiento y se sellan las fisuras.
Sondeo inalterado desde la superficie. El sondeo SC-3 se hizo con el criterio de muestreo
selectivo tomando muestras de los suelos blandos con tubos shelby y de los estratos duros
con tubo dentado (Santoyo et al, 1975)(Santoyo y Olivares, 1981); los shelby cumplieron
con las condiciones geométricas de los tubos de pared delgada (Hvorslev, 1949), y se
hincaron en longitudes de 75 cm siguiendo los criterios convencionales para el muestreo
inalterado. El tubo dentado a rotación se ensayó porque ha demostrado, en algunos suelos
duros, rescatar muestras de mejor calidad que otros muestreadores, debido a que su
procedimiento de operación le facilita el labrado de la muestra de suelo duro.
Durante el proceso de identificación de suelos se puedo comprobar que la calidad de las
muestras obtenidas tanto a presión como a rotación fue muy buena (sobre esto se entra en
detalle más adelante, donde se describe el perfil estratigráfico del sitio en estudio). Los
muestreadores utilizados fueron 19 tubos shelby y 11 tubos dentados; la recuperación
media de las 30 muestras fue de 92 % y solamente 3 muestras salieron con recuperación
menor a 75 %. La perforación se realizó con una broca con descarga lateral del fluido que
incide en los planos de las aspas de corte (Tamez, 1987).
Durante la realización de los sondeos ocurrieron fugas de lodo bentonítico, que más tarde
se comprobó que pueden correlacionarse con las zonas fisuradas.
85
Muestreo inalterado desde el interior del túnel. Se efectuó con tubos shelby de 7.5 cm de
diámetro que cumplían las condiciones geométricas de los muestreadores de pared
delgada; únicamente se obtuvieron 5 muestras. La secuencia consistió en el hincado del
tubo, seguido del rimado del agujero en seco. Esto último se realizó con un tubo de 7.5 cm de
diámetro con aletas y ventanas laterales longitudinales para cortar y acarrear el material
(Tamez, 1987).
El sondeo fue estable los dos primeros metros, después se observó la tendencia de la
perforación a cerrarse; esto provocó que con el tubo shelby TS-5 (Fig 7.5) se recuperara una
longitud de 75 cm, habiendo hincado únicamente 60 cm. Después de 3.6 m ya no pudo
avanzar la perforación por lo que se suspendió el sondeo. Lo anterior lleva a concluir que,
para realizar sondeos horizontales como el descrito, se requiere ademe metálico y que aun
así el suelo se podrá extruir y sufrir alteración.
7.2.3
Perfil estratigráfico del sitio.
qc , en kg/cm 2
0
Las muestras del sondeo vertical fueron
cuidadosamente transportadas al
laboratorio y extraídas de los tubos antes de
transcurrir tres días de su obtención; para
ello se cortaron en tres segmentos: los dos
inferiores de 25 cm y el superior de acuerdo
con la longitud de la muestra.
15
10
5
5
1
Velocidad de hincado= 2cm/seg
2
GV- Arcilla gris verdosa
10
3
4
CC- Arcilla café clara
CR- Arcilla café rojizo
GO- Arcilla obscura
5
Profundidad, m
En la clasificación de los suelos se observó
que su color varía del café con tonalidades
clara, verdosa y rojiza, al gris verdoso; en
general los suelos de color café y rojizo son
relativamente más blandos, homogéneos y
poco fisurados; por su parte, los de color gris
verdoso se presentan con dos texturas: una
homogénea que corresponde con los suelos
blandos y otra grumosa, quebradiza y algo
limosa, que define algunas de las capas
duras de resistencia alta.
15
20
Arena
Caliche
Raíces
Vidrio volcánico
Fisura
Arcilla quebradiza
Fisurada
6
7
25
8
9
En la Fig 7.6 se incluyen el corte
estratigráfico del sondeo SC-3 y la variación
de la resistencia de punta del cono para 2
cm/seg de velocidad de hincado; se
distinguen los siguientes tramos:
30
Fig. 7.6 Comparación de la estratigrafía con la
resistencia qc
Tramo entre 0 y 5 m de profundidad (no incluido en la Fig. 7.6). Los materiales se
identificaron sólo con muestras lavadas tomadas durante la perforación; entre 0.0 y 2.0 m
se observó un relleno de escombro de construcciones; entre 2.0 y 4.5 m, arena arcillosa gris
oscura con lentes de arena negra y gris claro y, finalmente, entre 4.5 y 5.0 m una arcilla
arenosa gris verdosa.
86
El Cono en la Exploración Geotécnica
Tramo entre 5 y 10 m de profundidad. Se encontraron arcillas cuya resistencia disminuye
con la profundidad porque forman parte de la costra superficial endurecida; en este tramo
se observan dos lentes de arena que facilitaron la consolidación de las arcillas vecinas.
Tramo entre 10 y 17.5 m de profundidad. Se detectaron arcillas blandas cuya resistencia se
incrementa ligeramente con la profundidad; se definen tres capas duras: de ellas, la 3 y la 5
(Fig 7.6) corresponden con suelos arcillosos limosos grumosos quebradizos. En esas dos
capas, particularmente en la 5, se observan ductos verticales cilíndricos de 2 a 4 mm de
diámetro y varios centímetros de longitud; en algunos de ellos se encontraron restos de
fibras vegetales que prueban que fueron abiertos por las raíces de plantas que crecieron en
ese suelo; muchos de los ductos están rellenos de carbonatos y algunos de vidrio volcánico.
Lo anterior lleva a concluir que las capas 3 y 5 estuvieron expuestas a secado solar y que en
particular la capa 5 sufrió secado durante un período prolongado de tiempo. Por su parte,
la capa 4 corresponde con una abundante colonia de fósiles, de unos 4 cm de espesor.
Conviene aclarar que la presión hidrostática que genera el lodo bentonítico, empleado para
la perforación, activa las fisuras y aumenta su espesor. Por el volumen de lodo que se
perdió cuando se desarrollaron, se pudo establecer que estas fisuras se activan en
longitudes hasta de 6 m.
Tramo entre 17.5 y 30 m de profundidad. En este tramo la resistencia se incrementa
significativamente y se observan cuatro capas duras: la 6 y la 7 son de arcilla limosa
grumosa y quebradiza que se considera coinciden con capas que sufrieron secado solar,
observándose en la 6 la presencia de raíces que pueden confirmar esta hipótesis. Las capas
7 y 8 coinciden con lentes de vidrio volcánico cementado de 3 cm de espesor que
posiblemente se depositaron en seco; en la capa 7, abajo del vidrio volcánico, hay fisuras
rellenas de vidrio que sólo pudieron formarse por secado superficial o porque al
depositarse a temperatura alta, el vidrio secó y agrietó la arcilla superficialmente.
De la descripción anterior se concluye que las capas duras identificadas como 1 y 2 (Fig.
7.6) se produjeron por consolidación de arcillas, proceso favorecido por la presencia de
lentes delgados de arena que se depositaron a esos niveles. Las capas 3, 5, y 7 son zonas
endurecidas por secado solar, de manera similar a la que ha producido la actual costra
endurecida superficial. La capa 4 es resultado de una colonia de fósiles. Las capas 7 y 8
muestran dos lentes de vidrio volcánico cementado, probablemente depositado en seco. Por
último, de la capa 9 de arcilla gris verdosa homogénea no puede afirmarse que se produjera
por secado solar, aunque debajo de ella se encuentran abundantes restos de raíces.
7.2.4
Trabajos de laboratorio
Con muestras obtenidas desde la superficie. Se realizó un programa de pruebas de
resistencia al corte: tanto de compresión simple como triaxiales; en las de compresión
simple, que corresponden con los materiales grumosos -sin duda los de mayor resistencia
in situ- las probetas frecuentemente fallaron bajo cargas pequeñas; lo mismo ocurrió con
los especímenes que presentaron fisuras imperceptibles a simple vista y, por supuesto,
87
aquellos que tenían lentecillos de arena o fisuras abiertas y aun rellenas de material
blando o de arena.
Para juzgar la importancia de los factores mencionados se decidió realizar un programa de
pruebas triaxiales no drenadas (UU), con muestras gemelas de las falladas en compresión
simple, ensayadas con presión de confinamiento aproximadamente igual a la del sitio:
(s3=k0h) , asignando al coeficiente k0 el valor 0.5. Con ambos grupos de pruebas se intentó
definir la variación de la resistencia con la profundidad y detectar la presencia de las
diferentes capas duras.
De todas las muestras, cuatro no pudieron labrarse; además conviene destacar que 3 de
ellas corresponden con dos estratos duros de suelos que se han calificado de textura
grumosa, localizados a 11.15 y 22.10 m de profundidad.
Con muestras obtenidas desde el interior del túnel. Las muestras se llevaron al laboratorio
y permanecieron dentro de los tubos de acero más de 10 días antes de ser extraídas; por ello
en su periferia se observó ligera oxidación que dificultó su extracción.
Los suelos se identificaron como arcilla gris verdosa con algunas vetas de arena fina; en la
muestra TS-2 se encontraron tramos delgados de lechada de cemento que coincide con las
resistencias qc máximas de los sondeos C-1 y C-2. En la muestra TS-3, que al tacto era
esponjosa, se observaron poros.
El programa de pruebas de laboratorio consistió en 13 pruebas triaxiales tipo UU con
2
presión de confinamiento constante de 2 kg/cm y velocidad de deformación en la etapa de
falla de 1 mm/min.
7.2.5
Resistencia al corte
La resistencia al corte de los suelos cohesivos en condiciones no drenadas puede deducirse
de una prueba de cono aplicando la siguiente expresión debida a Terzaghi (Lunne, T. et al,
1977)(Bell, F. G., 1978).
7.1
qc = Nk f + z
donde
qc
Nk
Resist encia de punt a del cono
f
Resist encia al cor t e

Z
Peso unit ar io del suelo (t ot al)
Fact or de car ga
Pr ofundidad de la pr ueba
88
El Cono en la Exploración Geotécnica
entonces
=
qc - z
Nk
7.2
Begemann (Begemann, 1953 y 1963) fue el primero en plantear que de la expresión 7.1
debe eliminarse el término gz por ser poco significativo, quedando:
f =
qc
Nk
7.3
Evidentemente el coeficiente de correlación así evaluado será confiable sólo cuando haya
sido confirmado o establecido para los suelos de la zona en que se esté aplicando este
criterio. Para iniciar dicha acción con los suelos del Valle de México se ha correlacionado la
resistencia de punta del cono con las diferentes pruebas de corte en condiciones no
drenadas de los suelos del sitio cercano a la lumbrera 6. En la tabla 7.2 se presenta la
información obtenida con la expresión para la resistencia y nomenclatura siguiente:
c=
qc
Nk
7.4
donde
c
Resist encia al cor t e no dr enada (c =  f )
Nk
Coeficient e de cor r elación par a las difer ent es pr uebas
Los valores de qc afectados de un coeficiente Nk de la tabla 7.2, permiten predecir
tentativamente el valor de la resistencia que se obtendría mediante la prueba de corte a
que corresponde el valor de Nk utilizado.
Esto lleva a subrayar que los coeficientes de correlación anotados deben utilizarse con
cautela y que únicamente correlacionando información de sondeos inalterados cuidadosos
con la de pruebas de penetración estática del sitio en estudio, se pueden predecir valores
más confiables de la resistencia al corte.
7.2.6
Correlaciones de la información obtenida
En este inciso se compara gráficamente la variación de la resistencia de penetración de
punta con los coeficientes de las pruebas triaxiales de la Tabla 7.2; con el contenido de agua
y las resistencias al corte determinadas en el laboratorio y campo, obtenidas estas últimas
del ensaye de muestras del sondeo SC-3; y con determinaciones in situ: en la estación 0 +
125.90 con el torcómetro y penetrómetro manuales, con las pruebas de veleta de la
89
Tabla 7.2 Correlaciones de la resistencia al corte qc / N K  c 
Costra superficial
Prueba
qc, /cm²
Triaxial Compr.
UU
Simple
5< qc < 10
qc /14
qc /20
Suelos blandos
qc < 5
qc /13
qc /16
-
-
-
Capas de arcilla dura
qc > 10
qc /24
qc /54
-
-
qc /29
qc /14
-
Suelo
Torcómetro
kc
Laborat.
-
Arcillas blandas
qc /12
5< qc < 10
qc /13
qc /20
cm
NOTA: qc está definido para velocidad de hincado igual a 2 /seg
Contenido de agua vs cono. En la fig 7.7 se
han graficado las variaciones con la
profundidad del contenido de agua y de la
resistencia al corte no drenada deducida de
la información del cono. El primero está
dibujado en valores decrecientes a fin de
facilitar la comparación; se observa que las
capas duras coinciden con los contenidos de
agua bajos (Marsal y Mazaro, 1962)
(Zeevaert, 1953).
5
0
Penetró
metro
Campo manual
-
Cohesión, en kg/cm 2
0.5
1.0
1.5
Velocidad de hincado= 2 cm/seg
10
Profundidad, m
Contenido de agua
La fig 7.7 invita a intentar correlacionar el
contenido de agua y la resistencia obtenida
con el cono; convendría para ello realizar
sondeos con mayor densidad de
determinaciones del contenido de agua y
posiblemente también de los límites de
plasticidad.
15
20
Cono
Triaxial no drenada vs cono. En los perfiles
25
de los sondeos realizados desde la superficie
(Fig. 7.8) se muestran las variaciones de la
resistencia al corte no drenada,
determinada con pruebas triaxiales con
esfuerzo de confinamiento
30
aproximadamente igual al original, así
500
300
100
0
Contenido de agua
como la obtenida con la resistencia de punta
del cono. La similitud entre ambas es
Fig. 7.7 Correlación de la resistencia de
excelente, excepto por algunas muestras
punta qc con el contenido de agua
que no pudieron labrarse, y por algunas
otras correspondientes a los estratos profundos; además debe tenerse en cuenta que en
algunos estratos la zona dura no se detecta con las pruebas triaxiales por que su espesor
puede ser insuficiente para obtener los especímenes convencionales para ensayar, como
ocurrió en los estratos localizados a 22.0 y 22.5 m de profundidad.
90
El Cono en la Exploración Geotécnica
De los sondeos realizados desde el interior
del túnel la información obtenida se
presenta en la Fig. 7.9: la resistencia al
corte no drenada deducida de la
información del cono se calculó dividiendo
5
la resistencia de punta qc entre un factor Nk
igual a 13 (Tabla 7.2); se eliminaron los
picos poco significativos con el fin de
simplificar la figura; de cada prueba
triaxial se presentan en las Figs 7.8 y 7.9 los
valores de ½(s1 -s3) uniendo con líneas
contínua las pruebas que corresponden a
muestras de un mismo tubo shelby.
Cohesión, en kg/cm 2
0.5
1.0
0
 +
UU Resistencia ( 1 3 )
2
Muestras que no pudieron
labrarse
10
Profundidad, m
1.5
1.7
15
Cono (q c /N k)
20
La interpretación de la Fig. 7.9 conduce
únicamente a conclusiones preliminares
porque la información disponible es escasa;
conviene subrayar que uno de los sondeos
con cono está en la zona tratada con
inyección de lechada de cemento, y que los
otros dos están alejados de ella: uno 1.5 y el
otro 3.8 m. Esta inyección genera las zonas
de resistencia alta de los sondeos C-1 y C-2
al penetrar el cemento en las fisuras.
25
2.0
2.6
30
Fig. 7.8 Resistencia al corte con cono y
triaxial no drenada
C-1
C, en kg/cm 2
1.0
C-2
0.5
C-3
Triaxial UU
Túnel
24.1-24.9
0.0
2.5
5.0
7.5
10.0
d, en m
Fig. 7.9 Resistencia al corte con cono y triaxiales no drenadas desde el interior del túnel
91
Por otra parte, es factible que la diferencia de las resistencias medias entre las zonas
tratadas y las no tratadas se deba al aumento de presiones de confinamiento inducido por
la inyección que, inclusive, podría sellar las fisuras. Con estos sondeos no se define la
posible zona de suelo remoldeado provocada por la excavación del túnel; esto puede
deberse a que no sea significativa o que no se detectó porque las mediciones se hicieron 10
días después de la excavación y al menos parte del remoldeo pudo haberse recuperado.
Por lo anterior, parece razonable admitir que la variación horizontal de la resistencia al
corte determinada con el sondeo inalterado, localizado en la frontera de la zona tratada,
debe ser similar a la del sondeo C-2. Se observa en la Fig. 7.9 que los resultados de las
pocas pruebas triaxiales realizadas parecen confirmar esta hipótesis.
Compresión simple vs cono. En la Fig. 7.10 se presentan las variaciones con la profundidad
de la resistencia al corte obtenida con pruebas de compresión simple y la deducida para
condiciones no drenadas de la resistencia de punta del cono. La dispersión de las pruebas
de compresión simple es grande; los valores mínimos son muy reducidos para ser
confiables, en cambio los máximos son similares a los valores obtenidos con el cono. Esto
parece comprobar que la presencia del fisuramiento produce valores muy bajos y que su
ausencia conduce a valores similares a los del cono.
Veleta y pruebas de corte vs cono. En
septiembre de 1979 se realizó en la
lumbrera 5 un sondeo con pruebas de veleta
(Montañez, L. et al, 1979). Los resultados se
dividieron en pruebas donde se definieron
confiablemente las resistencias máximas y
las de suelos remoldeados, y otras de
resultados confusos por la influencia de las
fisuras. La Fig. 7.11 muestra las pruebas
confiables mediante una línea horizontal
acotada, que representa en sus extremos los
valores de las resistencias máxima y
remoldeada y, con un círculo, el valor de la
resistencia máxima aplicando la corrección
propuesta por Bjerrum (Bjerrum, 1972).
5
0
Cohesión, en kg/cm 2
0.5
1.0
1.5
Velocidad de hincado= 2cm/seg
10
Profundidad, m
Resistencia no confinada (qu /2)
15
Cono (qc /N k )
20
La comparación con la resistencia obtenida
con el cono es sólo cualitativa por la lejanía
entre ambos sondeos y por el número
reducido de pruebas de veleta; sin embargo,
es interesante observar que en la zona de
suelo más blando (arriba de 13.0 m), el valor
de la resistencia corregida según Bjerrum
coincide con la del cono y que en los suelos
25
30
Fig. 7.10 Resistencia al corte con cono
y compresión simple
92
El Cono en la Exploración Geotécnica
más duros la resistencia máxima no corregida coincide. Debe señalarse que la corrección
que Bjerrum propone se aplica únicamente a los suelos blandos.
En cuanto a las pruebas de corte simple con aparato tipo sueco, se realizaron algunas con
muestras de un sondeo cercano a la lumbrera 6 (Schmitter, 1980). Son tan pocos los valores
obtenidos que sólo permiten establecer los comentarios preliminares siguientes: las
pruebas de corte producen valores de resistencia bajos en relación con los definidos con el
cono, y parecen coincidir con los obtenidos con la veleta aplicando la corrección de Bjerrum.
Torcómetro y penetrómetro manual vs cono. Durante la construcción del túnel se
realizaron mediciones in situ de la resistencia al corte utilizando los instrumentos
manuales: en los suelos blandos se recurrió al torcómetro y en los duros al penetrómetro de
bolsillo. En la Fig. 7.12 se muestran las mediciones realizadas en la estación 0 + 125.90,
muy cercana a los sondeos con cono.
Cohesión, en kg/cm 2
0
0.5
1.0
Cohesión, en kg/cm 2
1.5
0
5
Velocidad de hincado= 2 cm/seg
10
1.0
Velocidad de hincado= 2 cm/seg
10
Corrección de Bjerrum
v Pruebe de veleta
Cono
Corte Simple
15
Profundidad, m
Profundidad, m
0.5
5
Cono (q c /N k )
20
15
Penetrómetro de bolsillo
Torcómetro
20
Túnel
25
30
30
Fig. 7.11 Resistencias al corte con cono,
veleta y corte simple
Fig. 7.12 Resistencias al corte con cono,
penetrómetro manual y torcómetro
93
1.5
7.2.7
Conclusiones
De los sondeos realizados desde la superficie

La información obtenida con el cono eléctrico se correlacionó con precisión con la
estratigrafía del sitio y permitió la selección racional de la técnica de muestreo
adecuada para cada tramo del sondeo. Se demostró que la velocidad de hincado del
cono es una variable significativa de la resistencia de punta del cono.
·
Se confirmó que, para el muestreo de suelos blandos, los tubos de pared delgada
deben satisfacer las condiciones geométricas de Hvorslev y ajustarse a una técnica
de operación depurada. En cuanto a los suelos duros, se demostró que pueden
obtenerse muestras de buena calidad con el tubo muestreador dentado hincado a
rotación.
·
En lo referente a las pruebas de laboratorio para definir la resistencia al corte no
drenada, se comprobó que las de compresión simple proporcionaron información
muy dispersa por la influencia de las fisuras; en cambio, con las triaxiales no
drenadas (UU), la variación de la resistencia al corte con la profundidad resultó
congruente con la estratigrafía del sitio y muy similar a la obtenida del cono.
·
Se presentan factores de correlación de la resistencia de punta del cono con la
resistencia al corte no drenada de pruebas de laboratorio (Tabla 7.2); la
confiabilidad de esos valores aumentará cuando se obtenga más información
experimental.
·
La estratigrafía observada en el frente del túnel coincide fielmente con la
determinada en los sondeos; las resistencias medidas in situ con torcómetro y
penetrómetro manuales son similares a las determinadas con el cono.
De los sondeos desde el interior del túnel
·
La experiencia descrita demuestra que las pruebas horizontales de penetración
con
cono pueden realizarse desde el interior del túnel y que inclusive esa
herramienta
podría operarse en el frente, desarrollando previamente un sistema
hidráulico de
carga que se fijaría al escudo de excavación.
·
Los sondeos inalterados horizontales en suelos blandos pueden ser confiables sólo
en una distancia limitada por la estabilidad de la perforación; posiblemente utilizar
ademe metálico permita incrementar su alcance.
94
El Cono en la Exploración Geotécnica
·
Las gráficas de variación de resistencia al corte reflejan dos efectos de la inyección
de
lechada de cemento: a) se definen zonas delgadas muy resistentes porque
penetra en
las fisuras, y b) se observa que la resistencia al corte media es mayor
en la zona
tratada; esto se debe posiblemente a que la inyección aumenta
la presión confinante
e inclusive sella las fisuras. Por otra parte, no se detectó
que exista una zona de suelo
remoldeado cercana al túnel.
·
aquí
La información de la resistencia al corte obtenida es escasa, por ello los valores
presentados deben tomarse con reserva.
7.3
EXPLORACIÓN DEL CENTRO DE LA CIUDAD
7.3.1
Generalidades
En este subcapítulo se describe la exploración con cono eléctrico efectuada en dos tramos
alternativos de la línea 8 del metro; con la información recopilada en esta exploración se
elaboró un modelo estratigráfico típico de los depósitos arcillosos en el Valle de México; se
aclara también la evolución de la resistencia al corte en función del proceso de
preconsolidación, detectado en los perfiles de resistencia de punta del cono.
A
2
6A
5
PINO SUÁREZ
5A
CATEDRAL
ZÓCALO
REP. CUBA
9A
B
5 DE
8A
FE7A
BRERO
20 NOVIEMBRE
3
4
B DOMÍNGUEZ
TACUBA
7
PALMA
8
ISABEL LA CATÓLICA
DONCELES
5 DE MAYO
MADERO
16 DE SEPT
V. CARRANZA
REP. URUGUAY
REP. SALVADOR
MESONES
REGINA
SAN JERÓNIMO
J.M. IZAZAGA
NEZAHUALCOYOTL
N
Localización de los sondeos. La exploración de las dos alternativas de un tramo de la línea
8 se desarrolló en dos campañas de sondeos con cono localizados en los sitios mostrados en
la Fig. 7.13.
0
500 m
Escala gráfica
REP. CHILE
9
10
REP. BRASIL
12
A´
4A
3A
REP. 2A
ARGENTINA
PALACIO
NACIONAL
1A
B´
CARMEN
RAYÓN
REP. ECUADOR
REP. PARAGUAY
REP. HONDURAS
REP. PERU
REP. BOLIVIA
REP. COLOMBIA
REP. VENEZUELA
SAN ILDEFONSO
JUSTO SIERRA
Corte A-A’ ver Fig. 7.16
Corte B-B’ ver Fig. 7.15
GUATEMALA
1ª Campaña de exploración
2ª Campaña de exploración
Sondeo
inalterado
MONEDA
CORREO
MAYOR
Nota:
Los números indicados son sondeos de cono (SC)
Fig 7.13 Localización de sondeos
95
7.3.2
Estratigrafía de la zona
Se propone un modelo estratigráfico para los suelos blandos del lago, que se describe a
continuación y se ilustra en la Fig. 7.14.
Costra superficial (CS). Este estrato está integrado por 4 subestratos que constituyen una
secuencia de materiales naturales cubiertos con un relleno artificial heterogéneo:
Relleno artificial (RA). Se trata de restos de construcción y relleno arqueológico cuyo
espesor varía entre 2.0 y 7.0 m.
Costra seca superior (CSS). Esta costra más superficial se formó a consecuencia de una
disminución del nivel del lago, quedando los suelos expuestos a los rayos solares y
provocando con ello su endurecimiento.
Suelo blando (SB). Se le puede describir como una serie de depósitos aluviales finos
intercalados con lentes de material eólico, que se formó en el último período del lago.
Costra seca inferior (CSI). Esta es otra costra similar a la descrita arriba.
Arcilla preconsolidada superficial (OCS). Esta arcilla es el producto de un proceso de
consolidación inducido por efecto de las sobrecargas y rellenos superficiales que alcanzó a
los suelos localizados por debajo de la costra superficial (CS).
Arcilla normalmente consolidada (NC). Las arcillas
normalmente consolidadas se localizan por debajo de
la profundidad hasta la que influyen las sobrecargas
superficiales y por arriba de los suelos
preconsolidados por el bombeo profundo. Es
importante aclarar que se han identificado como
normalmente consolidadas únicamente para las
sobrecargas que actualmente soportan, pues estas
arcillas también han sufrido un proceso de
consolidación a partir de su estado inicial.
Arcilla preconsolidada profunda (OCP). Arcilla que
estuvo sujeta a un fenómeno de consolidación
generado por el bombeo de agua para abastecer a la
ciudad, cuyos efectos han sido más significativos en
las arcillas profundas que en las superficiales.
Lentes duros (LD). Los estratos de arcilla están
interrumpidos por lentes duros que pueden ser
costras de secado solar, arena o vidrio volcánicos;
estos lentes se utilizan como marcadores para
facilitar la interpretación de la estratigrafía.
96
COSTRA
SUPERFICIAL
(CS)
Relleno artificial (RA)
Costra seca (CSS)
Suelo Blando (SB)
Costra seca (CSI)
ARCILLA
PRECONSOLIDADA
SUPERFICIAL
(OCS)
Lente duro (LD)
ARCILLA
NORMALMENTE
CONSOLIDADA
(NC)
Lente duro (LD)
ARCILLA
PRECONSOLIDADA
PROFUNDA
(OCP)
Lente duro (LD)
Lente duro (LD)
Lente duro (LD)
CAPA
DURA
(CD)
Fig 7.14 Modelo estratigráfico tipo
El Cono en la Exploración Geotécnica
97
SC-5A
SC-6A
SC-7A
SC-8A
SC-9A
40
35
30
Tramo 5 de Febrero - Argentina (para localización en planta del corte ver Fig 7.13)
SC-4A
25
20
15
5
10
Fig. 7.15 Corte A-A’
SC-3A
5 10 15 20
0
5 10 15 20
0
5 10 15 20
0
5 10 15 20
5 10 15 20 0
0
5 10 15 20
0
5 10 15 20
A lo largo de la Av. 20 de Noviembre, entre el
Zócalo y República de El Salvador, el espesor
de rellenos es de 6.0 m; a partir de ahí
disminuye hasta la calle Nezahualcóyotl, en
donde se tienen 3.0 m; por su parte, a lo largo
de la calle 5 de Febrero, los rellenos son
significativamente menores alcanzando un
espesor medio de 3.0 m.
0
0
Relleno artificial. El espesor de los rellenos
artificiales es de particular interés para el caso
del Metro con estructura en cajón, por ello es
interesante identificarlo en los perfiles
estratigráficos. Así, a lo largo de las calles
Brasil y Argentina los espesores son similares,
incrementándose gradualmente 2.0 m, en la
calle de Rayón, hasta alcanzar 7.0 m en la calle
Tacuba; sobre la calle Argentina se forma una
verdadera loma con su parte más alta entre las
calles Justo Sierra y San Ildefonso. En el lado
poniente del Zócalo el espesor de rellenos es de
sólo 2.5 m.
R e s i s t e n c i a d e p u n t a, q c ( k g / c m 2 )
Comentarios de ambas campañas.
Observando simultáneamente las Figs. 7.15 y
7.16 se concluye que todos los sondeos
presentan la secuencia estratigráfica descrita
en el capítulo anterior, demostrando la
generalidad del modelo; las diferencias entre
los espesores de los estratos y la resistencia de
punta tienen su origen en los distintos efectos
de precarga que han ocurrido en cada sitio.
0
Línea Argentina - 5 de Febrero (2ª Campaña).
Los 9 sondeos realizados a lo largo de las calles
Argentina y 5 de Febrero se muestran en el
perfil estratigráfico de la Fig 7.16.
SC-2A
5 10 15 20
0
Línea Brasil - 20 de Noviembre (1ª. Campaña).
Los 11 sondeos con cono eléctrico de la primera
campaña, localizados en el Centro de la ciudad,
se presentan en la Fig. 7.15.
SC-1A
5 10 15 20
Perfil estratigráfico
Profundidad Z, m
7.3.3
5 10 15
Fig. 7.16 Corte B-B’
SC-6
SC-5
SC-4
SC-3
SC-2
30
25
20
15
5
10
Tramo 20 de Noviembre - Brasil (para localización en planta del corte ver Fig 7.13)
SC-7
SC-8
Avance a rotación
5 10 15
5 10 15 20 0
5 10 15 20 0
5 10 15 20 0
5 10 15 20 0
5 10 15 20 0
0
0
5 10 15 20 0
Profundidad Z, m
R e s i s t e n c i a d e p u n t a, q c ( k g / c m 2 )
0
SC-9
5 10 15
0
SC-10
5 10 15
0
SC-11
5 10 15
0
SC-12
7.3.4
Resistencia al corte
Evolución de la resistencia al corte. El proceso natural
de formación de los suelos del lago generó una
secuencia de suelos muy blandos que, como resultado
del desarrollo urbano, se han consolidado,
asentándose e incrementando notablemente su
resistencia al corte; la Fig. 7.17 ilustra esta evolución
en 5 etapas: la última es la típica del centro de la
ciudad.
Las diferencias de las resistencias medidas en los
diferentes sondeos se explican analizando las dos
causas que originaron la preconsolidación de los
suelos blandos: las sobrecargas superficiales y el
bombeo profundo; estos fenómenos se describen
brevemente a continuación:
Antecedentes de la preconsolidación superficial. La
urbanización del centro de la Ciudad de México ha
sido un proceso largo y muy complejo; se inicia con los
primeros asentamientos humanos y el desarrollo
agrícola sobre primitivos rellenos, realizados con
fango del mismo lago. La construcción de los grandes
templos aztecas, con sus etapas de reconstrucción y
ampliación, incluyendo sus amplias plataformas
anexas, requirieron rellenos de mayor calidad y
espesor; estas construcciones sufrieron el notable
proceso de consolidación de las arcillas del lago.
La posterior destrucción de esos templos proporcionó
parte del material para ampliar la ciudad y dejó zonas
preconsolidadas que serían aprovechadas para
localizar las principales construcciones que se
levantaron durante la época colonial.
En el siglo XVI la zona urbana de la Ciudad de México
estaba limitada por la traza, que corresponde
actualmente a las calles República de Perú, San
Jerónimo, La Santísima y el eje Lázaro Cárdenas (Fig.
7.18); existía entonces un canal por la actual calle
Corregidora (Acequia Real) que continuaba por la
calle 16 de Septiembre. En el siglo XVIII (1793) se
publicó un plano de la ciudad donde se aprecia que la
actual Av. 20 de Noviembre era una sucesión de
callejones que se eliminaron para abrir la avenida;
98
El Cono en la Exploración Geotécnica
qc Resistencia de
punta del cono
NC
CS
Costra seca por
secado solar
OC
Suelo preconsolidado
OCS
Suelo preconsolidado
superior
OCP
Suelo preconsolidado
profundo
Suelo normalmente
consolidado
NF Nivel freático
LD Lentes duros
NF
qc
0
qc
CS
NF
Relleno artificial
LA
Lente de arena
Q
RA
NF
LA
20
NF
RA
CS
OCS
d1
d2
LD
qc
CS
OC
10
Sobre cargas
superficiales
qc
RA
CS
NF
Q
Q
qc
OC
Profundidad, m
RA
d3
NC
OCS
d4
d5
NC
NC
30
NC
NC
40
OCP
50
d2 = d1
a Condición
inicial
b
Formación de
la costra seca
d3 = d2
d3 = d1
c
Formación del
relleno artificial
d5 = d4
d4 = d3
d
Aplicación de
sobrecargas
e
Efecto del
bombeo profundo
Fig 7.17 Evolución de la resistencia al corte
Por otra parte desde el siglo XIX existía, en la esquina SW de la Plaza de la Constitución,
un mercado conocido como “El Parián” que fue demolido para ampliar el zócalo al área
actual.
Preconsolidación por bombeo profundo. Con la información disponible se puede detectar,
en la parte inferior de los sondeos, el incremento de resistencia generado por este efecto;
también se advierte en las diferencias de profundidad de los lentes duros.
Valores de resistencia al corte. Los valores de la resistencia de punta qc, medidos en cada
sondeo, muestran excelente correlación con los antecedentes de preconsolidación y con el
espesor del relleno artificial de cada lugar estudiado.
Los valores más altos de la resistencia se observan en todos los sondeos localizados entre la
calle Colombia y la Catedral, así como los realizados a lo largo de la Av. 20 de Noviembre
(Figs. 7.15 y 7.16). El sondeo 4-A ubicado sobre Argentina, entre Justo Sierra y San
Ildefonso, no pudo realizarse, porque se encontraron piedras y relleno muy compacto; por
ello la información obtenida en este sondeo no puede interpretarse confiablemente.
Los valores más bajos de la resistencia se midieron en los siguientes sondeos: a) en el
sondeo 9 localizado en la Plaza de Santo Domingo, b) en los 2 sondeos realizados en el
Zócalo (6 y 5-A), que se comentan más adelante, y c) en el 6-A, que arrojó los valores
99
N
B. DOMÍNGUEZ
REP. CUBA
DONCELES
ISABEL LA CATÓLICA
TACUBA
5 DE MAYO
MADERO
16 DE SEPT
V. CARRANZA
REP. URUGUAY
REP. SALVADOR
MESONES
REGINA
SAN GERÓNIMO
J.M. IZAZAGA
NETZAHUALCOYOTL
(EL PARIAN)
ACEQUIA DE PERÍ
ACEQUIA TEZONTLE
REP. CHILE
PALMA
5 DE FEBRERO
REP. BRASIL
HASTA
1973
PINO SUÁREZ
CORREO MAYOR
REP.
ARGENTINA
HASTA PALACIO
EL SIGLO NACIONAL
XIX
RAYÓN
REP. ECUADOR
REP. PARAGUAY
REP. HONDURAS
REP. PERU
REP. BOLIVIA
REP. COLOMBIA
JUSTO SIERRA
TENOCHTITLAN (1325)
REP.
VENEZUELA
SAN ILDEFONSO
GUATEMALA
ACEQUIA REAL
(HASTA 1760)
CARMEN
MONEDA
TRAZO DE LA AV.
20 DE NOVIEMBRE
(A PARTIR DE
1930)
CATEDRAL
0
LA TRAZA (SIGLO XVI)
500 m
Escala gráfica
Fig 7.18 Antigua traza de la ciudad de México
En la Fig. 7.19 se presentan ambos sondeos
hasta 30 m de profundidad, dibujados de
manera que los principales lentes duros se
superpongan y dejando como referencia la
retícula del sondeo 5-A; de la figura surgen
los siguientes comentarios: a) la variación
de la resistencia con la profundidad en
ambos sondeos es muy semejante, b) en el
sondeo 5-A se pierde uno de los lentes
duros delgados, c) se detecta una
100
0
Resistencia de punta, qc (kg/cm² )
15
10
B-SC-5A
B-SC-6
5
Profundidad, z (m)
Sondeos en el Zócalo. Se efectuaron dos
sondeos distantes entre sí aproximadamente 30.0 m; el sondeo 6 se realizó
durante la primera campaña de
exploración y el 5-A formó parte de la
segunda; por su localización al SW del
Zócalo ambos quedaron en lo que era del
antiguo mercado “El Parián”, que
seguramente sólo tuvo cargas pequeñas.
10
Sondeo SC-5A
Sondeo SC-6
15
20
25
30
B= Brocal del sondeo
Fig 7.19 Sondeos en el Zócalo
20
El Cono en la Exploración Geotécnica
diferencia de nivel de 70.0 cm entre los brocales, quedando el del sondeo 5A por arriba del
brocal del sondeo 6; esta última diferencia puede explicarse como la suma de los
desniveles topográficos actuales y del hundimiento diferencial entre ambos puntos ya
que, en el sitio del sondeo 5A, el espesor del relleno artificial es aproximadamente 40 cm
mayor que en el del sondeo 6.
La Fig. 7.19 demuestra la capacidad del cono eléctrico de captar aún pequeñas
diferencias entre sondeos, además de la repetibilidad y precisión de la exploración con
esa herramienta; conviene aclarar que el tiempo transcurrido entre ambos sondeos fue
de dos meses.
7.3.5 Zonificación del subsuelo
Criterios aplicables. El sector estudiado (Fig. 7.13) corresponde con la zona del lago, en la
que se encuentran los suelos más blandos y compresibles: actualmente estos suelos
exhiben preconsolidación inducida por las estructuras ya destruídas, así como por los
rellenos artificiales y el efecto de los pozos de bombeo profundo. Como consecuencia de todo
ello la zona del lago ha dejado de ser uniforme; ahora es compleja, ya que en ella se
encuentran sectores con suelos muy blandos y sectores en que la resistencia se ha
incrementado notablemente.
Actualmente se reconoce la importante variabilidad el espesor de la costra superficial, así
como las propiedades mecánicas de las arcillas (compresibilidad y resistencia al corte);
surge entonces la necesidad de zonificar el área de acuerdo con estas variables
íntimamente relacionadas.
B. DOMÍNGUEZ
N
REP. CUBA
DONCELES
TACUBA
5 DE MAYO
MADERO
16 DE SEPTIEMBRE
V. CARRANZA
REP. URUGUAY
REP. SALVADOR
MESONES
REGINA
J.M. IZAZAGA
SAN GERONIMO
NETZAHUALCOYOTL
ISABEL LA CATOLICA
REP. CHILE
7.0
8.0
7.5
5 DE FEBRERO
7.0
8.0
10.0
PINO SUÁREZ
PALMA
10.5
8.0
11.5
7.5
11.0
REP. BRASIL
5.5
8.0
10.0
5.5
CATEDRAL
10.0
PALACIO
NACIONAL
REP. ARGENTINA
6.5
5.0
10.0
CORREO MAYOR
Escala gráfica
Fig 7.20 Espesor de la costra superficial en los tramos explorados
101
RAYÓN
REP. ECUADOR
REP. PARAGUAY
REP. HONDURAS
REP. PERU
REP. BOLIVIA
REP. COLOMBIA
JUSTO SIERRA
500 m
REP.
VENEZUELA
SAN ILDEFONSO
0
GUATEMALA
Costra con espesor mayor de 10 m
5.0A16.6 Espesor de la costra en m
MONEDA
2ª Campaña de exploración
1ª Campaña de exploración
Espesor de la costra superficial. El criterio de zonificación según el espesor de la costra
superficial es particularmente significativo para el diseño del cajón del metro, porque en
algunos tramos esta estructura queda alojada en su mayor parte en ese estrato.
El espesor de la costra superficial varía entre 8.0 y 11.0 m en el centro de la ciudad, como se
muestra en la Fig. 7.20. Es conveniente aclarar que el sondeo 4-A ubicado en Argentina
entre Justo Sierra y San Ildefonso, tiene una costra de por lo menos 16.6 m; este valor se
tiene porque se trata de una parte del Centro Histórico y por ello el sondeo resulta tan
peculiar.
Consolidación inducida. En los perfiles con cono eléctrico se identifican los tramos
normalmente consolidados con ayuda de un criterio empírico, que consiste en encontrar el
tramo lineal del perfil, que prolongado intercepta el origen de la gráfica (Fig. 7.17); así se
pueden también identificar los sondeos que exhiben mayor consolidación superficial o
profunda. Este criterio se aplicó en el caso de estos sondeos, observándose que existe una
región bien definida que acusa mayor consolidación superficial; esto es, donde el estrato
preconsolidado superficial (OCS) es más significativo.
En la Fig. 7.21 se define la zona más consolidada: la figura se completa con los valores de la
resistencia de punta (qc) del suelo que se encuentra por debajo de la costra superficial,
observándose excelente correlación entre ambas características mecánicas.
7.0
REP. CHILE
6.0
4.5
REP. BRASIL
4.0
CATEDRAL
6.0
PINO SUÁREZ
N
4.0
B. DOMÍNGUEZ
5.5
PALMA
7.0
6.5
3.5
REP. CUBA
5 DE FEBRERO
DONCE LES
2.5
TACUB A
5 DE MAYO
4.0
6.5
MADER O
16 DE SEPT
V. CARRA NZA
REP. URUGU AY
REP. SALVAD OR
MESON ES
REGINA
SAN GERON IMO
J.M. IZAZAG A
NETZAHUALCOYOTL
ISABEL LA CATÓLICA
PALACIO
NACIONAL
5.0
REP. ARGENTINA
3.5
3.0
5.0
CORREO MAYOR
500 m
0
Escala gráfica
Fig 7.21 Tramos más consolidados
102
RAYÓN
REP. ECUADOR
REP. PARAGUAY
REP. HONDURAS
REP. PERU
REP. BOLIVIA
REP. COLOMBIA
REP. VENEZUEL A
SAN ILDEFONSO
2.5 a 7.0 Valores de la resistencia de punta
abajo de la costra (q c en kg/cm² )
JUSTO SIERRA
Zona más preconsolidada
GUATEMALA
2ª Campaña de exploración
MONEDA
1ª Campaña de exploración
El Cono en la Exploración Geotécnica
7.3.6
Conclusiones
Esta exploración permite interpretar la compleja condición estratigráfica del subsuelo del
centro de la Ciudad de México, modificada por influencia de los rellenos que se hicieron
para la construcción de los templos prehispánicos, así como por los efectos de consolidación
de esos templos y de las estructuras construidas durante la colonia; también se detecta el
incremento de resistencia provocado por la consolidación inducida por la extracción de
agua en pozos profundos.
7.4
SONDEOS EN DIVERSOS SITIOS DE LA CIUDAD
7.4.1
Generalidades
En este subcapítulo se presentan sondeos en distintos sitios del subsuelo de la Ciudad de
México que muestran los detalles captados por el cono eléctrico, tanto de estratigrafía
como de los dramáticos cambios que sufre, a consecuencia del proceso de consolidación
inducido por el intenso bombeo de agua para el abastecimiento urbano. Los casos que aquí
se describen fueron complementados con sondeos inalterados selectivos y algunos con
instrumentación de campo, aunque aquí sólo se describe la etapa de exploración con cono.
7.4.2
Ejemplos de exploración con cono
Sondeos en la zona del lago. En esta parte de la ciudad la resistencia de los suelos es
variable a consecuencia del fenómeno de consolidación que afecta al subsuelo, donde esta
influencia es apenas perceptible: la resistencia es tan baja como la determinada en el
sondeo de la Fig. 7.22 a. Por ello, a la zona con resistencias así de reducidas se le identifica
como Zona Virgen; en (Tamez et al, 1987 se encuentra un plano detallado de la zonificación
de los suelos del Valle.
Resistencia de punta q c , (kg/cm 2 )
0
5
10
15
20
CS
0
5
10
15
20
0
5
10
15
CS
Profundidad, m
5
20
CS
PC
10
PC
PC
15
AVANCE CON
BROCA
NC
20
NC
25
NC
PC
30
a) LAGO VIRGEN
b) CENTRO I
c) CENTRO II
Fig 7.22 Sondeos en la Zona del Lago
En zonas de consolidación intermedia o Centro I, se miden resistencias con el cono como las
de la Fig. 7.22 b. Por su parte, en las zonas más consolidadas o Centro II, los sondeos de
cono resultan semejantes a los de la Fig. 7.22 c.
103
qc , (kg/cm² )
0
5
10
15
20
42
5
10
38
69
36
82
15
Profundidad, m
Sondeos en una transición abrupta. En el
proceso de la formación de los suelos del
Valle de México se desarrollaron diferentes
tipos de orilla o zonas de transición; así, en
contacto con los cerros de roca volcánica
generalmente de pendiente fuerte, se
tienen transiciones abruptas entre suelos
blandos y roca. Estas zonas tienen un ancho
de decenas de metros y características
estratigráficas similares a las del lago; sin
embargo, por su cercanía con los cerros
adquieren mayor complejidad en el número
y espesor de sus capas duras, tal como se
observa en la Fig. 7.23, que corresponde con
un sondeo cercano al cerro del Peñón. Es
interesante mencionar que en la parte sur
de la ciudad este tipo de transición es el
dominante.
Sondeo en la zona de transición baja. Al
poniente del Valle de México las
formaciones geológicas que predominan
son tobas volcánicas, depositadas en seco o
bien redepositadas en agua, así como
ocasionales corrientes de antiguos lahares;
las pendientes suaves de esas laderas
limitaron el espesor de los suelos blandos
d e p o si t a d o s e n e l l a g o . U n so nd e o
representativo de la zona de transición baja
se ilustra en la Fig. 7.24, con los suelos
blandos del lago intercalados con lentes
duros hasta los 20.0 m de profundidad;
abajo se detectan suelos muy duros y tobas.
33
49
82
20
54
25
30
82
30
35
2
E
40
0.6 m
SC-4
42
42
22
20
70
45
25
Localización
Fig 7.23 Sondeo en la Zona del Lago,
junto al Peñón
Sondeo en la zona de transición alta. La zona de transición baja se transforma en alta,
cuando el espesor de suelos lacustres se reduce a sólo unos metros sobreyaciendo a las
tobas y cubierto por suelos de pradera recientemente depositados. La Fig. 7.25 es típica
de un sondeo de esa zona, en ella se advierte la baja resistencia de los suelos lacustres
entre 8.0 y 10.0 m de profundidad; le sobreyacen los suelos erráticos y secos,
denominados de pradera. Por debajo de los 10.0 m aparecen las tobas de resistencia
104
El Cono en la Exploración Geotécnica
0
Resistencia de punta q c (kg/cm² )
15
10
5
20
CS
Resistencia de punta q c (kg/cm² )
0
5
100
200
PCS
5
Profundidad Z, m
Profundidad Z, m
10
15
10
Avance con tricónica
20
15
25
20
Fig 7.25 Sondeo en subzona de
transición alta
30
Fig 7.24 Sondeo en subzona de
transición baja
7.5
DETECCIÓN DE PECULIARIDADES DEL SUBSUELO
7.5.1
Consolidación por sobrecargas y bombeo
La exploración con cono permite detectar con facilidad la condición de consolidación de un
sitio; así, en la Fig. 7.26 se advierte la influencia superficial de una antigua plataforma
prehispánica: al comparar los sondeos de esa figura, distantes 70.0 m entre sí (Fig. 7.27), se
aprecia el significativo incremento de resistencia provocado por la consolidación profunda
causada por el abatimiento del nivel freático.
7.5.2
Detección de fisuras
En las zonas de transición abrupta, donde la consolidación de los suelos está muy
avanzada, se desarrollan fisuras superficiales que profundizan hasta más de 20.0 m y que
incluso han provocado deformaciones horizontales de más de 20.0 cm; la Fig. 7.28
esquematiza el mecanismo de fisuramiento y en ella se señala el área fisurada A y otra
área B a 60.0 m de distancia, en la cual todavía no se han desarrollado las fisuras. La
comparación de los sondeos de cono de esas dos áreas (Fig. 7.29), hace evidente que entre
9.0 y 12.5 m de profundidad, el cono A coincidió con una de esas fisuras y por ello la
resistencia resulta tan baja. Al ejecutar el sondeo B, se tuvo incertidumbre sobre su
validez, pero al repetirlo se comprobó su confiabilidad.
105
Es necesario aclarar que la baja resistencia medida en estos sondeos no es la real, y que no
se debe interpretar como una limitación experimental del cono, porque necesariamente un
suelo así de consolidado debe tener la resistencia de la envolvente señalada en la Fig. 7.29
a; simplemente ocurre que al penetrar el cono en suelo en estado de tensión y
eventualmente fisurado, acusa mediciones de resistencia aparentemente bajas.
0
0
5
5
1
2
3
1
2
3
10
4
10
Profundidad Z, m
Profundidad Z, m
12.5 m
4
11.2 m
15
5
6
20
5
15
6
20
25
25
30
30
B
A
35
0
15
10
5
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
35 0
20
5
10
Resistencia de punta q c
15
(kg/cm 2 )
Fig 7.26 Consolidación por sobrecargas y bombeo
B
Torre
Edificio actual
70 m
Cuerpos
bajos
A
Plataforma
Prehispánica
Fig 7.27 Localización de sondeos
106
20
El Cono en la Exploración Geotécnica
60 m
A
o
B
A
B
A'
Original
H
B'
Final
Zona de fisuras
Roca
volcánica
Arcilla
blanda
H: Hundimiento regional
Fig 7.28 Mecanismo de fisuración
0
0
5
5
Envolvente de
la resistencia
10
Profundidad Z, m
Profundidad Z, m
10
15
20
15
20
25
25
30
30
A
B
35
35
0
5
10
15
20
0
2
Resistencia de punta q c (kg/cm )
5
10
15
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
Fig. 7.29 Detección de fisuras
107
20
En las Figs. 7.30 y 7.31 se muestra otro caso de exploración de un sitio en una transición
abrupta; los dos sondeos se presentan en dos escalas, para facilitar su interpretación:
llama la atención su aparente diferencia, siendo que sólo están separados unos 60.0 m. La
cercanía del SC-1 a la formación rocosa explica que tenga mayor numero de lentes duros
que el SC-2; sin embargo, que los estratos guía sean similares en ambos sondeos se puede
comprobar comparando sus perfiles, colocando el SC-1 a 6.0 m por arriba del SC-2. En
cuanto a zonas en condiciones de tensión y posiblemente fisuradas, el cono las detecta en el
SC-1 entre 15.0 y 17.0 m, y entre 27.0 y 29.0 m, y en el SC-2 entre 15.0 y 25.0 m. Este caso
confirma también que, cuando se opera el cono en suelos en un estado de tensión, la
resistencia aparente resulta muy baja.
0
5
10
Profundidad, m
15
20
25
30
35
40
45
0
25
50
75
100
0
5
Resistencia de punta qc (kg/cm2 )
Fig. 7.30 Sondeo SC-1 en transición abrupta
108
10
15
20
0
0
5
5
10
10
15
15
Profundidad Z, m
Profundidad Z, m
El Cono en la Exploración Geotécnica
20
20
25
25
30
30
35
35
0
25
50
75
100
0
5
10
15
20
Resistencia de punta qc (kg/cm 2 )
Fig. 7.31
7.5.3
Sondeo SC-2 en transición abrupta
Características de la capa dura
En el subsuelo de la Ciudad de México se identifica como capa dura al estrato ubicado entre
las llamadas formaciones arcillosas superior e inferior; su frontera superior se encuentra
entre 25.0 y 35.0 m de profundidad y su espesor varía entre 2.0 y 6.0 m. Se sabe que esta
capa se formó en el interglacial Sangamon, que en el Valle de México se caracterizó por ser
un período de intensa sequía (ver inciso 13.2). Los sondeos de cono eléctrico que se
presentan más adelante demuestran que por lo menos ocurrieron dos ciclos de sequía, que
provocaron el secado solar de los suelos y su consecuente endurecimiento, generándose
suelos limosos y limo-arenosos, que pueden estar erráticamente cementados con
carbonatos de calcio. En algunas zonas, esta capa dura tiene lentes intercalados de
arcillas, que corresponden a los ciclos húmedos de este período geológico.
Otra característica peculiar de la capa dura es su variación en espesor y resistencia, que
gradualmente aumenta del oriente al poniente, debido a que en la zona de Texcoco, el
antiguo lago al conservar un tirante mínimo, debilitó la formación de esa capa dura.
Adicionalmente, durante el Sangamon, la erosión de cauces superficiales adelgazó el
espesor de la capa dura, provocándole también erraticidades locales.
109
La complejidad estratigráfica de la capa dura ha dificultado e imposibilitado la extracción
de muestras inalteradas que permitan definir confiablemente sus propiedades mecánicas,
particularmente resistencia al corte, compacidad y grado de cementación. Por esta
limitación el estudio experimental de esta capa dura sólo se ha realizado puntualmente;
sin embargo en los últimos años, cuando se ha venido empleando el cono eléctrico en la
exploración geotécnica, ha sido posible medir la resistencia de punta en la capa dura.
0
0
5
5
10
10
15
15
20
20
Profundidades, m
Profundidades, m
La Fig. 7.32 corresponde con un mismo sondeo en escalas aritmética y semilogarítmica; en
la aritmética se observa la variación natural de la resistencia y en la semilogarítmica se
definen los valores pico de la capa dura: se aprecia que el estrato superior de la capa dura
tiene un valor máximo de qc del orden de 200 kg/cm2, mientras en la capa resistente inferior
2
el valor máximo medido es mayor que 300 kg/cm , sin contar los tramos donde se tuvo que
perforar debido a que la resistencia fue tan alta, que el sistema de hincado no fue capaz de
hacer penetrar el cono. En la Fig. 7.33 se muestra otro sondeo ejecutado en la zona central
de la Ciudad de México, que también define la variación de la resistencia en la capa dura:
se confirma que la capa está formada por dos estratos duros, intercalados con uno blando
(Santoyo y Lin, 1988)
25
30
Capa dura
25
30
35
35
40
40
45
45
50
0
25
50
75
50
100
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
Fig. 7.32
0
10
100
1000
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
Sondeo de cono eléctrico que muestra la resistencia de la
capa dura en diferentes escalas
110
El Cono en la Exploración Geotécnica
Resistencia de punta, qc (kg/cm 2 )
0
25
50
75
100
ORIENTE
RELLENOS
SUPERFICIALES
1
Profundidad, m
5
Arcillas
precosolidadas
superficiales
10
40
LD
15
LD
2
LD
Profundidad, m
consolidadas
20
Profundidad, m
PRIMERA
SERIE
Arcillas normalmente ARCILLOSA
LD
25
35
LD
Arcillas preconsolidadas
profundas
30
CAPA
DURA
3
Profundidad, m
35
LD
LD
40
LD
SEGUNDA
SERIE
ARCILLOSA
35
40
LD
0
25
50
75
45
PONIENTE
DEPOSITOS
PROFUNDOS
Ciudad Deportiva (La Magdalena)
50
San Antonio Abad y L. Alamán
LD LENTE DURO
Ayuntamiento y Dolores
55
Fig 7.34 Sondeos que ilustran la
variación de la capa dura
Fig 7.33 Sondeo de cono en el centro de
la ciudad de México
111
100
En la Fig. 7.34 se muestran tres sondeos del tramo que corresponde a la capa dura,
ordenados según el sentido oriente a poniente, de los cuales se puede concluir lo siguiente:
a)
La resistencia máxima de la capa dura se aumenta de oriente a poniente, de una
baja resistencia con valores menores que 50 kg/cm2 a resistencias altas, mayores
que 300 kg/cm2.
b)
En toda la extensión estudiada de la capa dura, se identifican dos subcapas
resistentes separadas por una blanda. Esta última de acuerdo con su resistencia,
corresponde con una formación lacustre, más consolidada debido precisamente a su
pequeño espesor y la presencia de las dos subcapas resistentes.
c)
En la dirección Norte-Sur la reducción de resistencia es en general de menor
magnitud; sin embargo, la extensión cubierta por los sondeos realizados es
relativamente pequeña, comparada con la extensión abarcada por la ciudad. Por
razones geológicas se espera que más hacia el Sur esta resistencia vuelva a
aumentarse por acercarse más a la transición entre los antiguos lagos de Texcoco y
Xochimilco.
Importancia de la capa dura. La capa dura desempeña un papel importante en las
cimentaciones profundas de la Ciudad México, ya que para muchas estructuras sirve como
apoyo de sus pilotes, sean éstos de punta, de control o de punta penetrante; resulta
sorprendente que se confíe tanto en ella, a pesar de la escasa información disponible acerca
de sus características mecánicas. Podría decirse que una forma de investigarla serían las
pruebas de carga de pilotes; sin embargo, son muy pocas las que se han realizado y su
acceso tan difícil, no ha permitido ampliar el conocimiento sobre ella.
7.5.3
Conclusiones
Las experiencias aquí descritas demuestran la capacidad del cono para determinar no sólo
la estratigrafía de un sitio, sino también, algunas de sus peculiaridades geotécnicas como
son: las diferencias de consolidación entre puntos y las condiciones de tensión en suelos
expuestos a la formación de grietas, fenómeno que se está desarrollando en las zonas de
transición abrupta donde los suelos blandos del lago entran en contacto con las tobas
volcánicas, al sur y oriente de la Ciudad de México.
Por lo que respecta a la capa dura, el cono ha permitido definir su peculiar estratigrafía y
medir su resistencia; información que hasta ahora no ha sido posible obtener con la
metodología convencional de muestreo inalterado y pruebas de laboratorio.
7.6
INTERPRETACIÓN DE SONDEOS
7.6.1
Fundamentos teóricos de correlación
Puesto que un sondeo de cono es una prueba de carga con un pilote miniatura, la
resistencia de punta se puede calcular aplicando el criterio general para la capacidad de
112
El Cono en la Exploración Geotécnica
qc = cNc +
7.5
v
donde
Nc
v
Factor de capacidad de carga
Esfuerzo efectivo vertical al nivel de la punta del cono
Para el valor de Nc tanto Skempton (Skempton, 1991) como Meyerhof (Meyerhof, 1953),
con base en sus respectivas teorías semiempríricas, sugieren que el coeficiente tome un
valor de 9. Por lo que la ecuación 7.5 se puede escribir así:
qc = 9c + sv
7.6
Por otro lado la evolución de resistencia al corte de un suelo cohesivo tiene la siguiente ley
geológica (Zeevaert, 1953):
c = co + Sl ( c ) + sr ( f ,  )
7.7
El término co es la cohesión inicial del suelo y depende únicamente de la forma de
depositación del material y su composición mineralógica. Para la arcilla de México este
término es prácticamente nulo debido a que se formó en un ambiente lacustre, con una
estructura coloidal.
El componente Sr (sf ,g ) es función de la velocidad de aplicación de carga y de la viscosidad
de la arcilla durante la etapa de falla. Para velocidades bajas de distorsión angular este
término es nulo; así, con el fin de simplificar las correlaciones empíricas, se propone aquí la
hipótesis de que:
Srr ( f ,  ) = 0
7.8
El otro término Sl (sc ) de la ecuación 7.7 tiene un significado claro de que la cohesión es
función de la historia de esfuerzos, por la acción de los agentes cementantes. Aquí la ley de
resistencia de la arcilla de México en condición drenada resulta de forma lineal y definida
por:
S=  tan
7.9
con un ángulo de fricción Æ = 25°. Graficando esta relación en función del esfuerzo efectivo
vertical sv, se recurre al círculo de Mohr (Fig. 7.35) igualando el esfuerzo confinante al
esfuerzo horizontal en campo, s3 = sh y utilizando un factor de empuje de reposo K0 = 0.75
(Zeevaert, L., 1953) se encuentra que:
7.10
S= 0.496 v
113
Por lo tanto la ecuación 7.89 queda:
7.11
c = 0.496 v
Sustituyendo esta relación con la ecuación 7.6 se obtiene que:
qc = 11.02 c
7.12
qc = 5.49 v
7.13
S
 =
v=
 1 +
2
n
ko
=
-
 1 + 3
2
sen Ø
ko = 0.75
Ø= 25°
c= 0.496 v
3
ko
C = S = tg 25°
Ø= 25°
S =  tg 25°
Ø
O
3
h

v
1
Fig 7.35 Evaluación de la resistencia de la arcilla de México
Esto demuestra que se puede admitir una correlación lineal entre los parámetros qc y c así
como qc y sv . Si se definen los factores de correlación de la siguiente manera:
Nkc = qc / c
7.14
Nc = qc / v
7.15
Los valores teóricos de acuerdo con el planteamiento presentado resultan:
Nkc = 11.02
7.16
Nk = 5.5
7.17
114
El Cono en la Exploración Geotécnica
7.6.2
Esfuerzo vertical efectivo
Para arcillas de México se obtuvo en el subcapítulo 7.6.1, que el valor teórico del factor de
correlación es de:
Nk = 5.5
0
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
5
10
15
0
Tubo de
observación
NAF
5
10
15
Pv
Profundidad Z, m
v
20
25
30
35
Arcilla
Arena
Pv Esfuerzos totales
 v Esfuerzos efectivos
Esfuerzos de
preconsolidación, t/m 2
Ceniza volcánica
40
45
0
Limo
10
20
30
40
 v ,Pv, t/m 2
Fig. 7.36 Correlación de v y qc de un sondeo en la zona Lago Virgen
115
En las Figs 7.36 a 7.38 se muestran tres casos reales y típicos en la zona lacustre de la
Ciudad de México, en las que se indica la variación de la resistencia de punta qc y la
piezometría en los lentes permeables. Los diagramas de esfuerzo vertical efectivo,
calculados con datos de laboratorio y con mediciones piezométricas se trazan en las figuras
correspondientes, con una escala de 5 veces de ampliación.
Resistencia de punta qc (kg/cm2 )
0
0
5
10
Tubo de
observación
20
5
Pv
10
Profundidad Z, m
15
20
s v
25
30
35
Arcilla
Arena
Pv Esfuerzos totales
s v Esfuerzos efectivos
Ceniza volcanica
40
45
0
Limo
10
Esfuerzos de
2
preconsolidación, t/m
20
30
40
s v ,Pv, t/m2
Fig. 7.37 Correlación de sv y qc de un sondeo en la zona Lago Centro II
116
El Cono en la Exploración Geotécnica
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
0
5
0
10
15
20
NAF
5
10
v
15
Profundidad Z, m
Pv
20
25
30
Relleno
Limo
Arcilla
35
Arena
Concha
Grava
Esfuerzos de preconsolidación, t/m 2
40
Pv Esfuerzos totales
v
45
0
Esfuerzos efectivos
10
20
30
40
 v ,Pv, t/m 2
Fig. 7.38 Correlación de v y qc de un sondeo en la zona Lago Centro I
De los tres casos presentados uno corresponde a la zona recién urbanizada (Fig. 7.36), que
geotécnicamente se conoce como zona de Lago Virgen (Tamez et al, 1987), la cual ha
sufrido relativamente poca preconsolidación debido a la sobrecarga superficial y prevalece
en el subsuelo principalmente la condición hidrostática.
117
El segundo caso (Fig. 7.37) corresponde con una zona de la antigua ciudad
geotécnicamente conocida como Lago Centro II, donde las construcciones pesadas
prehispánicas e hispánicas han causado una mayor consolidación en los primeros metros
de la serie lacustre y el prolongado bombeo para extracción de agua subterránea ha
originado la consolidación y aumento de resistencia en la parte inferior de la serie arcillosa
lacustre.
El tercer caso (Fig. 7.38) corresponde a una situación intermedia entre los dos primeros, en
una zona urbanizada con una historia relativamente corta, denominada Lago Centro I.
No obstante de estas diferencias en la historia de carga, en las tres figuras se observa una
buena coincidencia entre el diagrama de esfuerzo efectivo sv y el perfil de la resistencia de
punta qc, excepto en la parte superior del perfil y en los lentes duros. De la diferencia de las
escalas utilizadas es fácil admitir que el valor del factor de correlación es:
Nk = 5
7.18
Las razones por las cuales en la parte superior y en los lentes duros no existe buena
correlación, son varias. Una de las cuales puede atribuirse a la resistencia al corte co, ya
que en el planteamiento teórico se involucró la importancia de la ley lineal de evolución de
resistencia, definida en la ecuación. 7.6; en la cual el término co, que se había despreciado,
resulta de gran magnitud para los lentes duros de origen volcánico y aluvial, y
dependiendo de su grado de compactación de magnitud variable para el relleno artificial.
En cuanto a la costra superficial y los lentes duros de arcillas secas, así como en arcillas
preconsolidadas, el esfuerzo actual sv es muy inferior al del esfuerzo de preconsolidación.
Concluyendo lo anterior se puede establecer la siguiente regla práctica.
a)
La relación
qc = 5 v
7.19
que
es aplicable en arcillas cuyo esfuerzo efectivo vertical actual sv es el máximo
han soportado en su historia (Fig. 7.39a).
b)
En el caso de que
qc > 5 v
7.20
se debe interpretar que la arcilla es preconsolidada por haber soportado en
alguna época de su historia un esfuerzo mayor que sv . Las causas más probables son:
o
- Una carga superficial que fue removida posteriormente, por una excavación
por erosión.
- Bombeo de agua que se suspendió.
118
El Cono en la Exploración Geotécnica
3
10
C=O.1 kg/cm 2 y
q co= 1 kg/cm
4
q c , kg/cm 2
5
C=O y q co =O
15
D
2
0
E
H
q c , kg/cm 2
1
5
5
10
15
0
Rellenos recientes
5
Profundidad, m
Profundidad, m
10
15
20
10
15
20
25
25
30
a) Suelo normalmente consolidado (NC)
30
b) Suelo preconsolidado (OC)
1
Superficie actual del suelo preconsolidado (OC)
2
Superficie que tendría el suelo si mantuviera la condición de
normalmente consolidado (NC), que ocurrió durante la formación
(depositación) del suelo; excepto por la influencia de la costra
superficial reciente.
3
Superficie que debería tener el suelo para ser NC, si no
tuviera cohesión ( c = O y qco = O )
4
Superficie que debería tener el suelo 2para ser NC, si tuviera
2
una cohesión mínima ( c = O.1 kg/cm y qco = 1 kg/cm )
H
Asentamiento menos rellenos recientes
D
Espesor de suelo equivalente a la sobrecarga de consolidación
en arcillas de cohesión nula ( c = O )
E
Espesor de suelo equivalente a la sobrecarga
de consolidación
2
con cohesión mínima ( c = 0.1 kg/cm )
Fig. 7.39 Interpretación de la influencia de la consolidación, según un sondeo de cono
En esta condición el esfuerzo de preconsolidación es más representativo como
valor de correlación (Fig 7.40).
c)
En caso de que
7.21
qc > 5 v
la razón generalmente se atribuye a que la arcilla aun está en proceso de
consolidación, debido a un aumento de presión por bombeo o por carga
119
superficial (Fig 7.41). Este fenómeno siempre está acompañado por un fuerte
hundimiento de la superficie del terreno natural, incluyendo el fenómeno
llamado hundimiento regional.
d)
El manejo correcto de los incisos a) a c) permite o ayuda a entender e
interpretar
mejor las propiedades
de resistencia y deformabilidad de la
arcilla,
fundamentándose siempre en la historia de esfuerzos.
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
7.6.3 Fenómeno de evolución de
la resistencia
0
Con base en los factores de
correlación obtenidos en los incisos
anteriores se puede establecer que:
5
7.22
10
qc = 13c = 5 v
Es decir, la ley de evolución de la
resistencia de la arcilla, deducida
indirectamente de las correlaciones
experimentales, es la siguiente:
7.23
Comparando esta relación
empírica con la ecuación 7.11 surge
una diferencia del 29% que se
atribuye a los siguientes factores:
5
10
15
20
15
Pv
Profundidad Z, m
c = 0.385 v
0
Tubo de
observación
20
v
25
30
a)
La influencia de los
términos despreciados de la
Ec. 7.7
b)
Los parámetros Æ y k o
utilizados para obtener la
Ec. 7.11.
35
Arcilla
Pv Esfuerzos totales
Limo
 v Esfuerzos efectivos
Esfuerzos de preconsolidación, t/m2
Arena
Fósiles
40
Vidrio volcánico
c)
La precisión en las
determinaciones de Nk
Ns.
y
45
0
10
20
 v ,Pv, t/m 2
10
Fig. 7.40 qc > 5 v , suelo preconsolidado
120
40
El Cono en la Exploración Geotécnica
Tubo de
observación
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
0
0
5
10
15
v
Pv
20
5
10
Profundidad Z, m
15
20
25
30
35
Relleno
Arena
40
Arcilla
Limo
Fósiles
Raíces
45
10
Pv Esfuerzos totales
 v Esfuerzos efectivos
Esfuerzos de preconsolidación, t/m 2
20
 v ,Pv, t/m 2
30
40
Fig. 7.41 qc < 5v, suelo en proceso de preconsolidación
Es recomendable investigar esta relación con ensayes de laboratorio en materiales
remoldeados y preconsolidados bajo diferentes magnitudes de esfuerzo, con el fin de afinar
los valores teóricos de correlación; sin embargo, la ecuación 7.23 puede dar resultados más
confiables que la 7.11, debido a que en la primera no se involucraron consideraciones o
hipótesis que pueden conducir a incertidumbres teóricas.
121
7.6.4
Coeficiente de compresibilidad volumétrica
La resistencia y compresibilidad son dos conceptos independientes y aparentemente no
existen teorías que relacionen rigurosamente ambas propiedades importantes de un
material. Por lo tanto no es posible recurrir a un planteamiento teórico para establecer la
correlación de qc con la compresibilidad de los diferentes tipos de suelo. En el caso
específico de la arcilla de México, puesto que se formó en el mismo ambiente geológico
lacustre, adquirió una gran homogeneidad en su estructura y en su composición
mineralógica, por lo que es fácil entender el fenómeno físico de que en la arcilla al mismo
tiempo de aumentarse la resistencia, se hace más compacta su estructura y se reduce su
deformabilidad.
En la fig 7.42 se muestra una gráfica de correlación entre la resistencia de punta qc y el
coeficiente de la compresibilidad volumétrica unitaria mv de la arcilla de México, obtenida
con base en datos de laboratorio, para arcillas que han sufrido un ligero grado de
 0 < mv <  0 
2
 c   0 
3
Donde
c
0
Esfuer zo de pr econsolidación
Esfuer zo ver t ical inicial
0.4
0.3
mv
m v ó m r cm 2 /kg
mv En la rama virgen
mv En la rama de recompresión
0.2
0.1
mr
0.0
0
2
4
6
qc en
8
10
12
kg/cm2
Fig. 7.42 Curvas de correlación de la compresibilidad (Cuevas, 1988)
122
El Cono en la Exploración Geotécnica
7.6.5
Resistencia no drenada
El coeficiente de correlación Nk entre las pruebas de cono y las triaxiales no drenadas, en
los suelos arcillosos de la ciudad de México, ha despertado incertidumbre sobre su
confiabilidad, particularmente los valores de 13 para suelos blandos y hasta de 24 para los
preconsolidados (Tabla 7.2); incluso se ha publicado que en los suelos blandos se pueden
alcanzar valores hasta de 29 (Rico et al, 1985) y en algunos informes técnicos no
publicados, se ha propuesto un valor de 10. Actualmente no se dispone de información
experimental suficiente para aclarar esta incertidumbre con rigor; sin embargo, la
discusión que se hace a continuación, de los factores experimentales más significativos,
permite aclarar las diferencias descritas.
Muestras inalteradas. La calidad del muestreo inalterado necesariamente está
condicionado por las características geométricas y mecánicas del muestreador, la
habilidad de los operarios y los cuidados en el manejo y transporte de las muestras; el
descuido en cualquiera de los detalles del proceso de muestreo (Tamez et al, 1987),
forzosamente induce remoldeo y la consecuente pérdida de resistencia.
Disminución del contenido de agua. La reducción en el contenido de agua se genera con
mucha facilidad, cuando las muestras rescatadas pierden humedad por falta de protección
adecuada, tanto en el campo como en el laboratorio; esta alteración produce un ligero
efecto de preconsolidación que necesariamente incrementa la resistencia.
Precisión de un sondeo de cono. Como se mencionó en el Capítulo 2, en la medición de qc es
2
posible alcanzar una precisión de 10 gr/cm . Se requiere para mantener esto la frecuente
calibración del cono y cuidar que la velocidad de penetración sea constante.
Precisión de una prueba triaxial. Asumiendo que las muestras que llegan al laboratorio
son de excelente calidad y que el laboratorio que las ensaya está calificado, entonces la
confiabilidad de las pruebas triaxiales queda principalmente condicionada por: a) la
resistencia impuesta por la membrana de látex con la que se protege al espécimen, que
incrementa el esfuerzo necesario para alcanzar la falla en condiciones no drenadas, hasta
2
en unos 20 gr/cm y b) la fricción del vástago de la cámara triaxial que también genera un
incremento aparente de la resistencia, el cual en una cámara convencional resulta del
2
orden de + 30 gr/cm . Por ello, en pruebas triaxiales muy cuidadosas se corrige
teóricamente el efecto de membrana; en cambio, para la fricción del vástago, la única
alternativa es emplear una cámara de muy baja fricción, que puede reducir este error a
valores del orden de 10 gr/cm² (Santoyo y Reséndiz, 1991).
Por lo anterior, se puede decir que la precisión de las pruebas triaxiales será comparable a
la del cono (10 gr/cm2 ) sólo si se emplean cámaras de muy baja fricción y se hace la
corrección del efecto de la membrana.
Interpretación de las diferencias. Considerando que la precisión de las pruebas triaxiales
fuera similar a la del cono, quedarán sólo como factores significativos: el remoldeo y el
123
secado de los especímenes, aceptando también que los valores publicados del coeficiente Nk
(tablas 3.1 y 3.2) muestran como tendencia que los correspondientes a las arcillas blandas
son menores que los definidos para las preconsolidadas.
Por todo lo anterior, la divergencia de valores de Nk se puede interpretar como se muestra
en la Fig. 7.43; en ella se plantea que los especímenes que no han sufrido remoldeo o
secado, definen un coeficiente mínimo cercano a 13 para la condición de normalmente
consolidado y que en función de su factor de preconsolidación definen valores hasta de 24,
en una curva única (Curva I, Fig. 7.43).
Nk
Importancia del remoldeo
30
R
20
I
S
10
Importancia
del secado
0
1
2
3
4
5
OCR
Suelos preconsolidados
Suelos normalmente
consolidados
CALIDAD DE LAS
MUESTRAS ENSAYADAS
CURVA
DESCRIPCIÓN
I
ÚNICA
INALTERADAS
R
FAMILIA
ALTERADAS POR REMOLDEO
S
FAMILIA
ALTERADAS POR SECADO
Fig. 7.43 Interpretación preliminar de la variación de Nk en los suelos de la Cd. de México
124
El Cono en la Exploración Geotécnica
En cambio los suelos remoldeados definen la familia de curvas R, dependiendo de su valor
inicial de preconsolidación; así, refiriéndose a los normalmente consolidados, al perder
resistencia por remoldeo se define erróneamente un coeficiente mayor de 13. Por el
contrario, cuando los especímenes sufren secado se genera una de las curvas de la familia
S; nuevamente, refiriéndose a los normalmente consolidados la pérdida de humedad les
genera una ligera preconsolidación, que a su vez conduce a un coeficiente aparente del
orden de 10.
7.6.6 Conclusiones
La Fig. 7.43 muestra esquemáticamente que el factor de correlación Nk se debe interpretar
en función del factor de preconsolidación del suelo y que la influencia del remoldeo
incrementa su valor, en cambio el secado lo reduce. Sin embargo, partiendo del hecho que
los suelos blandos de la ciudad de México son normalmente consolidados o ligeramente
preconsolidados, es de esperarse que el factor de correlación debería resultar con un valor
de 13; que valores menores sean espurios, porque seguramente provienen de muestras que
sufrieron pérdida de su contenido de agua.
Por su parte con valores mayores de 13 se tienen dos posibilidades: a) que sean válidos,
porque corresponden a un suelo con cierta preconsolidación, del cual se rescataron y
ensayaron especímenes inalterados o b) que sean falsos, porque se obtuvieron con
especímenes que sufrieron cierto nivel de remoldeo. La complejidad descrita obliga a
reconocer que la correlación de resistencia sólo podrá alcanzarse realizando pruebas
triaxiales confiables, complementadas con pruebas de compresibilidad, para evaluar la
relación de preconsolidación de los suelos ensayados.
7.7
COMENTARIOS
La información presentada en este capítulo demuestra la utilidad actual de cono eléctrico
para la exploración de los suelos blandos de la ciudad de México; se ha expuesto también
que, gracias a su sensibilidad, la información que proporciona supera en calidad a la
obtenida de sondeos supuestamente inalterados. Esto obliga a reconocer la necesidad de
depurar las técnicas del muestreo inalterado, de transporte, de manejo y conservación de
las muestras y finalmente de los ensayes de laboratorio, porque solamente así la
información obtenida de los sondeos será verdaderamente confiable.
125
126
El Cono en la Exploración Geotécnica
8
8.1
CAPACIDAD DE CARGA
EN LOS PILOTES
METODOLOGÍA DE ANÁLISIS
Metodología convencional. La determinación de la capacidad de carga de los pilotes se
basa en la aplicación de una cierta teoría, que el usuario considera válida para las
condiciones de su caso particular; requiere adicionalmente de la obtención de muestras
inalteradas y la realización de pruebas de laboratorio para precisar los parámetros de
resistencia de los suelos.
Este complejo proceso está expuesto a errores conceptuales y experimentales, por lo que
su confiabilidad frecuentemente se basa más en la costumbre que en la comprobación
experimental; por otra parte, una restricción importante de esta metodología es su
elevado costo que en muchas ocasiones conlleva a admitir sondeos y pruebas de
laboratorio de baja calidad.
Metodología alternativa. Las pruebas de cono estático permiten definir la capacidad de
carga de pilotes con base en correlaciones semi-empíricas, considerando que la prueba de
cono simula a escala el trabajo de un pilote; sin embargo, puede decirse que algunos de los
procedimientos de interpretación propuestos sólo han incorporado confusión al tema.
La comparación entre las dos metodologías no es fácil, porque ambas despiertan
incertidumbres sobre su confiabilidad, aunque es factible que la del cono evolucione
todavía más y sobre todo se amplíe la experiencia en casos reales.
Actualmente, el cono supera en dos aspectos a la metodología convencional: a) en la
disminución del tiempo en que se obtiene información para el diseño y b) en la reducción
del costo de esa información.
8.2
CAPACIDAD DE CARGA
8.2.1
Conceptos básicos
Resistencias de punta y fricción. La capacidad de carga de un pilote se define en función de
las resistencias unitarias de punta y fricción que se pueden desarrollar. En cuanto a la
evaluación de estas variables, se puede decir que la metodología convencional las
determina en el laboratorio, mediante pruebas que tratan de simular las condiciones de
trabajo del pilote.
127
En cambio con la técnica del cono se miden directamente en el lugar; aceptando que el cono
es un verdadero pilote de diámetro pequeño, sus capacidades de carga simplemente
deberán escalarse al diámetro del pilote que se adoptará, tomando en cuenta los tres
factores principales:
a)
Las características del contacto pilote-suelo, en comparación a las que genera el
cono, ya que sobre todo en pilotes de concreto puede desarrollarse una costra de
suelo consolidado, que incrementa la capacidad del pilote en el tiempo.
b)
La influencia de la velocidad de penetración del cono, que induce una condición de
carga rápida no drenada, diferente a la condición estática con la que usualmente
trabaja el pilote; pero por otra parte, esta velocidad de penetración es lenta para
interpretar la condición dinámica que impone el sismo.
c)
El tercer aspecto es la alteración que provoca el procedimiento constructivo para el
hincado o fabricación de los pilotes; admitiendo que esto es independiente de la
metodología con la que se estime la capacidad de carga del pilote; sin embargo, debe
siempre tenerse presente al predecir el comportamiento de los pilotes.
Se puede concluir que hasta ahora la interpretación de las pruebas de cono para cálculo de
pilotes ha tenido un enfoque simplista, que A. Vesiç resume aplicando los siguientes
criterios de resistencia (Vesiç, 1977):
Resistencia de punta (qp). Este parámetro se puede obtener directamente de la prueba de
cono con la igualdad:
qp = q c
8.1
Resistencia de fricción (fs ). Sobre este parámetro se puede decir que, con excepción de las
arcillas altamente sensitivas, la resistencia de fricción de pilotes hincados resulta similar
a la medida con el cono eléctrico, mientras que con el cono mecánico se mide una
resistencia de hasta la mitad de la que desarrollan los pilotes hincados.
fs = fs
8.2.2
8.2
Expresiones de cálculo
Capacidad de punta. La capacidad de carga última que puede alcanzar un pilote está dada
por las siguiente expresión:
Qup = qp Ap
8.3
128
El Cono en la Exploración Geotécnica
donde
Qup
Capacidad de carga última de punta
qp
Resistencia de punta
La resistencia de punta se puede considerar igual a la medida con el cono, o de acuerdo con
la experiencia, aceptar alguno de los criterios de la Tabla 8.1 (ver también el inciso 8.3)
En términos generales se puede decir que en los tres primeros criterios de la Tabla 8.1, está
implícita la diferencia de los diámetros del cono y del pilote y sus correspondientes
profundidades de influencia. En la Fig 8.1, se muestran esquemáticamente esas
profundidades, así como el valor del promedio pesado de la resistencia que esos autores
consideran que se alcanza (punto B).
Por su parte los criterios de Vesiç y Tamez consideran el valor medio de resistencia que se
desarrolla (puntos B y C); finalmente, con el criterio de Soletanche se maneja ese mismo
valor medio, reduciéndolo por el valor de escala. Las diferencias a las que conducen estos
criterios se suavizan por efecto de los factores de seguridad que precisan la carga admisible
de trabajo.
qc (kg/cm2)
0
20
40
60
80
100 120
Costra
2
Superficial
4
Profundidad, m
6
Cono
8
10
Pilote
Suelo blando
12
14
16
A
B
P
Estrato resistente
C
18
3.6 cm
20
B
dc = Profundidad de influencia del cono
dp = Profundidad de influencia del pilote
dp
dc
dc
Fig. 8.1 Comparación de las profundidades de influencia
129
Profundidad
de penetración
Tabla 8.1
Autor
Criterios de evaluación de la resistencia de punta
Resistencia de
punta
Referencia
Comentario
Valor medio de
H. J. Kolk y
E. van der
Velde, (1996)
qp 
qc1  qc2
13
2
debajo de ella
qc 2
qc1
(2)
H. K. S.
Begemann
L.C.
Nottingham,
(1975)
qp 
qp 
qc1  qc2
13
qc1  qc2
13
2
q p  qc
77
E. Tamez
q p  qc
Comunicación
Personal
q p  q cp oc p
13
Valor medio de qc a 1.08 B por
arriba de la punta del pilote
Valor medio de qc entre 0.7 B y
3.7 B por debajo de la punta del
pilote
qc 2
2
A. Vesiç
Soletanche
qc entre la
(1)
por
qc1 punta del pilote y 3.5 B
qc
Valor medio de
qc entre la
punta del pilote y 8.0 B por
arriba de ella
Similar a Begemann, excepto
que en lugar de 3.7 B se utiliza
4.0 B
Resistencia del cono correspondiente a la profundidad del
pilote
Similar al anterior
Resistencia del cono en la
punta del pilote
Factor de escala cono
-pilote,
varía entre 0.35 y 0.50
Notas:
(1) B=Dimensión lateral del pilote
(2) El valor admisible máximo de qc lo restringe a 150 kg/cm2, ver inciso 8.3.2
Capacidad de fricción. La capacidad de carga última que puede desarrollar un pilote
trabajando a fricción se determina mediante la expresión:
8.4
Quf = fs AL
donde
Qu
Capacidad de carga última de fricción
fs
Resistencia de fricción
AL
Area lateral del pilote
130
El Cono en la Exploración Geotécnica
La resistencia de fricción se define siguiendo algunos de los criterios resumidos en la Tabla
8.2 (ver también el inciso 8.3). Sobre esta tabla se debe aclarar que los primeros tres
criterios están enfocados a materiales cohesivo-friccionantes; por su parte los de Vesiç y
Thornburn se aplican a materiales granulares y los tres últimos a los suelos cohesivos. Con
el propósito de comparar estos criterios y captar sus diferencias, en la Fig. 8.2 se ha
graficado el de Vesiç, señalando los valores a los que conducen otros autores; se observa
que el de Schmertmann para arenas, así como el de Thurnburn corresponden al de arenas
compactas de Vesiç.
En cuanto a los suelos cohesivos, para definir el orden de sus diferencias, en la Tabla 8.3
(Pág. 184) se resumen los coeficientes de correlación , considerando un valor arbitrario de
qc = 13 fs.
Tabla 8.2 Criterios de evaluación de la resistencia de fricción
COHESIVOFRICCIONANTES
Autor
Resistencia de
fricción
Referencia
Comentarios
L. C.
Nottingham
fs  fs
13
fs
J. H.
Schmertmann
f s  cqc
13
c
Soletanche
s
q
fs   f c
s
13
f s  qc

A. Vesiç
77
  0.11
0
Thornburn y
mac Vicar
(1971)
.
11
10
1.3 tan  '
q
arenas 
200
q
lim os 
f 
150
fs  m fS
COHESIVOS

q
f s  0 .8 c
Nk
N k  13
J. H.
Schmertmann
Ángulo de resistencia expre sado
en esfuerzos efectivos.
f 
Tumay Y
Fakfroo (1981) m  10  9.5 1  e 9 f S
E. Tamez
’
fs   ' fs
4.5
f

7.8
Comunicació
n personal
FRICCIONANTES
p
Valor medido directamente de la
prueba de cono
Coeficiente de corrección que
varía de 0.0018 a 0.12, según el
tipo de pilote
Coeficiente que depende del ti po
de suelo y varia entre 50 y 200
Factor de escala cono-pilote varía
entre 0.35 y 0.50
Factor adimensional que se
denomina relación de fricción ( F s
según otros autores)
13
131
S
m
Fricción local media
Coeficiente de adherencia que
varía de 0.50 a 3.70
Factor que toma en cuenta la
0.8 velocidad de carga de la prueba
de cono
Coeficiente de correlación e ntre
Nk la resistencia de cono y la triaxial
no drenada
Factor de adherencia propues to
por Tomlinson, que varía de 0.26
’
a 1.00 según la resisten cia del
suelo
0.0040
250
0.005
Coeficiente de correlación
0.0050
Thornburn
(Arenas)
0.0066
0.0066
200
1
150
Thornburn
0.0100
100
Shmertmann
(Arenas)
0.012
0.0200
50
Curva de vesió
0
10
20
30
40
0
50
Ø'
Ángulos de resistencia
Fig. 8.2 Comparación gráfica de factores de correlación en suelos granulares
8.3
PROCEDIMIENTOS DE ANÁLISIS
8.3.1
Introducción
A continuación se presentan descripciones de los procedimientos de análisis de las
capacidades de carga de punta y fricción de pilotes aislados; la influencia del grupo de
pilotes y del procedimiento constructivo deben ser tomados en cuenta para definir la
capacidad última. Finalmente, se deben tomar en cuenta la fricción negativa y el factor de
seguridad para precisar la capacidad admisible de trabajo.
8.3.2
Método Begemann
Generalidades. Este procedimiento holandés para el diseño de pilotes que atraviesan
suelos blandos compresibles y se apoyan en estratos de arena, considera que la capacidad
de carga del pilote se desarrolla en la zona delimitada entre 4 diámetros por debajo del
pilote y 8 diámetros de su fuste (Schmertmann, 1977).
Expresiones de cálculo. a) Para la capacidad de punta:
Qp = Apqp
qp =
8.5
qc1 + qc2
2
8.6
132
El Cono en la Exploración Geotécnica
donde
Qp Capacidad última del pilote trabajando de punta en kg
Ap
Area transversal de la punta en cm2
qp
Resistencia media de falla, obtenida de los valores
qc1
Valor medio de qc a una distancia XB (Fig. 8.3) por
debajo
de la punta del pilote, calculado con la expresión:
qcmin +
qc1 =
qc
8.7
n
2
Variando x de 0.7 a 3.7 se obtienen por lo menos tres
valores de qc1 ; y de ellos se toma el valor mínimo.
qc2 Valor medio de qc obtenido del valor mínimo y del valor
promedio del tramo entre la punta del pilote y 8
diámetros por arriba.
qc
qcmin +
n
qc2 =
8.8
2
Comentarios.
1) La práctica holandesa es admitir valores máximos para la resistencia qc aceptando 150
2
kg/cm para arenas y 100 para arenas limosas; esta restricción se debe a que a esos niveles
de esfuerzo no hay congruencia entre las deformaciones de las capacidades de punta y
fricción. Además el cono en arenas muy densas puede generar presión de poro negativa y
se desarrollan fenómenos de rotura de partículas y hasta de deformación plástica (creep).
qc
d
D-8B
8B
c
D
a
XB
b
D + XB
z
Fig. 8.3 Procedimiento Begemann (Schmertmann, 1977)
133
2) Cuando los pilotes se apoyan en arcillas preconsolidadas, se presentan diferencias
significativas entre la prueba estática y el comportamiento de los pilotes tales como: la
disipación de la presión de poro en función del tiempo, la influencia de planos de menor
resistencia y fisuración, y también la deformación plástica (creep). Por ello Schmertmann
(Schmertmann, 1977), sugiere aplicar el mismo factor de reducción () que se aplica para
estimar la capacidad última de fricción; este factor se muestra en la Fig. 8.4.
0.8
oc '= f p /Su
Factor de adherencia
1.0
Peck
Kerisel
0.6
Woodward
0.4
0.2
0
Tomlinson
oc'
Factor de reducción
fp
Resistencia última del pilote en fricción (adherencia)
Su
Resistencia no drenada del suelo arcilloso
0.5
1.0
1.5
Resistencia no drenada S u , kg/cm 2
Fig. 8.4 Correlación del factor de adherencia  de la fricción pilote-arcilla
con la resistencia no drenada
8.3.3
Método Soletanche
Generalidades: Este procedimiento se basa en la aplicación del criterio convencional de
cálculo de capacidad de carga de pilotes; las capacidades de punta y fricción se obtienen de
la resistencia de punta del cono mediante factores de corrección experimentales, deducidos
de numerosas pruebas de carga realizadas por la empresa Soletanche (Schmertmann,
1977).
Expresiones de cálculo. Las expresiones de cálculo de las cargas de ruptura (falla) y
admisible de pilotes de sección uniforme son:
8.9
Qu = Apqcp p + pfsihi
Qa =
Qu
FS
8.10
donde
Qu
Carga de ruptura en kg
Qa
Capacidad de carga admisible en kg
Ap
Area transversal de la punta de pilote en cm2
qcp
Resistencia de punta del cono en el extremo del pilote, kg/cm
ap
p
Factor de escala cono-pilote (tabla 8.4)
Perímetro del pilote, en cm
fs
Adherencia lateral pilote-suelo para estrato I, en kf/cm2
134
2
El Cono en la Exploración Geotécnica
Factores de correlación. Este procedimiento de cálculo implica la evaluación del factor de
escala y de la adherencia con ayuda de las tablas 8.4 a 8.6
La fricción lateral de cada estrato significativo se puede calcular con la expresión:
fsi =
f qc
8.11
s
donde
as
af
qc
Coeficiente que depende del tipo de suelo, tabla 8.5
Coeficiente que depende del tipo de pilote, tabla 8.6
Valor medio de la resistencia de punta a lo largo del pilote
Tabla 8.3. Factores de correlación en suelos cohesivos
1/ 
Criterio
Tumay
26 a 3.5
0.038 a 0.286
Tabla 8.4. Factor de escala cono–pilote (Schmertmann, 1977)
Tipo de suelo
p
0.50
Arcillas
Tabla 8.5. Valores del coeficiente s (Schmertmann, 1977)
Tipo de Suelo
s
Arcilla
50
qc
qc
qc
Tabla 8.6. Valores del coeficiente f (Schmertmann, 1977)
Tipo de pilote
f
1.25
Pilote de concreto
135
Ejemplo de aplicación. Determinar la longitud de un
pilote de concreto de 30 x 30 cm para soportar una carga
de trabajo de 40 ton con un factor de seguridad de 2,
para un suelo arcillo-arenoso cuyo sondeo de cono se
presenta en la Fig. 8.5.
B
0
20
40
60
80
qc , kg/cm²
100 120
2
4
Comentarios.
qc
Pilote
(30x30 cm)
6
8
Profundidad, m
1) La identificación de que se trata de un suelo arcilloarenoso proviene del conocimiento geológico que se
tiene del sitio; de la sola gráfica del sondeo de cono
podría interpretarse que se trata de un depósito de
arena de compacidad media a suelta o de una arcilla
preconsolidada, porque la línea B se incrementa
gradualmente con la profundidad.
2) El análisis se puede hacer por iteraciones,
suponiendo que el pilote pudiera resultar de una cierta
longitud efectiva (11.0 m en la Fig. 8.5), para definir el
valor medio de la resistencia de punta a lo largo del
2
fuste (qc= 24 kg/cm en el ejemplo ) y en la punta del
2
pilote (qcp = 28 kg/cm ).
qcp
0
12
14
16
18
20
22
24
Fig. 8.5 Método Soletanche
Aplicando las expresiones 8.9 y 8.10 para los datos del ejemplo con los coeficientes de las
tablas 8.4 y 8.5, se tiene:
Qu = 80 000 kg;
a p = 0.45;
a f = 1.25;
p = 120 cm;
Ap = 900 cm;
qcp = 28 kg/cm²
as = 60
fs = 1.25 x 24/60 = 0.5 (valor medio de la adherencia)
sustituyendo:
80 000 = 900 x 28 x 0.465 + 120 x 0.5 L
L = 11.4 m
Como este valor resulta muy similar al supuesto, no se hará otra iteración y se propondrá
que los pilotes se dejen con una longitud efectiva igual a 11.5 m.
Comentarios.
1) El método descrito se puede también aplicar en sondeos con medición de las resistencias
de punta y fricción.
2) Este método es particularmente aplicable cuando las mediciones de la resistencia de
136
El Cono en la Exploración Geotécnica
8.3.4
Método Nottingham
Generalidades. Este método se apoya en la información experimental de 17 pruebas de
pilotes llevados a la falla, (Schmertmann, 1977) hace un resumen del mismo;
esencialmente consiste en analizar los valores de las resistencias de punta y fricción
medidas con el cono mecánico (Begemann) o eléctrico (Fugro). La resistencia de punta de
pilote se deduce de las resistencias del suelo entre 0.7 y 3.75 B, por debajo de la punta del
pilote; la resistencia de fricción del pilote se obtiene con la adherencia calculada del tramo
definido entre la punta y 8 B por arriba de ella.
Podría decirse que este método es muy similar al Begemann, excepto por los coeficientes de
correlación y un manejo numérico peculiar de las resistencias medidas con el cono.
Se calcula con la expresión:
Qp = Af qp
8.12
donde
Qp
Resistencia de punta del pilote, en kg
Af
Area del pilote en la punta
qp
Resistencia medida de punta del cono en kg/cm2
qp =
qc1 + qc2
2
8.13
qc1
es el valor mínimo de la resistencia media entre 0.7 y 4.0 B por debajo de la
punta, que se obtiene dando mayor peso a los valores mínimos de ese tramo.
qc2
es la resistencia media que se tiene entre la punta y 8 B arriba de ella.
Aclaración. El procedimiento numérico para obtener qc1 y qc2 propuesto por Nottingham y
Schmertmann parece innecesariamente complicado (Schmertmann, 1977), porque
aplicando las expresiones siguientes:
qc
2qcmin +
n
qc1 =
8.14
3
qc =
qc
n
137
no se hacen intervenir los valores picos, como se muestra en la Fig. 8.6.
La resistencia de ficción Qf se calcula con la expresión:
d=8
Qf = k

d=0
d
8B
L
fs A's +
8.16
 fs A's
d=8B
donde
Qf Resistencia última del pilote a fricción, en kg/cm2
k Coeficiente de corrección, tabla 8.7
d Profundidad del valor considerado, en cm
B Dimensión lateral del pilote (ancho o diámetro), en cm
2
fs Resistencia de fricción del cono kg/cm
A's Area lateral suelo-pilote para un intervalo, en cm2
qc , ó fs
Cuando no hay mucha variación de la resistencia
en la fricción con la profundidad, la ecuación
(8.16) se puede simplificar a:
B
Qf = k
1
2
fs A”s Qf = k +
D-8D
fs A”s
8B-L
8.17
qc ó fs
L
donde
S
Valor medio de la resistencia de
fricción en el intervalo del tramo
correspondiente
A''s
Area de contacto que
corresponde con el valor de fs
8B
qc , ó fs
corregidos
3.7B
Cuando el suelo está estratificado se usa la
expresión:
Z
L
1
fs A”s
Qf = k
+  fs A”s
Fig. 8.6 Criterio de Schmertmann para
2
D-8D d-8B
8B-L
definir los valores de las resistencias
8.18
Comentarios de Schmertmann. El cálculo de la resistencia de carga última de fricción Qs de
pilotes en arena, se puede deducir de la variación de la resistencia (Schmertmann, J. et al,
1977) con la expresión:
Qf = c qc As
8.19
donde
Qf
qc
As
Resistencia última de fricción de un pilote, en kg
Valores de qc, kg/cm²
Area lateral de influencia de un cierto qc, en cm²
138
El Cono en la Exploración Geotécnica
Tabla 8.7 Coeficientes de corrección k y c
Valores de k
Cono Mecánico
0.35
Pilotes
Acero
Tipo de pilote
Concreto precolado
Cono Eléctrico
0.75
c
0.012
2
El valor máximo de qc que se admite es de 300 kg/cm , es también usual restringir el valor
de la fricción fs a 1.2 kg/cm2 para arenas y a 1.0 kg/cm2 para arenas limosas; sobre todo si
los pilotes no quedan bien confinados lateralmente
Comentarios.
1) La predicción de la capacidad de carga con el método Nottingham, en comparación con
los resultados de las pruebas de carga de los 17 pilotes ensayados, tuvo diferencias que
variaron entre -40% y +20% con un error promedio de -11%.
2) El mismo autor concluyó acerca del resultado de sus pruebas, que conviene adoptar
factores de seguridad de 2.25 para el cono Fugro (eléctrico) y 3.0 para el tipo Begemann
(mecánico).
8.3.5
Método de Schmertmann
Generalidades. La capacidad de carga por la adherencia de un pilote en arcillas se estima
con base en la resistencia no drenada de la arcilla; esto es, el análisis usualmente
corresponde con la condición de esfuerzos totales, aunque también hay la tendencia de
estimar la capacidad de los pilotes analizando la condición de esfuerzos efectivos.
Expresión de cálculo.
a) Cuando se mide la resistencia de fricción con el cono, Schmertmann (Schmertmann,
1977) propone la expresión:
8.20
Qf = ' fs As
donde
Qf
a'
s
As
Resistencia última del pilote de fricción en kg/cm2
Factor de relación de escala pilote-penetrómetro
Resistencia de fricción con cono en kg/cm2
Area lateral total pilote-suelo en cm2
139
El factor ' se obtiene de la Fig. 8.4 que está basada en los factores de corrección obtenidos
por Tomlinson (Schmertmann, 1977).
b) Cuando sólo se conoce la resistencia de punta, qc, se puede utilizar la expresión:
qc
Qf = p 
Li
Nk
8.21
donde
Qf
p
qc
Nk
Li
Resistencia última del pilote de fricción en kg/cm2
Perímetro del pilote cm
Valor representativo de qc en un cierto espesor L en kg/cm2
Coeficiente de correlación
Espesor del suelo en cm
Los valores de Nk se pueden estimar de las Tablas 3.1 y 3.2. En caso de que la variación de qc
con la profundidad se pueda considerar lineal, la expresión 8.21 se puede simplificar a:
Qf =
qc
Nk
8.22
Al
donde
qc
Al
8.3.6
Valor medio de qc
Area lateral del pilote
Método Tumay
Generalidades. Este procedimiento está enfocado al análisis de pilotes en arcillas (Tumay,
M. T. y Fakfroo, M.,1981); se apoya en estudios experimentales con 37 pilotes de prueba
hincados en suelos cohesivos blandos. Para la evaluación de la resistencia de punta,
Tumay recomienda adoptar el procedimiento de Notthingham y para la resistencia de
fricción propone un método derivado del análisis estadístico de las 37 pruebas realizadas.
Expresiones de cálculo. Se parte de las relaciones estadísticas de la fricción f que
desarrolla el pilote con la fricción media fs, medida con el cono.
8.23
F
fs = t
L
8.24
f = m fs
140
El Cono en la Exploración Geotécnica
donde
Ft
f
m
Fricción
media medida
con
el
Fricción total a la profundidad L
Fricción que desarrolla el pilote
Factor de adherencia
La fricción total Ft se determina sumando
los valores medidos de la fricción con el
cono; este parámetro se incrementa
gradualmente con la profundidad.
Coeficiente de adherencia
6.0
¦s
cono
Arcillas
Duras
Blandas
5.0
4.0
3.0
2.0
1.0
0
0
0.2
0.4
0.6
0.8
1.0
1.2
Fricción media
1.4
1.6
f s , kg/cm 2
Fig. 8.7 Variación del coeficiente m
ton.
Factores de correlación. El factor de
adherencia se estima en la expresión 8.25,
que se muestra gráficamente en la Fig.
8.7.
Capacidad última medida
800
-9
m = 10 - 9.5 1 - e fs
8.25
El coeficiente m alcanza valores mayores
que la unidad en los suelos blandos, por el
efecto de la consolidación que se desarrolla
en los pilotes.
Comentarios. El trabajo experimental de
Tumay lo hizo en pilotes hincados en los
600
400
200
0
0
200
400
600
800
ton.
Capacidad estimada con el método m.
Fig. 8.8 Comparación de capacidades
estimadas y medidas
8.4
PILOTES EN LA CIUDAD DE MÉXICO
8.4.1
Correlaciones del cono con pilotes de fricción
En el subsuelo arcilloso de la Cd. de México se pueden establecer dos procedimientos
equivalentes para definir la capacidad friccionante de un pilote, con base en la
resistencia a la penetración del cono eléctrico.
Procedimiento A. Varios de los criterios para evaluar la resistencia de fricción,
presentados en la Tabla 8.2, tienen la siguiente forma común:
fs = rqc
141
Aplicando este criterio para estimar la capacidad de carga de un pilote de fricción, hincado
en suelos estratificados, conduce a la expresión:
8.27
Qf = qc Al
donde
Qf
Capacidad de carga última de pilote de ficción
qc
Promedio pesado de la resistencia de punta qc en todos los
estratos abarcados por la longitud del pilote
Al
r
Área lateral del pilote
Factor adimensional (relación de fricción)
Arreglando los términos de la ecuación 8.27 para facilitar la comparación de resultados, se
llega a la siguiente expresión:
q=
1 Q
 A
l
8.28
Procedimiento B. En la práctica profesional también es común utilizar la siguiente
expresión:
Qf = c Al
8.29
donde
c
Cohesión promedio de los estratos blandos abarcados por la
Arreglando los términos y sustituyendo la correlación establecida en el Capítulo 3,
3.3
q
c=
Nk
La ecuación 8.29 se transforma a lo siguiente:
q = Nk
Qf
8.30
Al
Comparando las ecuaciones 8.28 y 8.30 se puede establecer la equivalencia entre ambas
con la siguiente relación:
Nk =
1

8.31
Pruebas de carga. La información experimental recopilada para la verificación de las
relaciones establecidas con las ecuaciones 8.28, 8.30 y 8.31 corresponden con nueve
pruebas de carga en pilotes, realizadas en seis sitios diferentes de la zona del lago, en los
142
El Cono en la Exploración Geotécnica
cuales se ejecutaron sondeos de cono eléctrico cuyos perfiles de resistencia se muestran en
las Figs. 8.9 a 8.16, junto con las características relevantes de los pilotes y las curvas cargadesplazamiento de las pruebas de carga.
Obtención de los factores. Los valores de r y Nk calculados con las ecuaciones 8.28 y 8.30 se
presentan en la Tabla 8.8, en la cual se observa que en cinco de los casos, el valor de Nk es
muy similar, variando alrededor de 12.5, que para los casos 5 y 6 se eleva a 15.5 y para los
casos 8 y 9, resulta de 44.7; por su parte, la variación del valor de r es simplemente el
recíproco de Nk.
Influencia del procedimiento constructivo. Para los pilotes de fricción hincados, el
diámetro y la longitud de la perforación previa son los factores más importantes que
pueden influir en la capacidad de carga; para evaluar su efecto se introduce aquí el
concepto de la calificación de la perforación, según un número que varía de 0 a 1, con la
siguiente expresión:
Cp = 1-
Dp l p
D l
8.32
donde
Cp
Dp
Calificación de la perforación previa
Relación del diámetro de la perforación previa entre la
D
dimensión del pilote
lp
Relación entre la longitud de la perforación y la del pilote
l
T abl a 8.8.
N ° de
pr ueba
1
2
3
4
5
6
7
8
9
Resul t ados de l as pr u ebas de car ga en pi l ot es
Per for aci ón pr evi a
DP
D
0.83
0.83
0.80
0.75
?
?
0.83
0.94
0.94
lP
l
1.0
0.45
0.26
0.51
?
?
0.92
1.0
1.0
Cp
Q f , t on
Al , m 2
0.17
0.59
0.80
0.62
?
?
0.23
0.06
0.06
100
146
115
220
84
108
81
20.
20
29.0
39.0
32.9
41.0
42.0
58.0
25.2
23.1
23.1
DP
D
lP
l
Relación entre la longitud de
perforación y la del pilote
qc
Valor medio de qc
Fact or es de
cor r el aci ón
Resul t ados exper i m en t al es
Relación entre diámetro de la perforación
previa y dimensión lateral del pilote
_
143
_
qc ,
t on

Nk
0.0766
0.0814
0.0794
0.0853
0.0643
0.0638
0.0831
0.0224
0.0224
13.05
12.29
12.59
11.72
15.55
15.68
12.04
44.70
44.70
/m 2
45.0
46.0
44.0
62.9
31.1
29.2
38.7
38.7
38.7
Qf
Carga de falla
Cp
Calificación de la perforación previa
Al
Area lateral
, N k
Factores de correlación
Profundidad, m
40
0
35
30
25
20
15
10
10
0
20
40
60
80
100
>150
35
38
28
24
Máx Prom
44 28.5
10 20 30
Deformación, mm
15
20
Fig. 8.9 Prueba de carga en pilote
de fricción, caso 1
Resistencia de punta q c (kg/cm2 )
5
qc =7.6 kg/cm
qc =3.9 kg/cm
²
qc =4.2 kg/cm
²
Carga, ton
5
Profundidad, m
Qf =100 Ton
0
40
80
120
4 8 12 16 20 24
Deformación, mm
10
15
20
Fig. 8.10 Prueba de carga en pilote
de fricción, caso 2
Resistencia de punta q c (kg/cm2 )
5
160
qc =5.0kg/cm
²
qc =3.8kg/cm
²
qc =4.3kg/cm
²
qc =5.0 kg/cm
²
Q f =146 Ton
40
0
35
30
25
20
15
10
5
0
Carga, Ton.
0
0
40
80
120
10
15
20
Deformación, mm
10
15
Resistencia de punta q c (kg/cm2 )
5
qc =4.7kg/cm
²
5
Qf =115 Ton
Fig. 8.11 Prueba de carga en pilote
de fricción, caso 3
40
0
35
30
25
20
15
10
5
0
Carga, Ton
144
Profundidad, m
20
25
Profundidad, m
145
250
40
0
10
20
30
40
10
Profundidad, m
15
20
Qf = 220 ton
AI = 40.96 m
²
qc = 6.29 kg/m
²
Qf /A = 5.37 ton/m
²
Nk = 11.71
Perforación batido Ø 30,
Z= 15 m
Relación en diámetro= 0.75
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
5
Def. max
2.9 cm
q c =8.3kg/cm²
Fig. 8.12 Prueba de carga en pilote
de fricción, caso 4
0
50
35 100
150
Carga de
falla 220 ton.
19.8
q c =6.0kg/m²
14.7
q c =4.8kg/m²
8.4
q c =5.6kg/m²
Q f =220 ton.
0.4 m
30 200
25
20
15
10
5
0
10
30 cm
15
Fig. 8.13 Prueba de carga en pilote
de fricción, caso 5
30 cm
Geometría del pilote
q c = 2.92 kg/m 2
Q f = 108 ton
A I = 58 m2
Q f /A I = 1.86ton/m 2
N= 15.7
q c = 3.11 kg/m 2
Q f = 84 ton.
A I = 42 m2
Q f /A I = 20 ton/m2
N= 15.5
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
5
q c = 4.0
q c = 2.9
30 cm
7.9
q c = 3.2
Q f = 84 ton
40
0
35
30
25
20
15
10
5
0
20
0
qc= 3.9
50 cm
15
50 cm
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
10
20
qc = 3.11 kg/m2
Q f = 84 ton.
A I = 42 m 2
Q f /AI= 2.0 ton/m 2
N k = 15.5
Geometría del pilote
q c = 2.92 kg/m2
Q f = 108 ton
A I = 58 m2
Qf /A I = 1.86 ton/m2
N k = 15.7
qc= 4.0
5
30
qc= 2.9
50 cm
7.9
qc= 32
Qf =108 ton
Fig. 8.14 Prueba de carga en pilote
de fricción, caso 6
40
35
30
25
20
15
10
5
0
El Cono en la Exploración Geotécnica
Profundidad, m
Profundidad, m
400
10
Carga, ton
40
85
75
75
50
120
0
10 20
30
Deformación, mm
15
20
15
30
45
60
75
90
Fig. 8.15 Prueba de carga en pilote
de fricción, caso 7
Resistencia de punta qc (kg/cm 2)
5
30 cm
Geometría del pilote
30 cm
35 30 cm
30
25
20
15
10
Perforación
previa
Ø=25cm,
L=19.5m
Profundidad, m
5
Q f =81 ton
400
35
30
25
20
15
10
5
0
Geometría del pilote
35 cm
Q f =20 ton
10
Carga, ton
0
Caso 7
40
85
10
20
30
Deformación, mm
15
20
Caso 8
Caso 9
Fig. 8.16 Prueba de carga en pilote
de fricción, caso 8 y 9
Resistencia de punta qc (kg/cm 2)
5
35 cm
Casos 8 y 9
15
30
45
60
75
90
75
75
50
120
0
0
10
20
30
40
50
Perforación
previa
Ø=33cm,
L=22.0m
Coeficiente N k
0
35c
m
146
m
35c
0.50
0.75
Casos 4
Fig. 8.17 Influencia del
procedimiento constructivo
1.00
Casos 2 Casos 3
Calificación de la perforación C p
0.25
Casos 5 y 6
Casos 1
Casos 7
Casos 8 y 9
El Cono en la Exploración Geotécnica
La variación del valor de Nk en función de Cp (Fig. 8.17) muestra que para una calificación
Cp mayor de 0.2, el valor de Nk es estable y del orden de 12; la influencia de la perforación
empieza a notarse cuando el valor de Cp es menor de 0.2 y para valores de Cp menores que
0.1, la influencia de la perforación previa es tan grande que reduce fuertemente la
capacidad de carga, alcanzando valores muy altos de Nk como sucedió en los casos 8 y 9,
resultando con ello una capacidad de carga muy baja.
Es conveniente aclarar que los casos 7 y 9 corresponden con el mismo predio, son pilotes de
longitud y área lateral similares, por lo que al compararse la capacidad del pilote del caso 7
con la de los casos 8 y 9, se nota claramente la influencia del procedimiento constructivo
(Figs. 8.15 y 8.16).
Análisis estadístico. En la Fig. 8.18 se indica la relación entre qc y Qf /Al descartando los
casos 8 y 9. La línea de regresión obtenida tiene la siguiente forma:
qc = 9.49
Qf
Al
8.33
+ 1.07
o bien, de acuerdo con la ecuación 8.29
qc = 9.49 c + 1.07
8.34
Para ambas ecuaciones, se deberá utilizar valores en ton/m2
Esta relación estadística sólo puede aplicarse con reservas en la práctica profesional,
puesto que se ha basado en pocos casos experimentales y merece una ratificación más
amplia. Además, tiene dos desacuerdos con
el conocimiento actual:
10.0
a)
La condición inicial qc=11.07 ton/m²
carece de explicación experimental.
equivalente de N k varía entre 20.5 y
ton/m2
Nk =11.0
10.9, lo cual difiere del valor de Nk =
13, obtenido con los ensayes de
laboratorio.
se puede
obtener que para los casos con Cp mayor que
0.15 (casos 1 a 4 y 7), la media de los valores
147
Caso 2
Caso 3
Caso 1
Caso 7
2.5
Caso 5
Caso 6
0.0
Por otro lado, de la Tabla 8.8
Nk =12.3
Caso 4
Nk =13.0
5.0
Qf / A
b)
Para el rango usual de c= 1 a 8
ton/m² se puede obtener que el valor
Línea de regresión
Q
q c =9.49 f +11.07
AI
7.5
0
25
50
75
100
q c ton/m2
Fig. 8.18 Relación entre qc y Qf /A
125
Interpretación de resultados. Comparando los valores obtenidos de las pruebas de carga
(Nk = 12.3), y de ensayes de laboratorio (Nk = 13), caben dos posibilidades en la
interpretación de esta pequeña diferencia:
c)
El muestreo inalterado de los suelos, junto con el manejo y operación de las
muestras en campo y laboratorio, a pesar de todo el cuidado en las maniobras, puede
inducir un ligero remoldeo que reduce un 5 % la resistencia de las muestras
inalteradas.
d)
Para una perforación de buena calificación, de Cp mayor de 0.2, el concreto del
pilote produce por consolidación un aumento del orden del 5 % de la resistencia al
corte de la arcilla que lo circunda.
A pesar de que los casos experimentales disponibles son todavía muy reducidos en número,
se considera que la capacidad de carga última Qf de un pilote de fricción, se puede
determinar mediante las siguientes expresiones:
Caso A. En sondeos de estratigrafía muy uniforme
Qf =
qc
A
12.3 l
8.35
donde
qc
Valor medio de la resistencia
Al
Area lateral de pilote
Caso B. En suelos estratificados
Qf = S
qc
D
12.3 l
8.36
donde
qc
Valores medios de cada estrato blando
DL
Longitud de influencia
Se aclara que para ambas expresiones los estratos de suelos duros se consideran como
si fueran de arcilla blanda, porque seguramente no desarrollan la resistencia que mide
148
El Cono en la Exploración Geotécnica
8.4.2
Mecanismo de transferencia de carga
La carga aplicada en la cabeza de pilote (Fig. 8.19a) se transfiere al suelo mediante: a) los
esfuerzos cortantes que se desarrollan en el fuste, a los que comúnmente se les identifica
como la resistencia de fricción del pilote y b) por la condición de esfuerzos cortantes que
conduce la punta del pilote, que se reconoce como la resistencia de punta. En pilotes
instrumentados con celdas de carga instaladas a distintas profundidades (Whitaker,
1979) se ha podido definir que el mecanismo de transferencia de la carga al suelo
evoluciona como se esquematiza en la Fig. 8.19b; se observa que para cargas Q pequeñas
(curva 1) sólo se desarrolla fricción a una cierta profundidad, de un valor
significativamente menor que el máximo Q.
Si la carga Q sigue creciendo (curvas 2 y 3), la profundidad a la que se desarrolla
resistencia de fricción se incrementa y empieza a generarse la resistencia de punta; si la
carga Q continúa incrementándose, cuando se alcanza la resistencia máxima de fricción
(curva 4), ya no se podrá desarrollar más fricción, porque esta componente ya fue
movilizada; lo cual requiere de una cierta deformación o hundimiento del pilote de 1 a 3 cm
para arcillas blandas. En ese momento, se empieza a desarrollar la resistencia de punta
del pilote; las celdas de carga demuestran que la curva de transferencia se desplaza
paralelamente, hasta que se alcanza el máximo de esa componente, la que corresponde a la
condición de falla del pilote o a la movilización total de las resistencias de fricción y punta
(curva 5).
5
10
qc
15
Qf
5
Carga
Q
0
Qp
Carga total
1
1 Carga de fricción
Qf
C
Qf
1
15
2
C
Profundidad, m
Profundidad, m
10
C
Pilote
20
Carga en la punta
1
3
Qp
4
Deformación
5
Q = Fuerza aplicada al pilote
QI = Resistencia de fricción
C
Qp = Resistencia de punta
25
1y2
= Curvas de transferencia de
carga correspondientes a
valores muy pequeños de Q
2y4
= Curvas de transferencia de
carga para cargas Q < Qmáx
C=celda de carga
Carga
Qp
30
a) Estatigrafía y resistencia de los suelos.
Q máx = Q f + Q p
b) Curvas de transferencia de carga
5
= Curvas de transferencia para
la carga máxima, Q = Qmáx
c) Curvas carga deformación
Fig. 8.19 Mecanismo de transferencia de carga de un pilote en arcilla
149
Las curvas de transferencia de carga sólo pueden determinarse con pruebas de carga en
pilotes instrumentados, que por su costo y complejidad, sólo se han realizado en programas
de investigación del comportamiento de pilotes (Whitaker, 1979); en la práctica de la
ingeniería se recurre a las gráficas de carga-deformación obtenidas de las pruebas de carga
convencionales, en las que únicamente se puede determinar la curva que relaciona la
carga total aplicada al pilote, contra la deformación que se induce (curva A Fig. 8.19c);
siendo esta carga total la sumatoria de la fricción (curva B) y de la punta (curva C). Como
las curvas B y C no llegan a conocerse, la interpretación convencional de una prueba de
carga se basa siempre en la curva A, y la carga máxima se define sin aclarar que la
componente de fricción se desarrolla antes que la correspondiente de punta.
8.5
COMENTARIOS
El empleo del cono para el diseño de pilotes es la técnica más usual en los países del norte
de Europa. En México la experiencia es todavía muy limitada; sin embargo, seguramente
se desarrollará ampliamente, sobre todo por los ahorros de tiempo y costo que permite.
150
El Cono en la Exploración Geotécnica
9
9.1
PREDICCIÓN DE LA
SUSCEPTIBILIDAD DE LICUACIÓN
INTRODUCCIÓN
En los primeros estudios para determinar la susceptibilidad de los suelos de sufrir
licuación, se admitía que el factor dominante para saber si un estrato de arena suelta
saturada podría licuarse era su parámetro de densidad relativa (Gibbs et al, 1959).
Posteriormente se demostró que además existen otros factores que influyen en el
comportamiento de materiales granulares bajo la acción cíclica de los esfuerzos inducidos
por un sismo.
Las investigaciones de Seed e Idriss (Seed et al, 1982), los llevaron a proponer un
procedimiento semiempírico para la determinación de la susceptibilidad de licuación de
arenas sueltas saturadas a partir de los perfiles de resistencia a la penetración estándar;
este procedimiento se ha venido aplicando a los perfiles de resistencia obtenidos con el cono
eléctrico, con ventaja sobre los primeros.
9.2
FACTORES SIGNIFICATIVOS
Seed e Idriss (Seed H. B. et al, 1982) identifican los siguientes factores significativos en el
fenómeno de la licuación:
a)
La estructura del suelo.
b)
La forma de las partículas, que puede ser de redondeada a angulosa, y su
distribución granulométrica.
c)
La edad o envejecimiento del depósito de arena, que con el tiempo puede
desarrollar contactos intergranulares y eventualmente alguna cementación, aun
permaneciendo sujeta a un mismo estado de esfuerzos.
d)
El estado de esfuerzos que involucra su historia y trayectoria de cargas, el grado de
preconsolidación y el valor del cociente de esfuerzos principales efectivos.
La importancia de algunos de estos factores en la susceptibilidad de licuación aún no se
precisa y por ello son todavía objeto de investigación; sin embargo, como todos ellos
influyen en el comportamiento de las arenas ante cargas cíclicas, en forma semejante en la
que afectan su resistencia a la penetración, se recurrió a este parámetro como índice para
juzgar la susceptibilidad de licuación de un depósito de arena suelta (Seed et al, 1982).
9.3
MÉTODO PARA ESTIMAR EL POTENCIAL DE LICUACIÓN
El método que se presenta aquí fue el desarrollado originalmente para ser usado con
sondeos de penetración estándar; sin embargo, como actualmente se tiene más confianza
151
en la prueba de cono eléctrico porque las condiciones del ensaye son más controladas y por
la misma razón menos propicias a verse afectadas por errores de ejecución, actualmente se
prefiere esta técnica sobre la prueba de penetración estándar. El método semiempírico
consiste en:
a)
Medir la resistencia a la penetración.
b)
por
Estimar el estado de esfuerzos inicial así como los esfuerzos cortantes inducidos
un sismo.
c)
Definir por comparación estadística si el suelo es susceptible de licuación.
El método se desarrolló para estudiar arenas finas que son los materiales más propensos a
sufrir licuación; también se ha aplicado en materiales limo-arenosos cuyo diámetro medio,
D50, es menor de 2.5 mm. En el caso de depósitos artificiales de jales de minas que también
están expuestos a sufrir licuación y que en ocasiones suelen contener materiales más
gruesos como gravas y gravillas, sólo puede aplicarse con reserva, por que no hay
suficiente información estadística.
9.3.1
Medición de la resistencia
Considerando que la información experimental sobre la estimación del potencial de
licuación se basa predominantemente en pruebas de penetración estándar, se hace
necesario establecer correlaciones con la resistencia de punta medida con el cono eléctrico.
Idealmente se deberán establecer estas correlaciones para cada sitio en particular.
Cuando esto no sea posible, se sugiere aplicar las relaciones para arenas limpias y arenas
limosas propuestas por Schmertmann (Schmertmann, 1977):
Para arenas limpias: qc = 4 a 5 N
9.1
Para arenas limosas: qc = 3.5 a 4.5 N
9.2
Donde N es el número de golpes para penetrar 30 cm en la prueba de penetración estándar
y qc es la resistencia a la penetración medida en el cono eléctrico en kg/cm2
Seed, Idriss y Arango (Seed et al, 1982) proponen corregir qc con un factor que toma en
cuenta el estado de esfuerzos verticales iniciales, introduciendo así el concepto de
resistencia modificada:
Qc = cq qc
9.3
donde
Qc
cq
Resistencia modificada
Factor de corrección
152
El Cono en la Exploración Geotécnica
El estado de esfuerzos inducidos por un
sismo a la profundidad media del estrato
cuyo potencial de licuación se define
mediante el cociente t/s¢ 0 siendo t el
esfuerzo cortante debido al sismo y s¢0 el
esfuerzo vertical efectivo inicial. Para
calcular t/s¢ 0 se utiliza la siguiente
expresión (Gibbs et al, 1957)(Seed et al,
1982):
amáx 0

=
r
g ' d
'
0
0
Factor de corrección C q
0
Presión vertical efectiva, o’ (Klps/ pie 2 )
9.3.2 Determinación del estado de
esfuerzos
0.4
0.8
1.2
1.6
2
4
6
8
Nota: Esta curva es válida para
el cono eléctrico en unidades
inglesas
10
Fig. 9.1 Valores recomendados de Cq
(Tamez, 1985)
9.4
donde
g
Aceleración de la gravedad
amáx
b
Aceleración máxima que podría presentarse duranteun sismo
Parámetro empírico
Los factores que intervienen en la ecuación 9.4 son los siguientes:
a)
la
de los
La amplitud del número de ciclos significativos de carga-descarga contenidos en
excitación sísmica, y la intensidad del sismo se toman en cuenta a través
parámetros b y amáx respectivamente.
b)
con
El estado de esfuerzos en el sitio a la profundidad estudiada se toma en cuenta
el cociente entre los esfuerzos verticales totales y efectivos
c)
Las oscilaciones de la columna de suelo se consideran con el parámetro rd
Determinación de b. Este parámetro convierte la historia de aceleraciones sísmicas,
constituida por una serie de pulsos irregulares en amplitud y frecuencia, en otra serie de
ciclos de aceleración, amplitud y frecuencia uniformes cuya energía es equivalente a la
del acelerograma original. También se relaciona una magnitud M del temblor. En la Fig.
9.2 se puede observar la influencia de la magnitud del temblor en el potencial de
licuación.
Determinación de amáx. La aceleración máxima depende de la sismicidad de la zona en
estudio; se han publicado cartas de sismicidad de la República Mexicana en donde se
proporcionan las distribuciones de las aceleraciones máximas esperadas para diversos
153
M=5
-1/4
M=
6
M=
6-3
/4
M=
7-1
/
M= 2
8-1
/2
0.5
av
/‘v
0.4
Relación de presión ciclica,
períodos de retorno. En (Esteva, 1970 y
1988) se presentan dos de éstas donde se
establecen los criterios para modificar las
aceleraciones esperadas para terreno
firme, por los efectos de amplificación que
sufren las ondas sísmicas al atravesar un
depósito de suelo.
0.3
0.2
Determinación de rd. La amplificación de
las ondas sísmicas al atravesar un
depósito de suelo, desde la base hasta su
0.1
parte superior, depende del contenido de
Curvass aplicadas para condicíones
frecuencias, de las aceleraciones
donde 'v <1, toneladas por pie²
incidentes en la base del depósito y de las
0
10
20
30
40
propiedades dinámicas de los suelos; así la
Resistencia a la penetración modificada N1 , golpes/pie
magnitud de las aceleraciones dentro de la
masa de suelo disminuye con la
Fig. 9.2 Gráfica para la evaluación del
profundidad. El parámetro rd toma en potencial de licuación de arenas para diferentes
cuenta esta reducción y se puede obtener a
magnitudes de sismos (Seed et al, 1982)
partir de la Fig. 9.3. Para depósitos poco
profundos suele aceptarse que un valor
medio para este parámetro es rd = 0.9.
9.3.3
rd =
Comparación estadística
0
A partir de investigaciones de campo, Seed
e Idriss (Seed et al, 1982) lograron recopilar
información que permite definir para sitios
y profundidades particulares, el esfuerzo
modificada Q c , distinguiendo entre
depósitos que sufrieron licuación y aquellos
en los que no se presentó el fenómeno. La
Fig. 9.4 presenta la gráfica obtenida para
sismos de magnitud M = 7.5.
Para juzgar si un depósito de suelo es
susceptible de licuarse deberán calcularse
la resistencia modificada, Qc y el cociente
t/s' 0 según lo expuesto en los incisos
anteriores. Estos dos valores definen un
154
Profundidad, pies
sísmico normalizado t/s'0 y la resistencia
20
40
0.2
( max )d
( max )r
0.4
0.6
0.8
Valores promedio
Rango para diferentes
perfiles de suelos
60
80
100
Fig. 9.3 Rango de valores de rd para
diferentes perfiles de suelos
(Seed et al, 1985)
1.0
El Cono en la Exploración Geotécnica
Influencia de la magnitud del temblor. La magnitud del temblor de diseño modifica las
ordenadas de la Fig. 9.4; en la siguiente tabla se presentan los factores por los cuales deben
multiplicarse los cocientes t/s'0, en función de la magnitud del sismo.
0.8
Gráfica equivalente
a la fig 9.1, pero
en unidades métricas
o
a
o
=0.65 gmáx
rd =0.26
o
0.6
0
1
2
3
/ o
Cq
0.4
Licuable
0.2
o (kg/cm²)
1
No licuable
Qc=2(60)=120kg/cm²
50
0
2
100
150
Resistencia modificada Q c =CQ qc
200
Kg/cm²
Donde:
3
máx
g
4
o
o
rd
Aceleración maxima de
sismo de diseño = 2.4 m/seg²
Aceleración de la gravedad
Esfuerzo vertical a la profundidad
medida del estrato= 0.5 kg/cm²
Esfuerzo vertical efectivo=0.27 kg/cm²
Factor de reducción = 0.9
a) Determinación del factor de corrección Cq
b) Susceptibilidad de licuación a partir de la resistencia
de punta del cono eléctrico (q c )
Fig. 9.4 Análisis de licuación (Seed et al, 1982)
Tabla 9.1 Factores de Corrección
Magnitud del sismo
8.5
Factor de Corrección para /’ 0
0.89
Curvas Qc-t/s'0 para arenas con finos. Las arenas con diversos porcentajes de limos o
arcillas también pueden licuarse, aunque su susceptibilidad es menor que la de las arenas
limpias. Para materiales granulares con finos y con diámetro medio, D50, menor de 2.5 mm
se han construido curvas de Qc contra t/s'0 (Fig. 9.5).
155
a) Arenas limpias
D 50 >0.25 mm
0.5
b) Arenas limosas
D 50 <0.15 mm
Magnitud=7 1/2
Susceptibilidad de licuación
de las arenas de Otapan
Magnitud=7 1/2
Casos analizados
Clave
Licuable
d / s'o
0.3
Naf: 4.50 m
Punto A
Naf: 4.50 m
Punto B
Naf: 1.00m
punto A
Licuable
0.2
No licuable
No licuable
0
50
100
150 200
0
50
100
Caso 1
Caso 2
Naf: 1.00m
punto B
Elev. punto A: 0.00m
Elev. punto B:-7.50m
150
Resistencia de punta modificada, Q c (kg/cm 2 )
Fig. 9.5 Correlación entre el potencial de licuación y la resistencia a la
penetración, prueba CPT (Seed et al, 1983)
9.4
EJEMPLO DE APLICACIÓN
0
0
5
5
10
10
Profundidad z, m
Profundidad z, m
Se desea conocer la susceptibilidad de licuación del suelo de cimentación de un dique
construido en una zona pantanosa. El sitio se localiza en una de las márgenes del Río
Coatzacoalcos al oriente de la ciudad de Minatitlán. Después de la construcción del dique
se llevó a cabo un sondeo de cono en donde la penetración se inició desde su corona (Fig.
9.6); la Fig. 9.7 presenta un esquema del dique y de la estratigrafía simplificada usada en
el análisis de licuación.
15
20
15
20
25
25
30
30
Dique Coatzacoalcos
km 1+100 Elev.
35
35
0
5
10
15
20
0
25
Resistencia de punta qc (km/cm 2 )
Fig. 9.6 Sondeo SC-13, Dique Coatzacoalcos
156
50
75
100
El Cono en la Exploración Geotécnica
6.0
Name elev 4.5m
4.0
Terraplén
Elevación, m
2.0
=1.65 t/m³
Elev 1.0m
0.0
-2.0
Caso 1
Caso 2
A
Arcilla
blanda
Elev 5.5m
Caso 1 Elev 4.5m
Terraplén
Caso 2 Elev 1.0m
=1.40 t/m³
Arcilla blanda
-4.0
-6.0
Arena
suelta
Elev-2.5m
Arena
suelta
=1.60-1.50 t/m
³
Elev-7.5
qc= 30 kg/cm
²
B
Fig. 9.7 Estratigrafía simplificada para el análisis de licuación basada en el sondeo SC-13
Se estimará el potencial de licuación a dos profundidades: 1) en el contacto entre el suelo
natural y el dique (punto A); y 2) bajo el nivel del terreno natural a 7.5 m de profundidad
(punto B). Se consideran dos posiciones del nivel freático: 1) a la elevación + 1.0 m y 2) a la
elevación de aguas máximas del río, +4.5 m. Por simplicidad se consideran distribuciones
hidrostáticas de presión de poro para el estudio.
Se admite que la aceleración máxima es del orden de 0.12 g y que la magnitud del sismo de
diseño es M = 7.5
Se calculará primero la resistencia modificada con la ecuación 9.3 y la Fig. 9.1, para las dos
elevaciones del NAF.
Los cálculos se resumen en la Tabla 9.2.
Tabla 9.2 Determinación de la resistencia modificada
Prof.
5.5
Qc, kg/cm²
0, kg/cm²
15
0.91
Elev. del NAF = +1.0 m
Elev del NAF = +4.5 m
’ 0, kg/cm²
cq
Qc, kg/cm²
’ 0, kg/cm²
cq
0.91
1.5
22.5
27.0
0.45
1.6
Qc, kg/cm²
24
39
Se calculará ahora el cociente /’ 0 con la ecuación 9.4; adoptando los valores de  =
0.65, a máx /g = 0.12, r d = 0.9 se tiene:


 0.07 o
 '0
 '0
9.5
157
En la Tabla 9.3 se dan los valores calculados de t/s'0 para las profundidades mencionadas.
Tabla 9.3 Valores calculados para/’ 0
Prof, m.
5.5
0, kg/cm²
Elev del NAF = +1.0 m
Elev del NAF = +4.5 m
’ 0, kg/cm²
0/’ 0
/’ 0
’ 0, kg/cm²
0/’ 0
/’ 0
0.91
1.0
0.07
0.46
2.00
0.14
0.91
En la fig 9.5 se graficaron los pares de valores Qc y t/s'0 indicados en las Tablas 9.2 y 9.3 para
el caso de arenas limpias y arenas con finos. Con base en esta figura se define cuáles puntos
son susceptibles de licuarse y bajo qué condiciones. De la Fig 9.5 se concluye que si las
arenas son limpias, el único caso en el que no se presenta la licuación es en el punto A,
cuando el nivel de aguas se localiza a 4.50 m de elevación. Cuando las arenas están
contaminadas con finos aumenta notablemente su resistencia a la licuación y solamente el
punto B podría sufrirla, si el nivel de aguas se encuentra a 4.50 m de elevación. A partir de
los valores de la resistencia modificada de campo, Qc y los valores de la curva que marca el
umbral para que se presente la licuación, se puede definir un factor de seguridad contra la
licuación, Fl, para valores del cociente t/s'0.
Fl =
Qc
9.5
Qcl
en donde Q cl es el valor menor de la
resistencia de punta modificada para que
no exista licuación.
P Clasificación Penetración
r
o
Indirecta y Estándar 0
f
N 20
m. I D Directa 0
0
0
1
2
9.5
SONDEOS TÍPICOS EN
DEPÓSITOS LICUABLES
3
4
5
Muchos de los depósitos de arena suelta que
suelen encontrarse en las costas del litoral
mexicano en los estados de Jalisco,
Michoacán, Guerrero, Oaxaca y Veracruz,
podrían ser susceptibles de licuarse, en
especial si se trata de depósitos deltáicos.
Sin embargo, son muy pocos los sitios que se
han explorado. Se tiene, por ejemplo, casos
bien documentados de licuación en Lázaro
Cárdenas, Mich., pero es muy escasa la
información con el mismo nivel de detalle
para otros lugares de la costa mexicana del
6
7
Arena
fina, cafe
Arcilla
limosa
gris, con
manchas
café
Lente
de arena
fina negra
Resistencia en la punta, q c
5
10
Fricción en la comisa fs
5
10
N=40
N=25
q
fs
c
Arena
gris,
limosa
con
conchas
aisladas
8
9
10
Arcilla
girs
limosa
11
12
13
14
15
158
Fig. 9.8 Sondeo en Coatzacoalcos
15
15
16.7
53.0
94.3
109.5
95.6
84.9
57.2
28.2
15.8
22.9
21.0
17.8
27.1
31.2
29.7
26.9
19.0
15.4
El Cono en la Exploración Geotécnica
Pacífico. En la Fig. 9.8 se ejemplifica un sondeo de cono realizado en la ciudad de
Coatzacoalcos, Ver., en un sitio susceptible de sufrir licuación, mientras que el de la Fig.
9.9 ilustra el caso de un sitio en Lázaro Cárdenas, Mich.
0
Profundidad, m
0.5
CH
1.0
1.5
2.0
SP
2.5
3.0
0
10
20
30
40
50
60
70
Resistencia de punta (kg/cm²)
Fig. 9.9 Sondeo en Lázaro Cárdenas
Descripción
del suelo
0
1
Limo con arena
fina
NAF
2
qc en kg/cm²
10 20 30 40
Relación de
fricción
10 20 30 40
Distribucion de
esfuerzos kg/cm ²
0.4 0.8 12 16
N
Número de golpes
4
8 12 16
98
63
65
Profundidad, m
3
4
Arcilla
Limo fino y
arenas
5
Arcilla
Limo fino y
arenas
sv
50
30
'v
6
Arcillas
7
8
Arcillas limosas
30
Arcillas
9
Arenas finas
76
10
i
Densidad relativa, %
Fig. 9.10 Perfiles de dos sondeos, uno de cono eléctrico y otro de penetración
estándar en Mexicali (Díaz Rodríguez, 1984)
159
En el Valle de Mexicali y en su prolongación hacia el norte, el Valle Imperial de California,
se han licuado repetidas veces los depósitos de arena depositados por el Río Colorado.
Muchos de los casos de licuación en el Valle Imperial han sido documentados y descritos en
diversas publicaciones. La Fig. 9.10 presenta un sondeo de cono realizado en el Valle de
Mexicali en un sitio con alto potencial de licuación (Díaz Rodríguez, 1984).
Finalmente, el sondeo presentado en la fig 9.11 ejemplifica un sondeo de cono ejecutado en
la población de Huatulco, Oax. En una zona pantanosa que contiene arenas finas
susceptibles de licuarse.
Prof.
en m.
0
100
2
Presión en la punta, kg/cm²
200
300
Fricción en la camisa, kg/cm²
4
6
Relación de
Fricción %
2 4 6 8
5
Avance con broca tricónica 2 15/16 Ø
de 6.10 a 11.60 m de profundidad
10
15
20
25
30
35
Fig. 9.11 Sondeo en Huatulco
160
Observaciones
y suelo
inferido.
El Cono en la Exploración Geotécnica
9.6
COMENTARIOS
La metodología expuesta permite evaluar la susceptibilidad de licuación de un depósito de
arena suelta sin mucha dificultad. El uso del cono eléctrico para estos fines seguramente se
difundirá con mayor profusión en el futuro pues las deficiencias intrínsecas de la prueba de
penetración estándar se reconocen cada vez con mayor amplitud. Sin embargo,
dependiendo de la magnitud, importancia y naturaleza del proyecto, la evaluación de la
susceptibilidad de licuación en algunos casos podría requerir no sólo de pruebas de cono
sino de ensayes adicionales en el laboratorio, así como estudios analíticos sobre la
respuesta sísmica de los depósitos de arena suelta.
161
162
El Cono en la Exploración Geotécnica
10
10.1
CONTROL DE LA COMPACTACIÓN
DE SUELOS GRANULARES
INTRODUCCIÓN
En este capítulo se presentan dos experiencias técnicas en las que los conos estáticos y
dinámicos ofrecieron el camino más racional para el control de la compacidad de suelos
granulares: el primer caso es el de las arenas de un terraplén, colocadas como relleno
hidráulico o como relleno convencional y posteriormente compactadas con rodillos
vibratorios y paso de vehículos; el otro caso es el de aluviones naturales compactados
mediante el procedimiento de compactación dinámica, previamente al desplante de una
presa sobre ellos.
10.2
CONTROL DE LA COMPACTACIÓN DE ARENAS
10.2.1 Metodología experimental
Técnicas disponibles. La determinación de la compacidad de las arenas es un problema
que, por su complejidad (ASTM,1972), ha dificultado el desarrollo de técnicas de control de
amplia aceptación; el procedimiento tradicional de control, mediante calas volumétricas,
está limitado por su lentitud y sobre todo porque no puede aplicarse bajo el nivel freático.
El penetrómetro manual tipo USBR (United States Bureau of Reclamation) desarrollado
para el control de la superficie de compactación, es una herramienta ampliamente
difundida en Europa, pero tampoco se puede utilizar por debajo del nivel freático.
Práctica actual. Las limitaciones de las técnicas mencionadas han obligado a recurrir a la
prueba de penetración estándar (Moorhouse et al, 1969) o a la de cono eléctrico (Sanglerat,
1972); esta última se ha utilizado con ventaja en casos de diques y terraplenes de arena
similares a los que se describen en este capítulo (Schmertmannm, 1970 y 1977) y por ello
seguramente se desarrollará para la determinación y control de la compacidad de las
arenas.
10.2.2 Correlación entre la compacidad y la prueba de cono
Investigaciones experimentales. Varios investigadores han estudiado esas correlaciones:
J. H. Schmertmann (Schmertmannm, 1977) ha realizado contribuciones significativas
que, junto con el más reciente trabajo de G. Bladi (Bladi et al, 1981) complementan y
aclaran la influencia de las condiciones de esfuerzo en la resistencia de punta del cono
eléctrico. La Fig. 10.1 tomada de ese trabajo permite estimar la densidad relativa
(compacidad) de una arena, conociendo la resistencia de punta del cono y el esfuerzo
efectivo al que está sometida; ese último se deduce de la profundidad, peso volumétrico y
posición del nivel freático. Es importante señalar la vaguedad de la Fig. 10.1 para el caso
de pruebas a profundidad somera (menor de 2 m.).
163
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
100
200
0
DR
300
Arenas saturadas NC
=10
0%
(Schmertmann, J. H., 1977)
10
Compacidad DR inicial % DR final % Condiciones
de frontera
CF-1
Media
42.4
46.9
CF-3
20
80
%
Densa
69.9
72.4
CF-1
CF-3
Muy densa
91.0
92.6
CF-1
CF-3
60%
(CF-1) =  y  h constantes
(CF-3) = v constante y E h =0
NC = Normalmente consolidadas
30
Fig. 10.1 Correlación de la resistencia de punta con el esfuerzo vertical efectivo en arena
seca normalmente consolidada (Bladi et al, 1981)
Condición de las arenas. La correlación de la Fig. 10.1 es aplicable a las arenas secas
normalmente consolidadas (arenas NC), que son aquellas en las que el esfuerzo vertical
que actualmente las confina no ha cambiado y por estar secas no hay influencia del nivel
freático; estas condiciones son sensiblemente compatibles con las de arenas depositadas
por un río, corrigiendo el esfuerzo vertical por la flotación de la arena. En cambio, para
arenas compactadas que se asemejan a las preconsolidadas (arenas OC), que son las que
actualmente soportan un esfuerzo vertical menor al que geológicamente han soportado, no
se ha desarrollado una correlación tan confiable y por ello se emplea la corrección
propuesta por J. H. Shmertmann (Schmertmann, 1977):

 k OC

qcOC  qcNC 1  a NC  1
k


10.1
donde
qcOC qcNC
a
Resist encias de punt a de ar enas pr econsolidadas y
nor malment e consolidadas r espect ivament e
Coeficient e de cor r elación
ar enas muy densas:
ar enas densas:
ar enas medias:
compact as:
0.36  a  0.57
0.67  a  0.95
0.95  a  1.00
a= 1
k OC k NC Relaciones de Poisson de ar enas OC y NC
164
El Cono en la Exploración Geotécnica
En las pruebas que se describen más adelante no se aplicó esta corrección, porque
tratándose de mediciones someras resulta poco significativa.
10.2.3 Pruebas de cono
Objetivo. Intentar correlacionar la resistencia de punta del cono eléctrico con la
compacidad de arenas, realizando las pruebas de campo que permitieran establecer una
base experimental que lo justificara.
Equipo de medición. Las pruebas de cono eléctrico se hicieron con un aparato de 13.6 cm²de
área, de 60° de ángulo de ataque, hincado con una velocidad de 1 cm/seg; el sistema
hidráulico de carga se instaló sobre un vehículo semianfibio capaz de transitar sobre arena
suelta y fango.
10.3
PRUEBAS DE COMPACTACIÓN
10.3.1 Programa de pruebas
Variables significativas. El programa de pruebas de compactación incluyó la construcción
de terraplenes de prueba y de algunos tramos experimentales de compactación con el
propósito de precisar la influencia de las siguientes variables más significativas:
a)
Espesor del terraplén (H). La capa de arena no compactada tuvo espesores entre
1.0 y 2.0 m, por lo que se consideró conveniente que la variable H tuviera esos dos
valores.
b)
Número de pasadas (N). Se esperaba que esta variable N tuviera un rango entre 5
y 15 veces, aunque podría extenderse a 20.
c)
Tiempo de humedecimiento (T). Es usual que el humedecimiento de las arenas
se haga 12 horas antes de la compactación; sin embargo, fue de utilidad definir el
tiempo mínimo en que podría hacerse esta acción, ensayando con lapsos de 1 y 3
horas.
d)
Peso volumétrico (gs). En las pruebas de compactación se buscó alcanzar el peso
volumétrico seco determinado en el laboratorio con pruebas proctor estándar
3
(1,650 kg/m ), así como evaluar este peso en la zona de transición del contacto con el
suelo natural.
e)
Resistencia de punta (qc). Se consideró que la resistencia de punta del cono
eléctrico podría servir para definir los resultados de las pruebas de compactación; el
cono tiene una precisión de 75 gr/cm2 y se hincó con velocidad de 1 cm/seg. La
información sobre el tramo superficial, de 0.0 a 0.4 m de profundidad, no es
confiable, porque la penetración del cono origina fisuras y expansión; más abajo es
confiable a condición de obtener correlaciones locales con otras pruebas.
f)
Programa de pruebas. En la Tabla 10.1 se muestra el programa de pruebas de
compactación.
165
Equipo de compactación. En la ejecución de las pruebas de campo se utilizaron tres
rodillos vibratorios: dos ligeros, SP-54 y VAP 70, para dar una superficie en la que
pudiera transitar el rodillo pesado SP-65; las características principales de esos
equipos son:
a)
Compactador Intermedio 1 (Ingersoll-Rand SP-54)
Peso total: 8,910 kg. Fuerza centrífuga: 18 700 kg.
Frecuencia de vibración: 1,825 VPM ( 30.4 Hz).
Dimensiones del tambor: 142 cm; ancho = 213 cm; espesor = 2.5 cm.
b)
Compactador Intermedio 2 (Muller VAP-70)
Peso total: 9,300 kg. Fuerza centrífuga: 21 000 kg.
Frecuencia de vibración 1,150 a 1,500 VPM (19.1 a 25.0 Hz).
Dimensiones del tambor: 150 cm; ancho = 214 cm.
c)
Compactador Pesado (Ingersoll-Rand SP-65)
Peso total: 21,100 kg. Fuerza centrífuga: 40,000 kg.
Frecuencia de vibración: 1,400 VPM (23.3 Hz).
Dimensiones del tambor: 152 cm; ancho = 254 cm; espesor = 5.0 cm.
10.3.2 Evaluación de las técnicas de control
Descripción. La prueba preliminar PC-1, efectuada para evaluar la metodología y
entrenar al personal en el empleo del equipo y sistemas de medición, se realizó en un
sitio de 25 x 25 m, en el lado izquierdo del dique; el material se compactó con 15 pasadas
del rodillo SP-65, sin agregar agua de humedecimiento.
Sondeo de cono. Se hicieron 5 sondeos hasta 4.5 m de profundidad antes de la
compactación (P1 a P5) y otros 4 posteriormente a la compactación, ubicados como se
señala en la Fig. 10.2.
Resultados de prueba. Durante la compactación se observó que el rodillo ligero VAP-70
dejaba una superficie lisa y aparentemente compacta, en la que no pudo operar
satisfactoriamente el rodillo pesado SP-65, incluso fue necesario jalarlo con un tractor
lográndose hacer 15 pasadas, pero fue evidente que trabajó inadecuadamente.
166
El Cono en la Exploración Geotécnica
Tabla 10.1 Programa inicial de pruebas de compactación
Objetivo de Prueba
Evaluación de la
Influencia del tiempo de
Influencia del número de
Influencia del número de
H
T
N
PC-1
-
-
-
PC-2
PC-3
-
1
1
1
1
3
X
5
PC-4
1
X
15
-
2
2
X
X
5
10
PC-5
2
X
15
Espesor del terraplén de arena
Tiempo de humedecimiento
Número de pasadas del compactador SP-65
Tiempo que puede ser 1 ó 3 hrs
4
C
L
1
Se hizo con 10,15 y 20 pasadas
Se hizo con 10,15 y 20 pasadas
Suprimida *
Sólo se determinó la condición
Suprimida *
Suprimida *
Sólo se determinó la condición
* Pruebas suprimidas después de
realizar las pruebas PC-2 y 3
Control compactación
0
P1
P4
P1A
PA6
P2A
Para ensayar equipo y técnica
20
5
15
Comentario
P3
P7
Orilla del
terraplén
1
Profundidad z, m
H
T
N
X
Prueba
Arena
compactada
P5
P2
2
3
5
Eje del dique
Antes de la compactación
4
0
25
50
75
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
Dimensiones en m
Condición inicial P2
8 Pasadas P2A
Después de la compactación
Fig. 10.2 Croquis de localización de la
prueba PC-1
Aclaración:
El material perdió
Compacidad
Fig 10.3 Pruebas P2 y P2A
En la Fig 10.3 se presentan los sondeos para la prueba SP-2 antes y después de la
compactación, que demuestran que los resultados fueron muy pobres y que es
indispensable el humedecimiento previo; por otra parte, sin embargo, esta prueba
confirmó que las mediciones con cono eléctrico detectan con precisión los cambios de
compacidad que induce la compactación en las arenas.
167
10.3.3 Influencia del tiempo de humedecimiento
Descripción. Para definir la influencia del tiempo de humedecimiento se hicieron dos
pruebas: PC-2 y PC-3 (Tabla 10.1), con tramos de prueba de 12 x 15 m (Fig. 10.4) y espesor
de arena H = 1 m; el humedecimiento de la arena se logró manteniendo un tirante de
aproximadamente 3 cm durante los dos tiempos preseleccionados: 1 y 3 horas. La
compactación se hizo pasando inicialmente el rodillo VAP-70, hasta mejorar la superficie
con 10 pasadas y después se compactó con el rodillo SP-65, dando otras 10 pasadas, a
continuación se dieron otros dos ciclos de 5 pasadas (15 y 20 en total).
N
Sondeos de cono. Se realizaron los 10 sondeos de cono que se indican en la Fig. 10.4
(identificados como SP-10 a 19), hasta 3.2 m de profundidad, para definir la compacidad
inicial del depósito de arena. Las Figs. 10.5 y 10.6 muestran dos de los sondeos centrales,
marcando con línea llena la condición inicial. Después de cada etapa de compactación se
hicieron nuevos sondeos, en puntos cercanos a los iniciales, para definir de esta manera el
efecto de aplicar 10, 15 y 20 pasadas.
Resultados de las pruebas. El sondeo SP-11
(Fig. 10.5) corresponde con el tramo
compactado con tiempo de humedecimiento
de una hora, mientras que el sondeo SP-16
(Fig. 10.6) corresponde con el tramo
humedecido durante 3 horas. La
comparación de las figuras permite concluir
que esos tiempos de humedecimiento
tienen la misma influencia, con lo que esta
variable resulta poco significativa para
tiempos mayores de una hora. En cambio,
en los sondeos de ambos tramos de prueba
surge claramente que la resistencia inicial
es del orden de 35 kg/cm2 y que, después de
15 pasadas, se logra una resistencia de 60
2
kg/cm ; también se observa que al
aumentar el número de pasadas ya no se
incrementa la compacidad.
H=2.0m
12.0m
T=3 hr
20
18
50m (tipo)
23
21
24
19
50m (tipo)
PC-4
22
15
15.0m
16
PC-3
T=1 hr
H=1.0m
12
25
28
17
26
29
14
Sondeo de cono (sp)
13
16.0m
10
27
PC-5
11
PC-2
9
8
1.0m
PV-1
Fig. 10.4 Identificación de los sondeos de las
pruebas PC-2 a 5 y PV-1
Pesos volumétricos. En estos tramos de prueba se hicieron calas cercanas a los 6 sondeos
de cono, para determinar los pesos volumétricos secos de la arena; el nivel fréatico limitó la
profundidad de las mediciones a menos de un metro. Los valores medidos, así como los
porcentajes de compactación se resumen en la Tabla 10.2; los pesos volumétricos medidos
muestran la tendencia a disminuir con la profundidad, pero no se pueden correlacionar con
la resistencia de punta, porque corresponden con la profundidad a la que el cono no es
confiable (40 cm). Como esta limitación se presenta también en el control de la
compactación, se hizo necesario hacer las pruebas de compacidad relativa que se describen
en el inciso 10.4.
168
El Cono en la Exploración Geotécnica
Tabla 10.2 Pesos Volumétricos de los Tramos PC-2 y PC-3
Tramo
Sondeo
Prof. (m)
D
SP-10
w
0.13
1.63
14.3
Tramo
Sondeo
Prof. (m)
0.13
D
1.55
D
99
1.74
SP-16
w
24.2
PC-2
SP-11
w
94
D
1.78
13.8
PC-3
SP-17
w
14.9
SP - Sondeo de cono
 D - Peso volumétrico seco en ton/m3
Control compactación
106
1.82
13.8
111
SP-18
w
%
11.1
111
%
109
D
1.81
%
Control compactación
0
1
1
Condición
inicial
Profundidad z, m
Profundidad z, m
D
w - Humedad en %
% - Porcentaje de compactación
0
10 pasadas
2
15 pasadas
20 pasadas
Tiempo de
saturación: 1 hora
3
4
0
%
SP-12
w
25
50
Resistencia de punta qc
Condición
inicial
10 pasadas
2
15 pasadas
20 pasadas
Tiempo de
saturación: 3 hora
3
4
0
75
(kg/cm 2 )
25
Resistencia de punta qc
Fig. 10.5 Prueba SP-11
75
50
(kg/cm 2 )
Fig. 10.6 Prueba SP-16
Penetrómetro manual. Este dispositivo, desarrollado por el USBR, se ensayó para evaluar
su aplicabilidad para el control de compactación superficial y complementar la
información que se obtiene con el cono eléctrico; en la Fig. 10.7 se consignan sus
características (Marsal, 1986) y en la Fig. 10.8 la información obtenida en los tramos CP-2
y CP-3. La revisión de estos datos hace evidente la utilidad que tendría este aparato para el
control de la compactación, como complemento en las determinaciones eficientes de los
pesos volumétricos.
169
73.30 cm
Bronce
Resorte calibrado
A B C
D EFG
A=5.0 cm²
Acero
A' B' C'
Madera
Acero
A=2.0 cm²
Tubería
galvanizada
D' E' F' G'
Aluminio
Bronce
A=1.0 cm²
12 345 6 7 8
Escala graduada
A=0.2 cm²
Corte B-B'
Corte C-C'
Corte D-D'
Corte G-G'
Corte F-F'
4.0
0.
8L
Corte C-C'
2.0
F=
Corte A-A'
Lectura L
6.0
0
012
5
10cm
2.0
4.0
Fuerza F, kg
Fig. 10.7 Penetrómetro portátil USBR
Tramo de prueba Nº 2
Tramo de prueba Nº 3
12
12
14
14
18
22
12
15
12
27
30
30
27
30
25
30
30
16
7
30
30
30
30
26
30
30
30
30
29
20
2.5m
30
26
24
26
18
18
24
30
26
25
30
30
24
20
17
18
10
6
24
26
29
29
14
13
11
14
4
13
20
16
13
17
19
2.5m
Rp >30
20<Rp <30
Marca
3.Ø
R <20
Rp Resistencia a la penetración
en kg/cm ²
Nota: En la prueba se utilizó una punta de
1.6 cm de diámetro (A=2.0 cm2) y
se le hizo penetrar 3 diámetros Ø
(4.8 cm)
Ø
Fig. 10.8 Control de la compactación con penetrómetro manual
170
El Cono en la Exploración Geotécnica
10.3.4 Espesor compactado
Descripción. Para conocer la profundidad a la que el rodillo vibratorio pesado (SP-65)
puede compactar, se propuso hacer dos pruebas en capas de arena de 1 y 2 metros (Tabla
10.1) y comparar las resistencias de punta que pudieran lograrse. Es importante destacar
que este problema ha sido investigado en dos casos muy similares a los aquí descritos
(Schmertmann, 1970) y, en uno de ellos, Schmertmann concluye que con los rodillos
vibratorios pesados se pueden compactar arenas en estratos de más de 2 m de espesor.
Para estudiar este aspecto se prepararon los tramos PC-4 y PC-5 (Fig. 10.4), donde se
realizaron cinco sondeos de cono para definir las condiciones iniciales de cada sitio; los
sondeos centrales SP-21 y 26 (Figs. 10.9 y 10.10) son representativos de cada uno de los
sitios con espesor de arena de 1 y 2 m respectivamente.
Interpretación de sondeos. En estos dos sondeos se midieron resistencias iniciales de
2
punta entre 45 y 55 kg/cm , que implicaban un efecto de compactación previa,
seguramente resultado del proceso de depositación del material; como esta condición de
compactación inicial oscurecería la influencia del rodillo vibratorio, se decidió no
continuar con esta prueba; después se comprobó que la influencia de compactación era de
Control compactación
0
1
1
Condición
inicial
2
Espesor del
terraplén: 1 m
3
4
Profundidad z, m
Profundidad z, m
Control compactación
0
2
25
50
75
Resistencia de punta qc (kg/cm 2 )
0
25
50
75
Resistencia de punta qc (kg/cm 2 )
Fig. 10.9 Prueba SP-21
10.4
Espesor del
terraplén: 2 m
3
4
0
Condición
inicial
Fig. 10.10 Prueba SP-26
DETERMINACIÓN DE LA COMPACIDAD RELATIVA
10.4.1 Objetivo
La incertidumbre de la correlación entre la resistencia del cono eléctrico qc y el peso
volumétrico seco gs obtenido de las calas, hizo necesario realizar pruebas que permitieron
una correlación confiable, al menos, de los estados suelto y compacto.
171
10.4.2 Condiciones de compacidad
En las pruebas de campo se intentó reproducir las condiciones extremas de compacidad en
condiciones de saturación y drenadas, como se muestra en el siguiente diagrama:
Bajo agua
SUELTA
Drenada
ARENA
Bajo agua
COMPACTA
Drenada
40
Condición suelta. Se logró
sedimentando gradualmente la arena
en el recipiente de la Fig 10.11, bajo dos
condiciones: a) con flujo ascendente de
agua, que aunque lento permitió
eliminar las partículas más finas, y b)
sin flujo alguno de agua, que generaba
un espécimen con finos.
Cono de
depositación
Compuerta
de control
30
Tirante de las pruebas
depositadas bajo flujo
15
10
5
Operacion de
la valvula
x
Condición compacta. Se logró vibrando
el recipiente colocando la arena en
capas de 20 cm de espesor, vibrándolas
durante 4 minutos con un vibrador
pesado para concreto; se comprobó que
tiempos mayores de vibrado no sólo no
incrementan la compacidad, sino hasta
la reducían. Se intentó también
compactar con varillado, pero no
funcionó satisfactoriamente; las
muestras ensayadas eran con finos y
lavadas.
60
Espécimen compactado
Estanco
Flujo
ascendente
Drenaje
Cilindro de acero,
de 60 cm de
diámetro
Malla
20
Filtro arena gruesa
(3-7 mm)
3/4" Ø
Válvula
60
Acotaciones en centímetros
Fig 10.11 Recipiente para pruebas
de compacidad
10.4.3 Resultados obtenidos
Mediciones experimentales. En la Fig 10.12 se muestran los resultados obtenidos con estos
especímenes de 60 cm de diámetro y 50 cm de altura y en la Tabla 10.3 se expresan
numéricamente.
172
El Cono en la Exploración Geotécnica
z
cm
0
40
qc
120 1600
80
s
qc
z
cm
0
1800
40
80
s
120 1600
CA-4
CA-5
CA-3
20
20
Drenada
20
40
60
40
60
60
a) Arena compacta
qc
5
10
15
s
1400
20
z
cm
0
1600
CA-2
60 Saturada
20
CA-1
15
s
1400
1600
CA-7
CA-7
20
Saturada
40
40
40
60
60
60
b) Arena suelta
CA-8
b) Arena suelta
A) Resistencia a la penetración en arena sin finos
Tramo significativo
10
CA-8
Drenada
20
CA-1
qc
5
CA-2
Drenada
40
CA-6
40
a) Arena compacta
z
cm
0
Drenada
CA-4
Saturada
60
20
CA-6
CA-5
Saturada
40
1800
B) Resistencia a la penetración en arena con finos
q c Resistencia de punta
en kg/cm 2
Z Profundidad, cm
s Peso volumétrico
2
seco en kg/m
Fig 10.12 Pruebas de compacidad de las arenas
Tabla 10.3 Pr uebas de compacidad
Condición de la ar ena
Suelt a
Sin finos
Con finos
Compact a
Sin finos
Con finos
No dr enada
Dr enada
No dr enada
Dr enada
No dr enada
Dr enada
No dr enada
Dr enada
qc en kg/cm²
2.4 – 3.9
8.0 – 9.4
2.3 – 2.7
6.9 – 7.2
63 – 78
98 – 116
65 – 83
84 – 89
Conclusiones. Con estas pruebas se demuestra que las arenas con finos tienen un estado
2
compacto cuando alcanzan una resistencia de punta mayor de 83 kg/cm y que por ello el
2
valor de 60 kg/cm de los tramos de prueba, corresponde a una arena de compacidad
relativa del orden del 72%.
173
10.5
CONTROL DE COMPACTACIÓN
10.5.1 Alcance
Como el control convencional mediante la comparación de pesos volumétricos no pudo
aplicarse en este caso porque el nivel freático impidió su ejecución, se propuso adoptar un
criterio basado en la información obtenida con el cono eléctrico, definiendo por correlación
la compacidad relativa.
10.5.2 Criterio de control
Compacidad admisible. Este parámetro se debe definir con base en el comportamiento de
las arenas observado mediante pruebas triaxiales de laboratorio, que en el caso de
regiones sísmicas deberán ser del tipo de carga cíclica.
Correlación entre compacidad y resistencia de punta. Una vez definida la compacidad
admisible, se determina la correspondiente resistencia de punta con ayuda de la Fig 10.1
complementada con pruebas de campo como las mencionadas en el inciso anterior. En el
2
caso descrito, la condición densa se alcanza con una resistencia de punta de 60 kg/cm , que
corresponde con una compacidad relativa del orden del 72 %.
Marco de referencia. Los varios cientos de pruebas de cono realizadas se clasificaron en las
formas típicas de la Fig 10.13, que se deben enmarcar con las siguientes referencias:
a)
En la gráfica de variación de resistencia de punta del cono se identifica el contacto
arena-suelo natural, (punto P), para definir el espesor de la arena colocada (OP = e).
2
b)
En la vertical de referencia (AA para qc = 60 kg/cm ) se identifica el punto S a 40 cm
por debajo de la superficie y el punto I a 40 cm por arriba del contacto arena-suelo
natural.
c)
Se trazan las tangentes de referencia superior e inferior (OS y PI
respectivamente).
10.5.3 Criterio de aceptación
En la Fig 10.13 se identifican los casos de buena y mala compactación, cuando quedan
dentro o fuera del marco de referencia propuesto.
10.5.4 Secciones de control de compactación
Objetivo. Determinar la compacidad de la arena en secciones transversales del terraplén,
para asegurarse que se logró el nivel especificado.
Técnicas de medición. Consiste en realizar series de sondeos de cono eléctrico, cuya
interpretación se ajusta a los comentarios anteriores.
174
El Cono en la Exploración Geotécnica
Resistencia de punta q c kg/cm 2
q c kg/cm 2
0
20
40
60
A
S
80
100
0
60
S
40 cm
100 0
60
S
I
Z, m
A
I
P
2
40 cm
B
4
0
Profundidad, m
F
Tangentes inferiores posibles,
dependiendo del valor de "e"
A'
3
I
2
e
1
100
a) Criterio de control de la compactación
con el cono eléctrico
60
S
100 0
60
S
100
I
I
2
C
D
4
OP=e
A-A'
OS
Espesor de la plataforma de arena en cierto punto
100 0
60
S
Tangente superior de la curva admisible de
resistencia de punta
60
S
100
I
I
2
PI
Tangente inferior de la curva admisible de
resistencia de punta
S
Punto superior de referencia localizado a 40 cm
abajo de A
I
0
Linea de referencia, (qc =60kg/cm 2 )
F
E
4
b) Ejemplo de la compactación en un tramo
de plataforma de 1.7 m de espesor
Punto inferior de referencia localizado a 40 cm
arriba de F
A y B casos admisibles, C a F no admisibles
Fig 10.13 Control de compactación
Ejemplo de medición. Es interesante mencionar que en la sección de control (Fig 10.14), los
vehículos de carga transitaron principalmente por el lado izquierdo del terraplén y por tal
razón el punto (2) resultó considerablemente mejor compactado que los otros; también la
sección muestra que en las orillas queda una parte de menor compacidad, por la falta de
confinamiento. Estas observaciones llevaron a la decisión de controlar el tránsito de
vehículos en todo el ancho del terraplén, para aprovechar su efecto compactador.
Z 0
(m)
40
80
0
40
80
120 160
0
40
80
120 160 0
1
1
2
2
3
3
1
4
Z
(m)
120 160
0
40
80
120 160
3
2
qc
(kg/cm 2 )
1 2
3
80
120 160
4
45
40m
DIQUE OTAPAN
Control de compactación
5
4
40
Sondeo: CC-20 Cadenamiento:
Fecha: 19/Xl/86
4+400
Fig. 10.14 Sondeo CC-20
175
qc
(kg/cm 2 )
10.6
ESPESOR DEL TERRAPLÉN
10.6.1 Técnica de determinación
La formación de terraplenes en suelos blandos implica el desarrollo de asentamientos y de
penetración del material aportado, haciendo incierta la determinación del espesor del
terraplén, cuando se pretende definirlo sólo con mediciones topográficas; por ello se ha
desarrollado la técnica indirecta que consiste en deducir el espesor del terraplén a partir
de sondeos de cono (Schmertmann, 1977).
10.6.2 Ejemplo de aplicación
Sondeos de correlación. Para definir el espesor del terraplén o plataforma ya construído,
fueron seleccionados 33 puntos en el terraplén estudiado, en cada uno de los cuales se
programó efectuar una exploración directa, para observar el contacto entre el material
compactado con el terreno natural y medir el espesor real de terraplén; también se hicieron
sondeos de cono para determinar indirectamente ese mismo espesor. En 30 de los sitios fue
posible efectuar las dos mediciones y en los 3 restantes el cono no pudo penetrar en el
terraplén por la compacidad alcanzada.
Interpretación estadística. Manejando estadísticamente esta información, se obtiene con
regresión lineal la ecuación de una recta que representa la correlación entre los dos
conjuntos de valores. En la Fig 10.15 se muestra gráficamente la recta, cuya ecuación es:
10.2
hr  1.23hc  0.44
en donde hc es el espesor del terraplén, estimado mediante un sondeo de cono eléctrico, y hr
es el espesor aproximado del terraplén, el cual resultará un poco menor o ligeramente
mayor que el verdadero, con tendencia a compensarse con el promedio de las mediciones.
Debe aclararse que esta expresión será aplicable sólo al tramo de terraplén explorado.
h c 2.50
(m)
27 enero 87
2.50
2.00
hr = 1.23 hc -0.44
h r Espesor observado
en calas
h c Espesor estimado
con el cono
1.50
1.00
1.00
1.50
2.00
2.50
3.00
Fig. 10.15 Regresión lineal del espesor del terraplén
176
hr (m)
El Cono en la Exploración Geotécnica
10.7
CONCLUSIONES SOBRE LA COMPACTACIÓN DE ARENAS
Las condiciones del material del dique estudiado, construido con arena de dragado en
buena parte colocada bajo agua, imposibilitaron la adopción de los métodos convencionales
de control de compactación; por ello se hizo necesario recurrir al empleo del cono eléctrico,
que demostró ser una herramienta útil y eficiente para este propósito.
10.8
CONTROL DE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA DE ALUVIONES
10.8.1 Antecedentes.
La exploración geotécnica de un sitio para la construcción de una presa detectó la
presencia de materiales aluviales hasta de 50 m de espesor, además de la susceptibilidad
de los primeros 15 m a sufrir asentamientos y hasta una eventual licuación, como
consecuencia de un movimiento sísmico. Para eliminar este riesgo se realizó un programa
de compactación dinámica que permitiera incrementar la densidad relativa de los
materiales sueltos, llevando el control mediante un cono dinámico, así como con algunas
pruebas de cono Sermes y presiómetro Menard.
10.8.2 Procedimiento de compactación
Se utilizaron dos equipos de compactación a) un trípode autopropulsado capaz de levantar
una masa rectangular de acero, de 2.5 x 2.5 m y 37 ton de peso, a una altura de caída de 27
m y b) una grúa convencional que operaba otra masa de acero de 2 x 2 m y 15 ton de peso con
una altura de caída de 20 m.
10.8.3 Metodología experimental
Inicialmente se consideró que el control del proceso de compactación dinámica se podría
hacer con la ayuda de sondeos convencionales de penetración estándar, realizados por
parejas, antes y después del tratamiento; sin embargo, la lentitud con la que se hace este
tipo de sondeos, hizo evidente la necesidad de adoptar el cono dinámico como una mejor
alternativa de control.
10.9
SONDEOS PREVIOS Y POSTERIORES A LA COMPACTACIÓN
El supervisor del proyecto realizó 35 pares de sondeos dinámicos previos y posteriores a la
compactación; mientras que el contratista hizo algunos sondeos SERMES y de
presiómetro Menard.
10.9.1 Sondeos de cono dinámico
Estos sondeos se hicieron con conos de 60° de ángulo de ataque, 6 cm de diámetro y 0.5 cm
de tramo recto; fueron hincados con barras BX generosamente engrasado su exterior para
reducir la fricción lateral. La energía de hincado fue igual a la de la penetración estándar
(masa de 64 kg y 75 cm de caída); durante la prueba se registró el número de golpes
necesario para penetrar incrementos de 10 cm.
177
Se realizaron también 3 sondeos de penetración estándar para definir un patrón de
correlación; en la Fig 10.16 se muestra uno de esos sondeos junto con otro muy cercano de
cono dinámico, en el que se dibujó el número de golpes necesario para penetrar 20 cm. La
similitud de estas gráficas y la notable rapidez de ejecución de los sondeos de cono
justificaron la adopción de este último para controlar el proceso de compactación (Santoyo,
E. et al, 1982).
Penetración estándar
0
a
Espiral
Arena fina limosa café
Arcilla café
Grava con arena media
5
5
Lodo bentonítico
Sondeo B-2
El chorro de
agua de la
broca tricónica 10
erosionó el
suelo
Arena fina a media gris verdosa
Profundidad, m
b
4.0
Arena media café con grava
Arena media gris
Grava gris con arena gruesa
10
Cono dinámico
0
Arena gruesa gris con
grava con boleos
Grava media gris con arena
15
15
Sondeo A-1
20
Grava gris con arena
media y boleos
20
20.8
25
25
0
25
50
0
25
50
75
No. de golpes (20 cm)
Fig. 10.16 Correlación gráfica entre los sondeos de penetración estándar y cono dinámico
La correlación entre los 3 sondeos de penetración estándar y sus correspondientes de cono
dinámico, permitió definir los siguientes factores de correlación.
Tabla 10.4 Factores de Correlación
Suelo
Número de golpes para
N s / Nc
Ns
Arena limosa
2.0
Arena con grava
1.3
En la Fig. 10.17 se muestran dos ejemplos típicos de los 35 pares de sondeos de cono de
antes y después, con separación del orden de 2 m; la profundidad a la que la densificación
se incrementa es muy variable de un punto a otro. En la mayoría de los sondeos se advierte
un relleno superficial de 2 a 4 m de espesor, que tiene una resistencia a la penetración
178
El Cono en la Exploración Geotécnica
mayor de 75 golpes; en cambio en el subsuelo natural tiene valores tan bajos como 3 golpes
que se incrementan gradualmente con la profundidad. La revisión estadística de los 35
sondeos permitió demostrar que se incrementó la densidad del suelo a una profundidad de
11.6 m con desviación estándar de 2.1 m.
Resistencia dinámica aparente, kg/cm 2
0
5
20
50 100 200
500 1000
Sondeo D-42
10
0
15
Profundidad, m
Profundidad, m
10
0
5
21
0
25
50
No. de golpes
75
Profundidad, m
5
Sondeo D-33
10
5
10
15
20
0
25
50
75
No. de golpes
15
Antes de la compactación
Después de la compactación
Número de golpes en exceso de 75
Antes de la compactación
Después de la compactación
Fig. 10.17 Comparación de sondeos de cono
dinámico antes y después de de la compactación
Fig. 10.18 Resistencia dinámica media
determinada con el cono SERMES
10.9.2 Sondeos con cono SERMES
El contratista realizó 4 sondeos de este tipo previos a la compactación y 11 posteriores; la
información de todos ellos se recopiló en la Fig. 10.18. Como la ubicación de los sondeos de
antes y después no coincidió y se presentan juntos sondeos muy alejados entre sí, la
erraticidad de los suelos influye en los resultados. La interpretación de esta figura conlleva
a admitir que la compactación dinámica alcanza por lo menos 15 m de profundidad; sin
embargo, las incertidumbres planteadas hacen muy incierta esta conclusión.
10.9.3 Sondeos con presiómetro Menard
El contratista también realizó 8 sondeos con presiómetro previos a la compactación y 3
posteriores a ella; la Fig. 10.19 muestra un par de estos sondeos, situados a 6.4 m de
distancia uno de otro, y en la Fig. 10.20 se presentan las curvas medias de todos estos
sondeos. La Fig 10.18 muestra que no queda bien definida la influencia de la compactación
dinámica, mientras que en la Fig. 10.20 la curva de presión límite (Pl) muestra un claro
incremento hasta de 9 m de profundidad, en cambio las curvas de módulos de deformación
(E) no detectan ningún cambio.
179
Módulo de deformación E,
kg/cm2
0
50
100
150
0
10
5
10
15
20
0
Profundidad, m
Profundidad, m
0
Módulo de deformación E,
kg/cm2
Presión límite P , kg/cm 2
50
100
150
0
0
5
5
10
10
10
15
15
15
5
5
10
15
Antes de la compactación
Después de la compactación
5
10
15
20
Antes de la compactación
Después de la compactación
Fig. 10.19 Comparación de dos sondeos
cercanos realizados con
penetrómetro Menard
10.10
0
Presión límite P , kg/cm 2
Fig. 10.20 Comparación de las propiedades
medias determinadas con el presiómetro
PROFUNDIDAD DE INFLUENCIA
La profundidad de influencia de compactación dinámica fue primeramente estudiada por
Menard y Brosier (Menard, et al. 1975), quienes propusieron la siguiente expresión:
10.3
z  mh
donde
m
Masa del bloque compactador, ton
h
Altura de caída, m
z
Profundidad de influencia, m
Para el caso en estudio, con la masa de 37 ton y altura de caída de 27 m la profundidad de
influencia debió ser de 32 m; comparando este valor con el de 11.6 determinado con el cono,
se concluye que la expresión anterior se debe modificar a:
z 
10.4
mh
donde el coeficiente de influencia a es de 0.37 .
En la Tabla 10.5 se resume la experiencia de varios autores que han estudiado este
procedimiento constructivo y que también concluyen que el coeficiente siempre es menor
que 1.
180
El Cono en la Exploración Geotécnica
TABLA 10.5 Coeficientes de influencia
Autor
Manard y Brosie
Referencia
Menard, L. y Brosie, 1975
Lukas, R. G., 1980
Ramaswamy, S. D., 1981
Bhandari, R. K. M., 1981
Charles, J. A., 1981
Santoyo, E. y Fuentes de la rosa A., 1982

1.0
*Valores calculados de los datos presentados en la referencias indicadas.
10.11
UNIFORMIDAD DE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA
Para asegurarse del grado de uniformidad alcanzado por la compactación dinámica se
hicieron 8 sondeos después de la compactación, 3 de ellos fuera de los cráteres que dejan los
impactos de la masa (Fig. 10.21); la comparación gráfica de los sondeos de la Fig. 10.22
permite advertir que el estrato suelto de arena virtualmente ha desaparecido alcanzando
el material mayor uniformidad, aun en puntos alejados del impacto.
20.0 m
DC-42
DC-Y
DC-X
DC-43
DC-X DC-42
DC-Z
DC-S
10.0 m
0
5.5 m Ø
DC-U
37 ton (masa)
27 m (caída)
3.7 m Ø
15 ton (masa)
20 m (caída)
A
DC-V
A
Profundidad, m
5
10
DC-43
DC-Y
20
1.6 m
0
25
50
DC-S
75 0
DC-S
25
50
75
Número de golpes
0.8 m
0.9 m Ø
Sondeos
DC-43, S y U
15
0.9 m Ø
DC Pruebas de
cono dinámico
Cráter
Sondeos
DC-42, X y Y
0.9 m Ø
Sección recta A-A
Fig. 10.21 Arreglo típico de un módulo
de tratamiento
Fig. 10.22 Correlación gráfica de sondeos
después de la compactación
10.12 CONCLUSIONES SOBRE LA COMPACTACIÓN DINÁMICA
Las pruebas de cono dinámico permitieron la determinación confiable de la profundidad de
influencia de la compactación dinámica.
La profundidad media de influencia a la que se incrementa la densidad relativa resultó de
11.6 m; siendo este valor 63% menor que el propuesto por Menard.
Las pruebas de cono demostraron que la densidad relativa del depósito de aluvión
aumentó, y que alcanzó una cierta uniformidad.
181
182
El Cono en la Exploración Geotécnica
11
11.1
CUIDADOS Y ERRORES CON
EL CONO ELÉCTRICO
INTRODUCCIÓN
El sondeo de cono eléctrico, más que un método de exploración, es una técnica de medición
directa; por lo tanto, es importante obtener resultados con suficiente precisión, para que la
interpretación estratigráfica, y las correlaciones con los parámetros de resistencia al corte
y de deformabilidad sean confiables. Para este fin, se requiere ejecutar la prueba con el
debido cuidado, siguiendo las reglas que se describen en este capítulo, evitando los errores
inducidos por operaciones incorrectas, así como detectando y corrigiendo a tiempo las
deficiencias de los sistemas de medición e hincado.
11.2
EQUIPO NECESARIO PARA LA PRUEBA
El equipo que se necesita para realizar un sondeo de cono se puede dividir en las tres partes
siguientes:
Sistema electrónico. Compuesto por el cono y
la consola (Fig. 11.1). El primero
instrumentado con deformómetros
eléctricos (Strain gages) es la parte de
medición, como se explicó en el Capítulo 2.
La consola es la parte electrónica que recibe
las señales del cono, las traduce a lecturas
de fuerza y las muestra en sus pantallas.
Cono eléctrico
Consola
Sistema para el hincado. En principio es
suficiente contar con una perforadora
implementada con un gato hidráulico que Fig. 11.1 Cono eléctrico y consola de lecturas
permita aplicar las presiones necesarias
para hincar el cono; es conveniente instalar un manómetro a la máquina para medir la
presión total ejercida. En sitios donde el subsuelo está estratificado con lentes duros que
puedan impedir la penetración del cono, sea por las limitaciones de la capacidad del mismo
cono o de los gatos de presión, se deben utilizar máquinas con perforación rotatoria, para
garantizar que el sondeo llegue a la profundidad de exploración deseada.
Accesorios de conexión. Son las piezas necesarias que unen el cono y la máquina
perforadora, comprenden las barras huecas con coples, que se necesitan para empuje y
extracción. Las barras pueden ser de cualquier diámetro usual en perforación (ver Tabla
2.2); las de diámetro grande son más rígidas y permiten aplicar mayor presión con menor
riesgo de pandeo, pero tienen la desventaja de que la fricción desarrollada en su fuste es
mayor, por lo tanto requieren máquinas más potentes. Las barras de menor diámetro, en
183
cambio, son fáciles de manejar durante la ejecución; la experiencia en la Cd. de México
demuestra que las barras EW de 3.5 cm de diámetro y 1.0 m. de longitud constituyen una
solución muy práctica.
11.3
PREPARACIÓN PREVIA
Las siguientes preparaciones facilitarán las operaciones y control durante la ejecución del
sondeo:
a)
Se instala la máquina perforadora en el punto preciso donde se desea explorar,
comprobando que al conectar las barras, queden verticales.
b)
Para máquinas ligeras cuyo peso total sea del orden o menor que la fuerza máxima
que se estima necesita durante la ejecución, se debe aplicar un lastre o anclaje que
sea capaz de proporcionar la reacción necesaria. La capacidad del anclaje se debe
comprobar empujando las barras apoyándolas sobre madera, sin conectar el cono.
c)
Se colocan las barras en posición horizontal, se comprueba que están rectas y las
cuerdas en buena condición. En el caso de encontrar barras defectuosas se deberán
sustituir.
d)
Se ordenan las barras colocando alternadamente en el mismo lado, la cuerda
interior y la exterior, de manera que pueda haber continuidad en la operación de
introducir el cable del cono, atravesando el hueco central de todas las barras.
Después se enumeran, respetando el orden en el que serán hincadas (Fig. 11.2).
e)
Se efectúa una limpieza cuidadosa del cono eléctrico, especialmente de las juntas
externas.
f)
Se coloca la consola bajo sombra y se conecta el cono respetando el código de
conexión; se revisa que ambas partes electrónicas funcionen normalmente, en caso
contrario se deberá cambiar la parte defectuosa.
g)
Se desconecta el cable de la consola,
se cubre el extremo descubierto de
éste
con cinta aislante y se introduce
atravesando todas las barras, para
conectarse nuevamente con la
consola. Es necesario dejar una
suficiente longitud de cable libre
entre las primeras dos barras (Fig.
11.2).
h)
Se observa la consola durante un
mínimo de 10 minutos hasta
comprobar que se estabilizan las
lecturas; se ajusta la lectura a
1
2
3
4
23
24
25 26
Cable para
la maniobra
184
Fig. 11.2 Preparación de barras y el cable
El Cono en la Exploración Geotécnica
cero,mediante el dispositivo de control de la consola; se observa unos minutos más
confirmar la estabilización. La máxima oscilación de
lectura debe ser 1 kg.
para
i)
Se verifica la reacción del conjunto cono-consola apoyando el cono conectado con la
primera barra; en la pantalla debe aparecer la lectura correspondiente al peso del
cono más la barra conectada. Al levantar la barra debe aparecer el cero en la
pantalla. Se repite varias veces el mismo procedimiento para asegurarse que el
conjunto electrónico reacciona correctamente (Fig. 11.3)
j)
Se regulariza la velocidad de hincado de la máquina a la velocidad estandarizada.
En la Ciudad de México es de 1 cm/seg.
Barra N° 1
Barra N° 2
Barra N° 3
Barra N° 4
Barra N° 26
Cono
Consola de
medición
Madera
Fig. 11.3 Revisión del funcionamiento del cono
Terminadas estas operaciones se encuentra en condición para realizar un buen sondeo.
Ejecución y control. Realizados los trabajos preparatorios la ejecución se vuelve sencilla:
consiste en empujar las barras para que el cono penetre en el suelo a una velocidad
constante estandarizada que podría ser algún valor entre 1 y 2 cm/seg y se anota la
resistencia a la penetración del cono a cierto intervalo de profundidad. La estandarización
de la velocidad de hincado tiene por objeto la comparación y estadística de datos, por lo que
185
se debe definir con base en la experiencia adquirida y en investigaciones realizadas sobre
la correlación entre esa resistencia con los parámetros de resistencia y compresibilidad. El
intervalo de medición se fija balanceando el grado de detalle que se requiere, el perfil
estratigráfico y el tiempo que requiere el ejecutor para observar y controlar las
operaciones. En México se optó la combinación de 1 cm/seg con lecturas de resistencia a
cada 10 cm de avance.
Para obtener la información de buena calidad, el supervisor de la ejecución debe cuidar los
siguientes aspectos:
a)
Las barras deben penetrar al terreno en posición vertical lo cual se puede verificar
con una niveleta manual o con una plomada.
b)
las
La profundidad anotada en el registro del sondeo debe concordar con el conteo de
barras.
c)
Las resistencias deben ser comparables con las registradas en sondeos cercanos y
acordes con el conocimiento y experiencia existente.
d)
está
En ningún caso deben ocurrir lecturas negativas en la consola mientras el cono
penetrando. (Sólo podrán admitirse durante la extracción del cono).
e)
En todas las operaciones se debe poner especial atención el cuidado y protección
del
cable, se debe evitar cualquier movimiento que pueda causar su maltrato,
tal como:
pisadas sobre él, humedecimiento por agua o lodo de perforación,
daños durante el
acoplamiento y desacoplamiento de las barras, tensado por el
movimiento de las
barras, etc.
f)
La velocidad de hincado debe ser verificada constantemente, midiendo el tiempo
con
un cronómetro. La verificación consiste en la longitud penetrada durante un
lapso
de no menor que un minuto, para así obtener la velocidad media de hincado
y
compararla con la velocidad estándar. La verificación se debe repetir
por lo menos a
cada 3 m.
g)
La carga registrada de la punta no debe sobrepasar 90% de la capacidad del cono,
este control se efectúa cuidando que en la pantalla no aparezcan lecturas mayores
que dicho valor.
h)
La fuerza aplicada para el hincado debe ser menor que la que causa pandeo en las
barras.
11.4
PROBLEMAS COMUNES Y SU CORRECCIÓN
Siguiendo el lineamiento indicado en los dos subcapítulos anteriores, se puede esperar un
sondeo de cono con buen resultado; sin embargo, no se ha eliminado la posibilidad de que se
presente algún error debido al propio sistema de cono o a alguna falla de preparación y
186
El Cono en la Exploración Geotécnica
ejecución.
Los problemas que se puedan presentar en un sondeo de cono deben ser detectados sobre la
marcha y corregidos a la brevedad posible; para ello es necesario tener un amplio
conocimiento del funcionamiento del sistema electrónico y de la perforadora, y contar con
información geotécnica de la zona. Los problemas comunes que se presentan, así como sus
medidas preventivas y correcciones son los siguientes:
11.4.1 Verticalidad de las barras
Problema. Al perder la verticalidad, la profundidad registrada con la longitud de las
barras resulta aparentemente mayor que la profundidad real del sondeo (Fig. 11.4).
0
Resistencia de punta, MN/m 2
20
30
10
40
50
5
Barras
10
Profundidad, m
15
20
Corregido
25
Cono
Registrado
30
35
40
Fig. 11.4 Medición con inclinómetro en un sondeo eléctrico (de Ruiter, 1981)
187
En la Fig. 11.5 se muestra un ejemplo del problema: se ejecutaron 4 sondeos en un mismo
predio dentro de la zona lacustre de la Cd de México, 3 de ellos mostraron una estratigrafía
similar; sin embargo, el último mostró una profundidad mayor de los lentes duros a partir
de 25.0 m. La interpretación resultó obvia, puesto que al pasar el lente duro de 25.0 m de
profundidad, el cono empezó a desviarse con cierta inclinación; pues si la diferencia la
hubiera causado la consolidación de la arcilla blanda, entonces las arcillas de los tres
sondeos tendrían mayor resistencia.
0
5
SC-4
10
SC-5
15
Profundidad, m
20
SC-3
25
55°
D1
30
30°
35
D2
60°
40
45
Sondeo inclinado
Corrección según los sondeos
del mismo predio
50
Supuesta trayectoria del cono
D1 =8.3m D2 =13.0m
55
0
5
10
15
Resistencia de punta qc (kg/cm 2 )
20
0
a) Sondeos confiables
5
10
15
Resistencia de punta qc (kg/cm 2 )
b) Sondeos inclinado
Fig. 11.5 Ejemplo de corrección de un sondeo inclinado
188
20
El Cono en la Exploración Geotécnica
Corrección. Existen por lo menos tres medidas correctivas:
a)
Implantar al cono eléctrico un inclinómetro que mida la inclinación del cono
durante todo el sondeo y corregir la profundidad calculando con base en los ángulos
medidos (Fig. 11.4).
b)
En caso de que la información obtenida sea suficiente para efectuar un reajuste de
la profundidad total de exploración, se podrá corregir la profundidad registrada,
cuando el ángulo de inclinación es pequeño. En la Fig. 11.5 se muestra la corrección
del sondeo desviado con tres ángulos de inclinación.
c)
En caso de que no se puedan tomar las medidas anteriores, sería necesario repetir
al menos la parte desviada del sondeo, haciendo una perforación guía.
11.4.2 Desajuste electrónico
0
Al intentar pasar lentes duros cuya
resistencia se aproxima o inclusive supera
la capacidad del cono, éste sufre una
deformación permanente y se desajusta el
origen (cero) de la celda, por lo que la
consola muestra las lecturas desfasadas,
incrementadas un número constante. En la
Fig 11.6 se muestra un sondeo con este tipo
de problema.
5
10
105
Resistencia desfasada
debida al desajuste
eléctrico
15
35
Problema. La velocidad de hincado durante
todo el sondeo debe ser constante y de una
magnitud estandarizada, ya que la
resistencia de la arcilla a la penetración de
la punta del cono es función de la velocidad
de hincado, y aumenta conforme aumenta
la velocidad. En la Ciudad de México, se ha
establecido una velocidad de 1 cm/seg. La
experiencia ha mostrado que para lecturas
a cada 10 cm, esta velocidad es cómoda para
que el operador tenga tiempo de observar y
controlar bien los movimientos y las
operaciones. En la Fig 11.7 se muestran
tres sondeos del mismo sitio con diferente
velocidad de hincado, para mostrar la
importancia de esta variable.
189
Profundidad z, m
55
11.4.3 Velocidad de hincado
20
SC-1
SC-2
25
105
30
40
35
>150
40
>150
45
0
5
10
15
Resistencia de punta qc (kg/cm 2 )
20
Fig. 11.6 Problema de desajuste electrónico
Corrección. El operador debe llevar un
cronómetro y estar verificando la velocidad
constantemente; si detecta una variación
debe reajustar la velocidad sobre la marcha
y anotar la velocidad real en la columna de
observaciones.
5
10
Problema. Las lecturas de la consola se
vuelven muy inestables, variando sin
lógica, brincando de valores muy pequeños
a muy grandes bruscamente y viceversa, o
bien desaparecen las lecturas en la
pantalla; esto puede atribuirse a que se
encuentre dañado el cable, o el propio cono.
Corrección. Extraer el cono y revisar los
cables; en caso de encontrar los daños,
repararlos y volver a ajustar la consola al
origen, verificar que el cono esté en buen
estado, probando que la consola indique la
lectura correcta al apoyar el cono
verticalmente. En caso de no encontrar
daños en el cable, puede ser que el cono esté
averiado y que requiera una reparación
mayor.
Profundidad, m
11.4.4 Lecturas inestables
15
B-1 0.57
B-2 0.32
B-3 2.00
Velocidad de
hincado cm/seg
20
25
30
0
5
10
15
qc , en kg/cm 2
Fig. 11.7 Influencia de velocidad de hincado
11.4.5 Deformación limitada de la junta
Problema. Durante la ejecución de un sondeo se introducen partículas duras (basta un
grano de arena) en la unión entre la punta del cono y la funda, o entre ésta y el cable,
limitando la capacidad de deformación de esas juntas, lo que puede dar como resultado que
las fuerzas registradas sean mucho menores que las reales, incluso con valores nulos o casi
nulos; las juntas deberán estar libres de restricciones del desplazamiento axial, para
garantizar que los deformómetros eléctricos registren las fuerzas del hincado.
En la Fig 11.8 se muestra un caso en el que al penetrar la costra superficial el cono quedó
registrando una carga aparente alta (curva A); posteriormente se repitió el sondeo y se
demostró que la resistencia confiable era menor (curva C). En la Fig 11.9 se muestra otro
caso real en el cual se había registrado una resistencia baja, incluso de valor prácticamente
nulo; sin embargo, al extraer el cono se encontró el error descrito.
Una manera de identificar este problema durante la ejecución del sondeo es detectando
incongruencias al estar comparando las lecturas de la consola con la presión aplicada de la
190
El Cono en la Exploración Geotécnica
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
0
5
10
15
20
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
0
220
73
5
10 0
5
10
5
5
A
Sondeo 43-F
cono eléctrico
Vel hin.= 1cm/seg
Profundidad, m
Profundidad, m
10
15
20
10
Sondeo 43-B
cono eléctrico
Vel hin.= 0.5cm/seg
15
31
20
25 C
30
26
30
25
30
35
44
114
114
Fig. 11.9 Comparación entre sondeo correcto
y otro desajustado
Fig. 11.8 Comparación de dos sondeos, uno
con carga aparente alta A y otro confiable C
máquina; esto es, cuando las lecturas de la consola indican una fuerza menor que la
presión medida en el manómetro del gato.
Corrección. Se deberá extraer el cono, revisar y anotar la limpieza en las juntas, volver a
verificar el funcionamiento del cono y repetir el sondeo o por lo menos el tramo de lecturas
equivocadas.
11.4.6 Humedad en el cono
Problema. En caso de que las juntas del cono no sean herméticas o de que los sellos fueran
destruidos durante el mismo sondeo, el agua penetra al cono y causa mal funcionamiento
de los deformómetros eléctricos. En este caso se observan lecturas ilógicas, incluso
negativas aunque el cono trabaje a compresión.
Corrección. Se debe abrir el cono y corregirlo por especialistas; cada vez que se abra el cono
se le debe calibrar.
191
11.4.7 Picos mínimos
0
Inmediatamente después de haber
atravesado un lente o estrato duro se
observa que la resistencia del cono
registrada en la consola se reduce,
frecuentemente a valores menores que el
normal y a veces hasta valores
prácticamente nulos (Fig 11.10).
5
10
120
15
Esto no requiere medidas correctivas en
campo sino simplemente se toma en cuenta
en la interpretación que el pico negativo no
corresponde a la resistencia real. Estos
picos negativos también ocurren durante
la extracción del cono, por las tensiones
que se desarrollan.
55
60
20
Profundidad, m
Este fenómeno no es realmente ningún
error de ejecución ni del sistema
electrónico, sino que al pasar el lente o
estrato duro, la fuerza de hincado aplicada
es mayor, así como la energía de
deformación acumulada en las barras y el
cono. Pasando el lente esa energía de
histérisis se libera convirtiéndose en
fuerza de hincado, que puede tener una
magnitud importante, y que combinada
con la velocidad resultante fractura la
arcilla; en este momento la punta del cono
pierde contacto con el suelo y no registra
resistencia (Fig 11.10).
25
Pico mínimo
Estrato duro
30
>150
35
40
40
Estrato duro 90
85
Pico mínimo
45
50
55
>150
0
5
10
15
20
Resistencia de punta q c (kg/cm 2 )
Fig. 11.10 Picos mínimos
11.4.8 Resumen
Los errores comentados se resumen en la Tabla 11.1. Es interesante notar de la tabla que
muchos de estos errores se pueden corregir con operaciones cuidadosas de preparación y
ejecución.
11.5
CAPACITACIÓN DEL OPERADOR Y SUPERVISIÓN
Capacitación del operador. El operador del equipo debe conocer los aspectos básicos del
cono, para asegurar que los detalles de la maniobra sean precisos y confiables; sobre todo
teniendo en mente que el cono es un aparato delicado que fácilmente puede ser dañado o
aún destruido.
192
El Cono en la Exploración Geotécnica
Tabla 11.1 Errores con el cono eléctrico
Error
No
Origen
Causa probable
Posición incorrecta
1
Pérdida de
Medidas correctivas
 Utilizar conos implementados
Operación
Mala calibración o
 Verificar la reacción del conjunto
Falta de
2
Operación
 Verificar la velocidad de hincado
Velocidad de
3
Desajuste de la
Operación
 Realizar una buena limpieza del
Pérdida total
4
Operación
Suciedad en las
 Antes de dar inicio al sondeo
Daños en los cables
5
Lecturas
Sistema
electrónico
Fenómeno normal
6
Picos
Operación
193
 Continuar el sondeo
11.6
COMENTARIOS
El ingeniero que recopile la información general durante la prueba debe conocer y hacer
cumplir todos los detalles descritos en este capítulo, para garantizar la confiabilidad de la
información obtenida. Conviene mencionar que uno de los objetivos fundamentales de esta
publicación es la de facilitar la labor de campo de los ingenieros.
194
El Cono en la Exploración Geotécnica
12
12.1
TÉCNICAS RECIENTES CON
CONO ELÉCTRICO
INTRODUCCIÓN
La utilidad que ha alcanzado el cono eléctrico, junto con las posibilidades de medición que
se le pueden incorporar, han despertado la creatividad de muchos especialistas de la
geotecnia y electrónica, tanto para aumentarle precisión como hacerlo capaz de medir
otras variables
12.2
DESCRIPCIÓN DE LOS CONOS DESARROLLADOS
12.2.1 Generalidades
La Tecnología actual permite hacer mediciones con el cono de las variables significativas
mencionadas en la Tabla 12.1
El cono más tradicional sólo es capaz de medir las resistencias de punta y fricción; sin
embargo, actualmente se considera convencional definir la relación de fricción, la
profundidad de medición y la inclinación del cono.
Por su parte el piezocono está convirtiéndose en una herramienta rutinaria; en cambio los
conos no convencionales todavía se consideran herramientas en vías de experimentación.
12.2.2 Medición de la resistencia de punta
Celda sensora. En el Capítulo 2 se describió con detalle la celda convencional
instrumentada con strain gages; conviene mencionar que algunos fabricantes europeos
también emplean cuerdas vibrantes y otros sensores de deformaciones pequeñas.
Tabla 12.1 Capacidades de medición del cono
1
Variables medidas
Resistencia de punta
Identificación
Cono eléctrico
6
7
Presión de poro
Velocidad de propagación de ondas
Piezocono
Conos no convencionales
195
Duo-cono. Este es un ingenioso dispositivo, desarrollado por la empresa Roctest (Roctest,
1988), que cuenta con dos celdas sensibles concéntricas de rango diferente; durante la
operación de este cono, cuando la primera celda alcanza su rango máximo (500 kg), la carga
se trasmite a la celda de mayor capacidad (1 000 kg) quedando la primera con una carga
constante igual a su rango máximo. Este arreglo en serie permite una precisión de 10
gr/cm2, que resulta excelente en suelos muy blandos, y de 20 gr/cm2para los suelos duros.
12.2.3 Medición de la resistencia de
fricción
En general todos los conos miden la
resistencia de fricción como se describe en el
Capítulo 2; el único avance reciente
consiste en sustituir los aro-sellos de
sección circular por otros de sección
cuadrada (quad-ring) como se ve en la Fig.
12.1, que supuestamente reducen la
fricción entre la funda y la celda. A pesar de
ello en suelos muy blandos la medición de
esta variable es poco confiable (de Beer et
al, 1988).
1 Sello hermético
para cable de 14
conductores
2 Geófono sísmico
Deformómetro
eléctrico para la
celda de punta 12
Sensor de
temperatura 11
Celda de presión 10
de piso
12.2.4 Relación de fricción
Esta variable que se define como el cociente
de la resistencia de fricción entre la de
punta, se calcula automáticamente con
ayuda del sistema electrónico de registro o
Anillo de
9
plástico
poroso
Sensor de
3 inclinaciones
4 Quad ring
5 Funda de
fricción
Deformómetro
6 eléctrico para la
celda de punta
7 Q-ring
8 Quad-ring
Fig 12.1 Características de un
cono multisensor
12.2.5 Profundidad de la medición
El control automático de la profundidad a la que se encuentra el cono se realiza con ayuda
de un medidor potenciométrico lineal de 1 m de longitud y 1 cm de precisión; esta regla
electrónica se instala en paralelo con el marco hidráulico de carga de suerte que, al
penetrar el cono, el cursor de referencia se mueve simultáneamente.
12.2.6 Inclinación con la vertical
La experiencia que se tiene en las pruebas de cono demuestra que, una vez que la punta
pierde la vertical, el cono sigue una trayectoria curva (Gillespie et al, 1981) que
eventualmente puede llegar hasta la horizontal en sondeos muy profundos. Esta condición
se puede desarrollar porque la columna de barras con las que se hinca el cono fácilmente
adopta un radio de curvatura de 15 m, que todavía se puede incrementar cuando algunas
de las uniones de la columna están desgastadas.
196
El Cono en la Exploración Geotécnica
La desviación de un cono normalmente se inicia cuando encuentra una capa dura, tal como
se ilustra en la Fig. 12.2, en la que se comparan dos sondeos: uno sin problemas de pérdida
de verticalidad y otro desviado a partir de 15 m de profundidad. En este último la
información se distorsiona porque la resistencia se disminuye y la profundidad a la que se
registran los lentes duros se incrementa.
El primer cono eléctrico capaz de
hacer mediciones de la presión de
poro fue desarrollado en 1930 por
el profesor Barentsen (Deleeuw,
Editor, 1985); sin embargo, su
empleo rutinario es muy
reciente, sobre todo acoplado a
un cono eléctrico convencional.
El elemento sensor de este
dispositivo es un “transducer” de
presión de muy baja
deformabilidad, usualmente de
0.1 mm³ para el rango total de
medición. En las figuras 12.1 y
12.3 se muestra la posición de
este sensor, así como el conducto
que permite el paso del agua y el
anillo poroso de 3 mm de altura
que sirve de frontera.
5
10
0
1
2
10
5
5
10
10
Profundidad, m
0
q c , kg/cm 2
5
3
15
4
20
5
15
20
5
10
1
2
3
15
4
20
5
25
6
6
25
25
30
7
30
30
7
Fig 12.2 Ejemplo de desviación vertical
de un sondeo
q c , kg/cm 2
0
100
200
300
0
5
fr
10
qc
NAF
0
u
Funda de
fricción 150
cm2 de área
Profundidad, m
12.2.7 Piezocono
q c , kg/cm 2
Profundidad, m
Este problema se detecta
comparando sondeos vecinos, o
se mide con la ayuda de una
plomada electrónica que capta la
desviación con la vertical con
suficiente precisión (Robertson
et al, 1981). En la Fig. 12.2 se
muestra la ubicación de este
sensor, que sólo es capaz de
detectar el problema; una
desviación muy importante
obliga a repetir el sondeo dudoso
y eventualmente a cambiar las
barras de hincado o recurrir a la
perforación de la capa dura que
desvía al cono.
-5
-10
Filtro de
3mm de
altura
Punta cónica
10 cm2 de área
-15
2
4
U kg/cm²
Fig 12.3 Medición típica con el piezocono (DSLM,1989)
197
Es necesario advertir que esta técnica de medición todavía esta en etapa de desarrollo; los
tres factores que más se investigan son:
Geometría del elemento poroso. En cuanto a su forma y ubicación se han desarrollado
varias alternativas, aunque la de anillo de la Fig. 12.3 es la más usual, algunos autores
prefieren utilizar una punta cónica en el vértice del aparato.
Tiempo de respuesta del sistema. El tiempo necesario para hacer una medición se juzga a
través del parámetro de flexibilidad del conjunto, con la expresión:
F
V
pmáx
12.1
donde
F
DV
pmáx
Flexibilidad del sistema de medición
Deformación volumétrica máxima del sistema
Presión máxima que puede medirse
En la ejecución de pruebas triaxiales en arcillas, se ha demostrado experimentalmente
que la medición de presión de poro es confiable cuando la flexibilidad es menor de 0.001
mm³/kg/cm² (Morgan et al, 1968); 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, aún 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, que usualmente tiene una flexibilidad de 0.003
mm³/kg/cm², se puede concluir que las mediciones de presión de poro sólo resultan
confiables en arenas o lentes de arena, para la velocidad de hincado convencional de 1 a 2
cm/seg; en cambio para las arcillas sólo son confiables si el cono se deja estático por algunos
minutos, 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 también un cierto retardo
en la medición de la presión y sobre todo 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 mismo problema ha sido resuelto en la tecnología de las
pruebas triaxiales, generándose el concepto de piedras porosas con alto valor de entrada de
aire (Morgan et al, 1968), las cuales también se utilizan en los conos.
La ejecución de sondeos con piezocono es similar a la del cono convencional, sólo tiene las
peculiaridades siguientes: a) que no puede emplearse arriba del nivel freático; b) que para
lograr y mantener la saturación del sistema antes de la ejecución del sondeo se debe
utilizar una funda hermética desechable; y c) que la velocidad de penetración de 1 a 2
cm/seg solamente es válida en arenas limpias, requiriéndose detener momentáneamente
el hincado cuando se trata de arcillas. En la Fig. 12.4 se reproduce una gráfica de presión
de poro con un tramo en arenas y otro en limos arenosos y en la fig 12.5 una prueba en
198
El Cono en la Exploración Geotécnica
Resistencia
de fricción
FC (BAR)
Presión
de poro
u (BAR)
0
10 0
1
Resistencia
de punta
QT (BAR)
Velocidad
Relación
de la onda
de fricción
RF=FC/QT(%) de corte
Vs m/seg
0
200 0
2
0
Perfil del
suelo
250
Acilla blanda y limo
Arena gruesa suelta
a densa con capas
de arena fina
10
10
Profundidad, m
10
10
10
Arena fina con
algo de limo
Limo blando arcilloso
normalmente
consolidado
Arena = 10 %
Limo = 70 %
Arcilla = 20 %
LL = 38 %
PL = 15 %
Wn = 35 %
k= 8x10-7 cm/seg
C c = 0.3
D=60%
(Bladi et al 1982)
20
20
20
20
20
30
30
30
30
u
30
Presion de poro
en equilibrio
1 BAR=100kPa= 1kg f/cm= 1 ton/ft
Fig 12.4 Perfil del suelo de un sitio (Robertson, y Campanella, 1986)
Presión de poro en kg/cm 2
0
0.6
1.8
1.2
Relación
de fricción
en %
Fricción local
en kg/cm2
0
0
200
400
600
0
25
50
0
5
10
-1
-2
Profundidad, m
profundidad en metros a partir del fondo del mar
Arena cementada y yeso
Arena
gruesa
Resistencia de cono en kg/cm 2
-3
-4
-5
-6
-7
-8
Fig 12.5 Prueba en arena cementada y yeso (de Leeuw Editor, 1985)
199
La interpretación de las mediciones con piezocono esta todavía en desarrollo; pero
destacan tres aplicaciones principales: la predicción de licuación en arenas (Campanella et
al, 1988), la estimación de las características de consolidación de los suelos (Gillespie et al,
1981), y la clasificación de suelos.
12.2.8 Cono sísmico
Osciloscopio
Robertson y Campanella (Robertson, et al,
1986) hicieron en 1986 una importante
contribución, integrando al cono un geófono
para detectar el arribo de ondas de corte
generadas en la superficie; en la Fig. 12.1 se
muestra la posición del geófono y en la 12.4
un perfil de suelo obtenido con este cono
multisensor.
La forma de generar la onda de corte se
ilustra en la Fig. 12.6, que tradicionalmente
se emplea en las mediciones de la velocidad
de onda de corte Vs, según la técnica de
“pozo-abajo” (down-hole); los valores que se
obtienen con este cono sísmico son
enteramente equivalentes a los descritos en
el capítulo 4, pero con la ventaja que se
recopilan en un tiempo significativamente
menor.
Detonador
Carga
estática
Fuente de ondas de corte
Nota:
La fuente de ondas
de corte se coloca
perpendicular al cono
Onda de corte
Fig 12.6 Arreglo esquemático de pruebas de
pozo abajo con cono sísmico
(Robertson et al, 1986)
La manera de ejecutar una prueba consiste en hincar este cono midiendo las variables de
punta, fricción, presión de poro e inclinación; cuando se juzga conveniente hacer una
medición de la velocidad de onda, se detiene momentáneamente el hincado para generar la
onda (Fig. 12.6) y captar su arribo en el geófono; así en el sondeo de la Fig. 12.4 se hicieron
mediciones a cada metro de profundidad.
12.2.9 Medición de la temperatura
En (de Leeuw, 1985) se menciona un cono capaz de medir la temperatura del medio con
ayuda de un “termistor”; conviene aclarar que esta variable podría no tener significado
geotécnico, sin embargo, conviene medirla para definir su influencia en el comportamiento
de todo el sistema electrónico, que siempre es sensible a sus variaciones.
12.2.10 Resistividad eléctrica
Está técnica fue desarrollada en Holanda para definir 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 con la densidad,
Fig. 12.7.
200
El Cono en la Exploración Geotécnica
50
Este método no se aplica rutinariamente
porque la medición de la resistencia del
agua sola es muy lenta y poco segura, aún
en arenas muy permeables.
12.2.11
0.25
Electrodo A
de corriente
Electrodo B
de medición
Electrodo A
de medición
Electrodo B
de corriente
Cable eléctrico
Manguera de aire
Resistividad del agua
Celda de medición
Filtro
Aislante
Cono nuclear
Funda de
fricción
Cono
10 cm²
10 cm²
Cono para
resistividad
del suelo
Cono para
resistividad
del agua
Fig 12.7 Medición de la resistividad
eléctrica (de Leeuw, 1985)
Conductividad eléctrica
Cono acústico
Con este dispositivo se capta el ruido que se
produce cuando se hinca un cono, que
cuando se trata de arenas es intenso,
particularmente cuando se alcanza la
rotura de los granos; en cambio en los suelos
finos es leve y llega a ser nulo en arcillas
(Fig. 12.10).
201
Cable de transmisión
y operación
LÍNEA DE MEDICIÓN
Fuente nuclear gama
Blindaje de plomo
Salida en volts
Esta alternativa se desarrolló para
explorar la contaminación del subsuelo,
mediante la medición de la variación
vertical de su conductividad; en la fig 12.9
tomada de (de Leeuw, 1985) se muestra que
la resistividad de un sitio no contaminado
es muy baja y que se incrementa
significativamente en otro contaminado.
0.35
Resistividad del agua de poro
Resistividad del suelo
Detector
12.2.13
40
30
0.15
Esta variante sirve para hacer mediciones
de la densidad insitu de suelos granulares y
cohesivos; esencialmente consiste de una
fuente de rayos gama y un detector que
mide la radiación reflejada por el suelo (de
Leeuw, 1985); esta medición también se
puede hacer en una perforación abierta, sin
tener que hincar el dispositivo (Fig. 12.8).
12.2.12
Porosidad, %
Estas mediciones se hacen
independientemente con dos conos; uno que
mide la resistencia de las partículas de suelo
con agua y otro la del agua sola (Fig. 12.7), la
correlación con la porosidad se obtiene de
pruebas de laboratorio.
Cable
eléctrico
Densidad en Mg/cm3
CALIBRACIÓN DE LABORATORIO
Celda de radiación
Fig 12.8 Medición nuclear
(de Leeuw, 1985)
Resistencia q c MN/m2
10
0
100
50
484
0
20
40
Conductividad
en un sitio
contaminado
250
Profundidad, m
Electrodo de
medición
Resistencia q c MN/m2
5
CPT
10
5
CPT
0
0
Cono
40
10
15
Funda de
fricción
20
Conductividad
en un sitio
contaminado
Profundidad, m
Aislamientos
80 160
80 160
Conductividad en mS/m
Conductividad en mS/m
35.6
Acotaciones en mm
Fig 12.9 Medición de la conductividad eléctrica (de Leeuw, 1985)
Resistencia q c MN/m2
20
Intensidad acústica
20
40
60
Celda del cono
Micrófono
Camisa
Amortiguador
Inductor
de la onda
Cono
Amortiguador
5
10
15
20
Fig 12.10 Cono acústico (de Leeuw, 1985)
12.3
TÉCNICAS DE HINCADO
12.3.1 Sistema convencional
Se trata del sistema descrito con detalle en el Capítulo 2 de esta publicación.
12.3.2 Sistema con cable
Esta alternativa aprovecha lo que en perforación se conoce como sistema wire line, el
cual consiste de una tubería-ademe que permite el paso libre del cono, que unido a un
202
El Cono en la Exploración Geotécnica
soporte se fija al extremo inferior de la
tubería mediante dos mordazas (Fig.
12.11); el soporte y el cono se pueden
extraer fácilmente, ya que las mordazas se
cierran, jalando con la fuerza necesaria al
cable.
Este mecanismo permite avanzar con el
cono y cuando se justifica, sustituirlo por
un pequeño muestreador que rescata
especímenes alterados de los suelos que se
están penetrando.
Cable
Tubería
Wire-Line
Mordaza
Soporte
Broca
Por la utilidad que podría tener este
sistema en el subsuelo de la Ciudad de
México, desde hace varios años se ha
considerado como una solución que
conviene desarrollar (Santoyo, 1968).
Cono
Fig 12.11 Sistema con cable
12.3.3 Sistema sumergible
La exploración del subsuelo marino ha
obligado a desarrollar tecnologías y
equipos que operan desde barcos, donde el
mayor problema son las variaciones de
nivel que genera el movimiento del agua;
otro problema no menos importante es el
fenómeno de pandeo de las barras de
perforación ya que el tirante de agua puede
alcanzar varios metros. Esta limitación se
ha resuelto para el hincado del cono con el
sistema sumergible ilustrado en la Fig.
12.12, que cuenta con un sistema
compensador del movimiento vertical, y el
empuje a las barras se produce con un
equipo hidráulico sumergible; también se
han construído campanas herméticas
sumergibles, en cuyo interior bajan los
operadores y equipo (Santoyo et al, 1981).
Sistema compensador
Línea de 5"Ø
Control
Ademe
Cono
Fig 12.12 Sistema de carga sumergible
203
12.4
REGISTRO DE LA INFORMACIÓN
Registro manual. Consiste en captar la señal de las celdas electrónicas con un registrador
analógico o digital y anotar manualmente las lecturas asociadas a cada profundidad,
usualmente en incrementos de 10 cm, que deben marcarse claramente en las barras de
hincado; el sistema es confiable pero requiere mucha atención para captar toda la
información.
Registrador gráfico. Se trata de un graficador X-Y para detectar los valores de resistencia y
profundidad; con este dispositivo se hace necesario disponer de un medidor
potenciométrico de la profundidad (inciso 12.2.5); esta técnica tiene el inconveniente que
introduce detalles falsos ocasionados por el procedimiento de ejecución, sobre todo cuando
se detiene el hincado para agregar otra barra, se grafica una disminución de la carga que
confunde la interpretación.
Registrador con cinta. Consiste en hacer una grabación en cinta magnética que se
interpreta posteriormente; esta alternativa permite eliminar los tramos falsos que se
producen por la suspensión del hincado.
Registrador con microprocesador. La empresa Borros (Catálogo Borros AB, Suecia) ha
desarrollado un cono que tiene integrada una memoria capaz de almacenar información de
900 m de sondeo; este notable aparato elimina el cable conector que constituye la mayor
restricción de operación. Su capacidad máxima es de 18 ton y registra las resistencias de
punta y fricción así como la presión de poro tomando lecturas a cada segundo durante 90
min; una vez concluido un sondeo se recupera el cono y se conecta a un graficador para
obtener la información registrada.
Este aparato de sorprendente avance tecnológico tiene dos limitaciones: a) supone que la
velocidad de hincado es constante, lo cual difícilmente se logra en el campo y b) el operador
desconoce la magnitud de la carga máxima aplicada en la punta, pudiéndose sobrepasar su
límite de diseño y generarle daños a las celdas.
12.5
COMENTARIOS
El notable desarrollo tecnológico logrado en los conos mencionados está influyendo
gradualmente en la metodología de la exploración y caracterización de los suelos (Mitchell,
1988); sin embargo, hasta ahora sólo el cono convencional y el piezocono han ganado un
sitio en las herramientas de la ingeniería geotécnica.
204
El Cono en la Exploración Geotécnica
13
13.1
METODOLOGÍA DE
UNA EXPLORACIÓN
INTRODUCCIÓN
El estudio geotécnico de los suelos de un sitio se debe realizar siguiendo una metodología
que integre las siguientes etapas: a) el reconocimiento geológico que permite interpretar el
origen y formación de los suelos, ya que en este proceso se gestan sus características y
peculiaridades, b) la etapa de exploración y muestreo, en la cual se deben definir las
condiciones estratigráficas del sitio mediante mediciones de campo y sondeos alterados,
que permitan programar la ejecución de los sondeos para rescatar los especímenes
inalterados, c) las pruebas de laboratorio, que deben conducir a la determinación de los
parámetros más significativos del comportamiento mecánico de los suelos, d) el análisis
geotécnico que intenta predecir el comportamiento del subsuelo ante las solicitaciones que
le introduce la estructura y permite estimar el factor de seguridad a corto y a largo plazos,
así como bajo condiciones de carga transitorias, y e) la evaluación del procedimiento
constructivo para confirmar su seguridad y congruencia con las características del
subsuelo.
Terzaghi integró esta metodología, que se le podría definir como su estilo de resolver
problemas de ingeniería geotécnica; la defendió duramente de aquellos que pretendían
demostrar la preponderancia del análisis teórico, olvidando la complejidad de la
naturaleza y de las alternativas ingenieriles (Bjerrum, 1960). Es tan sólida, que la
evolución teórica y experimental de todos los aspectos que la integran, confirma
plenamente su validez actual.
A continuación se describe lo que actualmente podría ser una exploración con esa
metodología, partiendo desde el reconocimiento geológico a la selección de las técnicas
disponibles de exploración, para con esa información planear la ejecución de mediciones in
situ y definir con precisión el programa de muestreo inalterado y el tipo de muestreadores
que se requieran.
13.2
MARCO GEOLÓGICO
Identificar lo que Terzaghi llamó los pequeños detalles geológicos del subsuelo de un sitio
implica tener conocimiento profundo del proceso de formación y evolución de los suelos; el
cual a su vez se basa en el levantamiento de la geología local y en la interpretación de la
influencia de los grandes eventos ambientales que han afectado a nuestro planeta.
Se puede generalizar que los suelos del antiplano y de las costas de México se formaron
durante el último medio millón de años, lo que corresponde al final del Pleistoceno y al
Holoceno (Fagas,1974). En la Fig 13.1, se muestra la cronología de los eventos que
205
ocurrieron a consecuencia de los cambios graduales de temperatura de sólo unos grados.
En cuanto al proceso de formación de los suelos del Valle de México, la conjunción del
vulcanismo con esos cambios climáticos fue el factor esencial. Por lo que respecta a las
costas, las variaciones del nivel del mar provocadas por los ciclos de glaciación, fueron el
factor más predominante de formación de los suelos; aclarando que el vulcanismo
proporcionó, en varios sitios, grandes aportes de arena y cenizas que los ríos y el mar
movieron y conformaron.
En la Fig 3.2 se presenta una interpretación de la variación de los niveles que ha tenido el
mar desde la última glaciación (Leet y Judson, 1977).
Finales de la glaciación Kansas. En esa época en el Valle de México ocurrieron los grandes
flujos piroclásticos de la erupción Cuquita del Cerro de San Miguel (Mooser, 1988); los
mares gradualmente descendieron a unos 90 m por debajo del nivel actual a consecuencia
de la acumulación de grandes masas de hielo en los casquetes polares (Fagas,1974), (Leet
et al, 1977) y (Mooser, 1655); los ríos erosionaron la parte más profunda y antigua de sus
deltas y transportaron el aluvión que cubrió las arcillas marinas previamente depositadas,
generándoles una importante preconsolidación.
Temperatura
media
en el mundo
HOY
Glaciares
e
interglaciares
Holoceno
Desarrollo humano
I
Wisconsin G
Sangamon
Tiem po en años
200 000
Holoceno
Agricultura, Ciudades
Hombre en América
cazadores, recolectores
I
Illinois
G
Yarmouth
I
Kansas
G
Homo Sapiens
400 000
Homo Erectus
Pleistoceno
600 000
800 000
1 000 000
17° 15° 13° 11° 9°
Grados Celsius
Incierto
Australopitecus
africanus
(olduvay)
2 000 000
3 000 000
G
4 000 000
I
5 000 000
Glacial
Interglacial
Plioceno
Fig 13.1 Eventos durante el Pleistoceno y Holoceno (Santoyo, 1968)
206
El Cono en la Exploración Geotécnica
Glaciación Illinois. Nuevamente el nivel del
mar descendió quedando a unos 20 m por
debajo del nivel actual, en las costas se
erosionaron parte de los materiales
depositados en el Yarmouth, formándose
nuevos cauces; en el Valle de México se
formaron las arenas azules, ocurrieron
grandes flujos de morrenas y continuó la
sedimentación de arcilla en el lago.
Nivel actual del mar
0
Profundidad, m
Interglacial Yarmouth. Geológicamente se
le podría definir como un breve lapso de un
clima tropical, los casquetes polares casi
desaparecieron, el mar gradualmente subió
a unos 25 m por arriba del nivel actual; en el
Valle ocurrió un gran período de sequía, los
suelos se endurecieron por secado solar
formándose un estrato duro; en las costas,
los suelos crecieron quedando por arriba del
actual nivel del mar.
-30
-60
-90
0
5
10
15
20
Miles de años antes del presente
Fig 13.2 Nivel del mar respecto
al tiempo (Leet et al, 1977)
Interglacial Sangamon. Un nuevo período tropical, en el Valle se formó por secado solar la
llamada Capa Dura (Mooser, 1988); el mar subió a unos 8 m y se desarrolló otro proceso de
depositación de aluviones.
Glaciación Wisconsin. Provocó el descenso del mar a unos 8 m, las costas se erosionaron; en
el Valle se formaron las últimas morrenas.
Interglacial Holoceno. La época actual lleva unos 10 000 años, la temperatura reinante,
aun con sus variaciones, ha permitido el desarrollo cultural del hombre (Fagas, 1974); los
casquetes polares han mantenido su espesor y por ello el nivel del mar sólo ha
experimentado pequeños cambios. En este período se considera que se depositaron los 18
m superiores de las arcillas del Valle de México (Mooser, 1988); también ocurrió la
sedimentación de los aluviones más recientes y sueltos de los deltas y costas.
Período actual. En los últimos 3000 años en el Valle de México se formaron los depósitos de
pradera, constituídos por arrastres del lomerío del poniente; son tan recientes que
contienen restos de cerámica arqueológica. Finalmente el hombre ha venido a modificar
grandemente el proceso de formación y comportamiento de los suelos, desde las obras
hidráulicas de los aztecas hasta el emisor profundo y sobre todo con el proceso de
consolidación de las arcillas inducido por el bombeo de agua,
En las costas la influencia del hombre se vuelve significativa con la construcción de presas
a partir de 1940; con ello ha venido a reducir drásticamente el volumen de aluviones que
los ríos transportan al mar, desencadenando algunas zonas de desequilibrio; así por
ejemplo, en el delta del Río Balsas se ha venido presentando un fenómeno de erosión
costera que ha obligado al diseño y construcción de obras de protección.
207
13.3
RECONOCIMIENTO DEL SITIO
El reconocimiento geotécnico de un sitio permite al especialista identificar sus
características geológicas, interpretar las probables condiciones del subsuelo y observar el
comportamiento de las cimentaciones construídas en la vecindad; la recopilación previa de
la información geotécnica disponible y el examen de fotografías aéreas del sitio facilitan y
enriquecen esta labor.
La confiabilidad de este reconocimiento está condicionada por la capacidad y experiencia
del ingeniero que la haga, por su habilidad para captar todos los aspectos significativos y
su conocimiento de las técnicas de la exploración. Sin embargo, con frecuencia se tiende a
restar importancia al reconocimiento del sitio y por ello se le encarga a ingenieros de poca
experiencia y a veces hasta se omite; las consecuencias de esta mala decisión surgen
durante la exploración o peor aun, el estudio geotécnico realizado queda con errores
ocultos que provocarán problemas constructivos y comportamientos indeseables en la
cimentación.
Con la información recopilada y las características de las estructuras por construir, se
deberá elaborar el programa que define las técnicas de exploración más adecuadas, la
conveniencia de hacer mediciones de campo y las técnicas de muestreo inalterado.
13.4
HERRAMIENTAS DE EXPLORACIÓN
Se acostumbra clasificar a las técnicas que se utilizan para la etapa de exploración de los
suelos en: a) Método indirecto, que comprende los procedimientos geofísicos,
principalmente el geoeléctrico y el geosísmico, b) Método semidirecto, que corresponde con
los conos dinámicos y estático y c) Método directo que esencialmente consiste en el
muestreo de los suelos con el penetrómetro estándar.
Estudios geofísicos. Esencialmente se basan en definir la estratigrafía y posibles tipos de
suelos que la forman, mediante las correlaciones que se pueden establecer con la variación
de las propiedades físicas de los suelos, como son la resistividad o la velocidad de
propagación de las ondas; aunque estas técnicas han ganado su lugar como herramientas
de exploración, su confiabilidad siempre ha quedado en duda por ello no se ha extendido su
uso. Recientemente se dispone de equipos de radar que parecen abrir nuevas posibilidades
a la geofísica.
Conos estáticos y dinámicos. Estos dispositivos son considerados en Europa como las
mejores herramientas para la exploración del subsuelo, debido a su eficiencia y bajo costo;
sin embargo, con frecuencia se señala que su mayor limitación radica en su incapacidad
para rescatar muestras que permitan la identificación de los suelos. Por ello conviene aquí
aclarar e insistir que la campaña de exploración simplemente precede a la ejecución de los
sondeos de muestreo alterado o inalterado, de los cuales se obtendrán muestras para la
ejecución de todas las pruebas de laboratorio que se justifique realizar. Más aun, conocer la
estratigrafía de un sitio permite racionalizar el muestreo, ya que se pueden definir con
precisión las profundidades de las muestras que se deben extraer, así como seleccionar con
mayor criterio el tipo de muestreador que debe emplearse.
208
El Cono en la Exploración Geotécnica
El enfoque anterior fue claramente planteado por Terzaghi y Peck (Terzaghi et al, 1969),
mostrando los conos de la Fig. 13.3 junto con varios sondeos dinámicos y estáticos; entre
ellos destaca el de la Fig. 13.4, efectuado con cono estático en 1930, y complementado con
pruebas de placa realizadas a profundidades hasta de 12 m.
Penetración estándar. Esta técnica desarrollada en los Estados Unidos tiene la ventaja de
servir como herramienta de exploración y simultáneamente de muestreo alterado; se
emplea con tanta frecuencia que inspira una confianza excesiva porque siempre se le
interpreta con correlaciones estadísticas generales, que nunca se ratifican para los suelos
del sitio en estudio. Conviene subrayar que en suelos blandos la información que
Barra
19 cm Ø
con tubo
Agua a presión
Ademe
Ranura
5cm
1.6 cm
X
X
Sección x-x
3.6 cm
60º
(a)
7.0 cm
(d)
(b)
5.0 cm
(e)
(c)
(a) Cono holandés original
(d) Penetrómetro con chiflón de agua
(b) y (c) Cono holandés actual
(d) Punta cónica hincada
Fig. 13.3 Penetrómetros desarrollados (Terzaghi et al, 1969)
Criterio racional. La metodología más recomendable para hacer una exploración
indudablemente debe aprovechar, si así se justifica, todas las técnicas descritas; empezar
con la geofísica, continuar con los conos y después el muestreo inalterado, utilizando la
penetración estándar en los suelos donde no se requieran muestras inalteradas, o cuando
no se disponga del muestreador capaz de rescatarlas.
209
q c en kg/cm 2
0
50
100
Pruebas de carga
kg/cm 2
8
0
4
0.0
150
2.5
PC-1
5.0
PC-1
0.0
2.5
PC-2
5.0
Deformación vertical, cm
5
Profundidad, m
PC-2
PC-3
10
PC-4
0.0
2.5
PC-3
5.0
0.0
2.5
PC-4
5.0
0.0
2.5
PC-5
5.0
PC-5
0.0
PC-6
2.5
PC-6
5.0
15
Nota:La figura original
esta en unidades
inglesas.
Fig. 13.4 Resultados de una prueba de cono en arenas (Terzaghi et al, 1962)
13.5
MEDICIONES DE CAMPO
La tecnología de mediciones de campo está modificando profundamente los
procedimientos de obtención de los parámetros de diseño, reduciendo y racionalizando las
pruebas de laboratorio que se harán en el futuro. A continuación se mencionan brevemente
los dispositivos que más se han desarrollado, encontrándose en (de Ruiter, 1988) una
discusión más actualizada sobre ellos.
13.5.1 Cono estático
Aquí se presentaría al cono estático no sólo como herramienta de exploración, sino como
una técnica de medición de las propiedades mecánicas de los suelos, particularmente de su
resistencia al corte e indirectamente de su compresibilidad; en cambio el cono dinámico
sólo permite definir la estratigrafía de un sitio.
13.5.2 Presiómetros
El presiómetro desarrollado por Menard (Menard, 1975) permite definir las gráficas
esfuerzo-deformación y los valores límites de resistencia, de rocas blandas a suelos; por su
parte la variante llamada Camkometer (Wroth et al, 1972) obtiene los mismos parámetros
de suelos blandos o sueltos. Así entre ambos dispositivos cubren todos los tipos de suelos,
210
El Cono en la Exploración Geotécnica
siendo de principal interés aquellos para los que no se han desarrollado técnicas confiables
de muestreo inalterado como son: las arenas compactas secas o saturadas, limos arenosos
cementados y secos (tobas) y arenas muy sueltas.
13.5.3 Dilatómetro
Este aparato desarrollado por Marchetti (Marchetti, 1980) se podría definir como una
celda plana de carga. Tiene la forma de una paleta plana, de 10 x 20 cm y 1.5 cm de espesor,
en un lado lleva un área circular de 6 cm de diámetro, constituida por una membrana de
acero que puede momentáneamente inflarse o deprimirse con gas a presión; se instala en
el extremo de una tubería de perforación. Los modelos más avanzados tienen también
sensores para medir la fuerza necesaria para hincar ese dispositivo, así como la presión de
poro que se desarrolla.
Los parámetros del suelo que se pueden obtener con este dispositivo son: la resistencia a la
penetración, el estado de esfuerzos horizontales y la presión de poro.
La confianza en la utilidad de este aparato se ha venido incrementando en los últimos
veinte años, en los que ha demostrado que permite resolver problemas de geotecnia con
una precisión tal que puede superar la de las pruebas de laboratorio (Schmertmann, 1988).
13.6
MUESTREO INALTERADO
La obtención de muestras inalteradas será siempre un reto al ingenio de los especialistas,
ya que las características peculiares de cada suelo exigen que se desarrollen
muestreadores y habilidad en su operación; aquí sólo conviene reconocer los siguientes
aspectos:
Humedad natural. Se debe admitir como regla básica no violable que el contenido de
humedad de las muestras coincida con el natural; esta importante restricción a su vez
impide el uso indiscriminado de agua o lodo bentonítico en suelos parcialmente saturados.
Geometría de los muestreadores. Las dimensiones de los tubos muestreadores deben
satisfacer las condiciones que aseguren que su introducción no altere los suelos (Hvorslev,
1949).
Conservación y transporte de muestras. Los aspectos que deben vigilarse con mayor
detalle son: a) la pérdida de humedad de las muestras de suelos finos y b) que las muestras
de suelos granulares no queden expuestas a vibraciones
Desarrollo de muestreadores. Es fundamental reconocer la necesidad de investigación
experimental para lo siguiente: a) desarrollar una tecnología de muestreo de suelos
arcillosos blandos fisurados, b) mejorar el diseño del barril Denison, reduciendo el espesor
de sus paredes, c) mejorar el diseño del tubo dentado operado a rotación, d) construir un
barril giratorio para muestreo en seco de suelos duros y tobas blandas, e) depurar el
muestreo de arenas saturadas poco compactas, y f) optimizar la ejecución de pozos a cielo
abierto.
211
Lo expuesto anteriormente demuestra que el muestreo inalterado sigue siendo un reto
técnico abierto que debe ser enfrentado de manera sistemática y continua.
13.7
SUPERVISIÓN TÉCNICA
La realización de una campaña de exploración y muestreo implica la ejecución de una serie
de actividades, que a su vez involucran una secuencia de detalles que frecuentemente
están mal resueltos, ya sea por falta de capacidad del personal o simple descuido; por ello,
la única manera de asegurarse que los trabajos de campo alcancen la calidad requerida,
consiste en adoptar una supervisión técnica rigurosa y capaz de introducir las
modificaciones que casi siempre se necesitan durante el proceso de trabajo.
13.8
CONCLUSIONES
En este capítulo se insiste en la conveniencia de dividir los trabajos de campo de un estudio
geotécnico en: a) la etapa de exploración; cuyos objetivos, técnicas y herramientas se
deberán definir con base en la información previa recopilada y en el reconocimiento
detallado del sitio, b) la etapa de muestreo, para la recuperación de las muestras alteradas
e inalteradas que se justifique identificar y ensayar en el laboratorio y c) las mediciones en
el sitio, para definir la resistencia y módulos de deformación de los suelos.
La secuencia de realización de estas etapas deberá ser supervisada por un ingeniero con
experiencia en estos trabajos, que podrá decidir si cada etapa es independiente de la otra o
bien que sea admisible cierta superposición.
La metodología planteada hace factible cumplir con las dos enseñanzas que Terzaghi
transmitió a sus alumnos sobre los trabajos de exploración y muestreo: a) que la calidad de
un estudio de mecánica de suelos queda condicionada por la de las muestras que se llevan
al laboratorio y b) que se detecten los pequeños detalles geológicos que influirán en el
comportamiento de las cimentaciones.
En cuanto al cono eléctrico, en esta publicación se intenta demostrar que actualmente es la
mejor herramienta de exploración disponible para los suelos blandos y arenas poco
compactas; también se insiste en que no sustituye a la información que se puede obtener
del laboratorio, sino que la complementa, pero a condición de que las muestras sean de
excelente calidad y los ensayes de laboratorio los hagan técnicos capacitados utilizando
equipos de precisión acorde con la magnitud de las variables por medir.
Se plantea también que la utilidad del cono eléctrico se está incrementando
poderosamente por su habilidad para medir además de las resistencias de los suelos, otras
variables como son la presión de poro e indirectamente la velocidad de propagación de
ondas; en cuanto al cono dinámico, se insiste en la conveniencia de utilizarlo para definir la
estratigrafía de un sitio. Se menciona de igual manera, sin entrar en detalles, que el
presiómetro y el dilatómetro están ganando un importante lugar como técnicas de
medición de las propiedades mecánicas de los suelos. Se puede incluso predecir que el cono
eléctrico, el presiómetro y el dilatómetro llegarán a ser herramientas indispensables en
cualquier estudio geotécnico que se haga.
212
El Cono en la Exploración Geotécnica
14
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