ENSAYOS GEOTECNICOS IN SITU

Caracterización Geotécnica y Geoambiental in situ Control y Prospecciones IgeoTest, S.L.

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ENSAYOS GEOTECNICOS IN SITU

SU EJECUCIÓN E INTERPRETACIÓN

Marcelo Devincenzi [email protected] Norberto Frank [email protected] IGEOTEST,S.L., Figueres, Girona. www.igeotest.com Mayo 2004

Ensayos Geotécnicos – Su Ejecución e Interpretación M. Devincenzi y N. Frank

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TABLA DE CONTENIDO

1 INTRODUCCIÓN ......................................................................................................................................... 6 1.1 OBJETIVOS DE LOS EGIS ........................................................................................................................... 6 1.2 IN SITU VS. LABORATORIO ........................................................................................................................ 6 1.3 INTERPRETACIÓN Y APLICACIÓN DE LOS EGIS............................................................................................ 7 1.4 ELECCIÓN DEL MÉTODO............................................................................................................................ 8

2 ENSAYO SPT.............................................................................................................................................. 11 2.1 RESEÑA HISTÓRICA................................................................................................................................. 11 2.2 PRINCIPIO Y REALIZACIÓN DEL ENSAYOS ................................................................................................. 11 2.3 APLICABILIDAD DE LA PRUEBA ................................................................................................................ 12 2.4 FACTORES QUE AFECTAN EL RESULTADO ................................................................................................. 12

2.4.1 Preparación del Sondeo ................................................................................................................. 12 2.4.2 Longitud del Varillaje y Diámetro del Sondeo ................................................................................ 12 2.4.3 Dispositivo de Golpeo: Energía Liberada....................................................................................... 13 2.4.4 Normalización por el Sistema de Hinca.......................................................................................... 14

2.5 CORRECCIONES DE NSPT ........................................................................................................................... 14 2.5.1 Corrección por nivel freático ......................................................................................................... 14 2.5.2 Normalización por la Presión de Confinamiento ............................................................................ 14

2.6 PARÁMETROS GEOTECNICOS: TERRENOS GRANULARES ............................................................................ 15 2.6.1 Densidad Relativa .......................................................................................................................... 15

2.6.1.1 DR% y la clasificación de Terzaghi y Peck.............................................................................. 15 2.6.1.2 DR% y Presión de Confinamiento........................................................................................... 16 2.6.1.3 DR%, Consideraciones Finales ............................................................................................... 17 2.6.1.4 DR%, Comentarios Sobre la Edad de los Depósitos................................................................. 17

2.6.2 Angulo de Rozamiento Interno ....................................................................................................... 17 2.6.2.1 Angulo de Rozamiento y DR%................................................................................................ 17 2.6.2.2 NSPT y Angulo de Rozamiento................................................................................................. 18

2.6.3 Deformabilidad .............................................................................................................................. 18 2.6.3.1 Módulo Confinado.................................................................................................................. 19 2.6.3.2 Módulo de Young ................................................................................................................... 19 2.6.3.3 Módulo de Corte Dinámico G0 ................................................................................................ 20

2.7 OTRAS CORRELACIONES EN SUELOS GRANULARES ................................................................................... 20 2.8 CIMENTACIONES SUPERFICIALES: TENSIÓN ADMISIBLE Y ASIENTOS .......................................................... 20

2.8.1 Método de Terzaghi y Peck, 1948................................................................................................... 20 2.8.2 Método de Meyerhof, 1956, 1965 ................................................................................................... 23 2.8.3 Método de Teng, 1962.................................................................................................................... 23 2.8.4 Método Peck y Bazaraa, 1969 ........................................................................................................ 23 2.8.5 Método Schultze y Sherif, 1973 ...................................................................................................... 23 2.8.6 Método Peck Hanson y Thornburn, 1974........................................................................................ 24 2.8.7 Método Burland et al., 1977........................................................................................................... 24 2.8.8 Método Bowles, 1977, 1982, 1996 .................................................................................................. 24 2.8.9 Tensión Admisible y Asientos: Cometarios ..................................................................................... 26

2.9 RESISTENCIA A LA LICUEFACCIÓN DE UNA ARENA ..................................................................................... 26 2.9.1 Influencia del Contenido de Finos.................................................................................................. 26 2.9.2 Magnitud del Terremoto................................................................................................................. 27

2.10 SUELOS COHESIVOS ................................................................................................................................ 27 2.10.1 Resistencia a la Compresión Simple ............................................................................................... 28 2.10.2 Parámetros de Deformabilidad....................................................................................................... 28

2.11 CORRELACIONES CON OTROS ENSAYOS IN SITU....................................................................................... 28 2.11.1 Correlaciones con el CPT .............................................................................................................. 28


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2.11.2 Correlaciones con el ensayo de Penetración Dinámica Borros y DPSH ......................................... 29 2.11.2.1 Suelos Granulares ................................................................................................................... 29 2.11.2.2 Suelos Cohesivos .................................................................................................................... 29

2.12 BIBLIOGRAFÍA SPT ................................................................................................................................. 29 3 ENSAYO PRESIOMÉTRICO .................................................................................................................3–32

3.1 DEFINICIÓN ............................................................................................................................................ 32 3.2 INSTALACIÓN Y TIPOS DE PRESIÓMETROS................................................................................................. 32 3.3 APLICACIÓN DE LA CARGA....................................................................................................................... 34 3.4 LECTURA DE LAS DEFORMACIONES – SONDA PRESIOMÉTRICA................................................................... 34 3.5 CENTRALES DE CONTROL Y TOMA DE DATOS ........................................................................................... 36 3.6 CALIBRADO Y CORRECCIONES ................................................................................................................. 37

3.6.1 Corrección por Carga Hidráulica .................................................................................................. 37 3.6.2 Inercia de la Membrana ................................................................................................................. 37 3.6.3 Compresión y Estiramiento de la Membrana - Calibrado ............................................................... 38

3.7 METODOLOGÍA DEL ENSAYO ................................................................................................................... 39 3.7.1 Tensión Controlada........................................................................................................................ 39 3.7.2 Deformación Controlada................................................................................................................ 40 3.7.3 Metodología Mixta......................................................................................................................... 40 3.7.4 Otros Procedimientos..................................................................................................................... 40 3.7.5 Evolución y Finalización del Ensayo.............................................................................................. 40

3.8 LA CURVA PRESIOMÉTRICA ..................................................................................................................... 40 3.9 ANÁLISIS DEL ENSAYO PRESIOMÉTRICO ................................................................................................... 42

3.9.1 Expansión de una Cavidad Cilíndrica ............................................................................................ 42 3.9.2 Fase Elástica.................................................................................................................................. 43

3.9.2.1 Módulo de Corte G Definición General ................................................................................... 43 3.9.2.2 Módulo de Corte Inicial Gi ..................................................................................................... 43 3.9.2.3 Modulos en Carga y Descarga Gur ........................................................................................... 44 3.9.2.4 Módulo de Deformación E ...................................................................................................... 44

3.9.3 Fase Plástica.................................................................................................................................. 44 3.9.4 Determinación de la Presión Límite ............................................................................................... 45 3.9.5 Determinación de Parámetros ........................................................................................................ 45 3.9.6 Factores que Afectan la Interpretación Teórica.............................................................................. 46

3.10 CORRELACIONES EMPÍRICAS.................................................................................................................... 46 3.11 BIBLIOGRAFÍA PRESIOMETRÍA.................................................................................................................. 48

4 ENSAYO DE MOLINETE: FVT.............................................................................................................4–49 4.1 INTRODUCCIÓN....................................................................................................................................... 49 4.2 EJECUCION DEL ENSAYO................................................................................................................. 49 4.3 RESISTENCIA AL CORTE Y SENSITIVIDAD.................................................................................................. 50

4.3.1 Resistencia al Corte ....................................................................................................................... 50 4.3.2 Sensitividad.................................................................................................................................... 51

4.4 FACTORES QUE INFLUENCIAN LOS RESULTADOS........................................................................................ 51 4.4.1 Factores relacionados con la ejecución del ensayo ........................................................................ 51 4.4.2 Factores relacionados con el suelo y su historia tensional ............................................................. 51 4.4.3 Presiones Intersticiales .................................................................................................................. 52

4.5 BIBLIOGRAFÍA ENSAYO MOLINETE .......................................................................................................... 52 5 ENSAYO DE PENETRACIÓN ESTÁTICA (CPT) Y PIEZOCONO (CPTU) ......................................5–54

5.1 INTRODUCCIÓN....................................................................................................................................... 54 5.2 OBJETIVO Y APLICABILIDAD DEL ENSAYO ................................................................................................ 54 5.3 EQUIPOS ................................................................................................................................................. 55

5.3.1 Conos............................................................................................................................................. 55 5.3.2 Características del filtro poroso y su ubicación en la punta ........................................................... 56 5.3.3 Sistema de Hinca: Penetrómetro .................................................................................................... 56 5.3.4 Equipo de Toma de Datos .............................................................................................................. 57 5.3.5 Calibrado de los equipos................................................................................................................ 57


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5.4 EJECUCION DEL ENSAYO ......................................................................................................................... 58 5.4.1 Comentarios Generales .................................................................................................................. 58 5.4.2 Saturación del Filtro Poroso y Punta ............................................................................................. 58 5.4.3 Disipación de Presiones y Ensayo de Disipación............................................................................ 58

5.5 FACTORES QUE AFECTAN LAS MEDIDAS Y PROCESADO DE DATOS ............................................................. 59 5.5.1 Efectos de la presión de poros sobre las áreas desiguales de la punta............................................ 59 5.5.2 Presión intersticial u - Influencia de la ubicación del filtro............................................................ 59 5.5.3 Otros factores que afectan las medidas .......................................................................................... 60

5.5.3.1 Velocidad de Penetración........................................................................................................ 60 5.5.3.2 Temperatura ........................................................................................................................... 60

5.6 PRESENTACION DE RESULTADOS.............................................................................................................. 60 5.7 ESTRATRIGRAFÍA .................................................................................................................................... 60

5.7.1 Perfil Estratigráfico ....................................................................................................................... 60 5.7.2 Clasificacion del Suelo................................................................................................................... 62 5.7.3 Sedimentología............................................................................................................................... 62

5.8 ANÁLISIS TEÓRICO DE LA PENETRACIÓN .................................................................................................. 64 5.9 INTERPRETACIÓN: SUELOS GRANULARES ................................................................................................. 64

5.9.1 Evaluación de la Densidad Relativa DR%...................................................................................... 64 5.9.2 Evaluación del Angulo de Rozamiento ........................................................................................... 65 5.9.3 Evaluación de los parámetros de deformabilidad ........................................................................... 65

5.9.3.1 Módulo Confinado M.............................................................................................................. 66 5.9.3.2 Módulo de Young E................................................................................................................ 66 5.9.3.3 Módulo de deformación tangencial Gmax.................................................................................. 66

5.9.4 Historia Tensional: OCR................................................................................................................ 67 5.9.5 Resistencia a la Licuefacción de las arenas.................................................................................... 67

5.10 INTERPRETACIÓN: SUELOS COHESIVOS .................................................................................................... 68 5.10.1 Evaluación de la resistencia al corte no drenada (Su)..................................................................... 68

5.10.1.1 Uso de qc ................................................................................................................................ 68 5.10.1.2 Uso de ∆U............................................................................................................................... 68

5.10.2 Evaluación de la Sensitividad......................................................................................................... 69 5.10.3 Evaluación de los parámetros de deformabilidad ........................................................................... 69

5.10.3.1 Módulo confinado M............................................................................................................... 69 5.10.3.2 Módulo de Young no drenado Eu ............................................................................................ 70

5.10.4 Historia Tensional: OCR................................................................................................................ 70 5.10.5 Evaluación del coeficiente de consolidación ch.............................................................................. 71

5.11 EVALUACION DE OTROS PARÁMETROS ..................................................................................................... 73 5.11.1 Permeabilidad................................................................................................................................ 73 5.11.2 Densidad........................................................................................................................................ 73 5.11.3 Correlaciones con el ensayo SPT ................................................................................................... 73

5.12 BIBLIOGRAFÍA CPT Y CPTU ................................................................................................................... 74 6 ENSAYO DILATOMÉTRICO DE MARCHETTI: DMT......................................................................... 76

6.1 PROCEDIMIENTO Y EQUIPOS DEL ENSAYO DMT ....................................................................................... 76 6.2 NORMATIVAS..................................................................................................................................... 76 6.3 EQUIPOS .............................................................................................................................................. 76

6.3.1 Sistema de Empuje ......................................................................................................................... 76 6.3.2 Varillaje ......................................................................................................................................... 77 6.3.3 Precisión de las Lecturas ............................................................................................................... 77

6.4 CALIBRADO DE LAS MEMBRANAS................................................................................................. 77 6.5 INTERPRETACION BÁSICA DEL ENSAYO DMT ........................................................................................... 77

6.5.1 Parámetros DMT............................................................................................................................ 77 6.5.2 ID: Indice del Material o Tipo de Suelo .......................................................................................... 78 6.5.3 KD: Horizontal Stress Index............................................................................................................ 78 6.5.4 ED: Módulo DMT ........................................................................................................................... 78

6.6 INTERPRETACION DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS .................................................................................... 78 6.6.1 Tipo de Suelo y Peso Específico Relativo ....................................................................................... 79 6.6.2 Grado de Sobreconsolidación (OCR).............................................................................................. 79


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6.6.3 Coeficiente de empuje en reposo K0 ............................................................................................... 80 6.6.4 Parámetros Resistentes................................................................................................................... 80

6.6.4.1 cu (arcillas) ............................................................................................................................. 80 6.6.4.2 φ (arenas)................................................................................................................................ 81

6.6.5 Parámetros de Deformación........................................................................................................... 82 6.6.6 Interpretación, Resumen................................................................................................................. 82

6.7 EJEMPLOS............................................................................................................................................... 82 6.8 OTRAS APLICACIONES DE INTERÉS........................................................................................................... 86

6.8.1 Detección de Superficies de Rotura en Taludes de Arcillas OC ...................................................... 86 6.8.2 Control de Tratamientos de Mejora del Terreno............................................................................. 87 6.8.3 Control de Compactación de Terraplenes....................................................................................... 87

6.9 BIBLIOGRAFÍA DMT ............................................................................................................................... 88

Ensayos Geotécnicos in situ: Introduccción M. Devincenzi y N. Frank

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1 INTRODUCCIÓN

Los ensayos geotécnicos in situ (EGIS) constituyen una serie de técnicas variadas e independientes con un objetivo común: la caracterización mecánica de las capas que componen el subsuelo a través de parámetros medidos en el propio medio natural.

La diversidad de técnicas aplicadas es muy grande y los parámetros medidos con cada una de ellas, distintos.

El presente escrito se analizan los objetivos fundamentales de los EGIS y se resumen los fundamentos del ensayo de penetración estándar, el conocido SPT, el ensayo de penetración estática y piezocono (CPT y CPTU), el ensayo Vane-Test (FVT), el ensayo presiométrico de Ménard (MPM) y, finalmente, el ensayos dilatométrico de Marchetti (DMT).

1.1 Objetivos de los EGIS

Básicamente, los cuatro propósitos fundamentales de los EGIS son (Worth, 1984): 1. Caracterización o “diagnosis” del terreno.

2. Determinación de propiedades específicas del suelo.

3. Control de obras.

4. Comprobación de hipótesis de cálculo y análisis retrospectivo.

Estos conceptos se resumen ligeramente ampliados en la Tabla 1-1.

Tabla 1-1: Objetivos de los EGIS (Jiménez Salas, 1987)

En los dos últimos decenios los EGIS han manifestado un fuerte desarrollo como consecuencia de los avances en electrónica, informática y comunicaciones. Paralelamente, se han actualizado y redactado nuevos estándares que normalizaron los procedimientos de ejecución, equipos y métodos de análisis. Numerosas Conferencias y Simposios sobre este tema desde los años 70s han tenido también una fuerte influencia en estos desarrollos.

1.2 In Situ vs. Laboratorio

En el pasado, los cálculos de estabilidad o predicciones de asientos se realizaban a partir de parámetros geotécnicos obtenidos mediante ensayos de laboratorio realizados sobre muestras supuestamente inalteradas del terreno.

Sin embargo, las fórmulas teóricas clásicas que utilizan estos parámetros mecánicos conducen en muchas ocasiones a resultados en perfecta contradicción con la experiencia. Por ejemplo, los asientos reales de una cimentación generalmente son sólo una fracción de los calculados a partir de ensayos edométricos. El tiempo de consolidación de suelos blandos bajo la carga de un terraplén suele ser bastante menor que el estimado a partir del coeficiente de consolidación determinado también en el edómetro. Incluso, muchas veces, la consolidación suele ser sorprendentemente más rápida que la prevista.

Evidentemente, en el laboratorio es donde se pueden estudiar las propiedades de los suelos en condiciones estrictamente controladas. No obstante, el punto de partida es siempre el mismo: la Muestra Inalterada.

Si bien se han realizado progresos en los métodos de toma de muestras intactas, siempre resulta ser una operación algo brutal que altera más o menos las propiedades originales del suelo. El posterior traslado y almacenamiento pueden aumentar aún más esta perturbación.La toma de muestras inalteradas, por otro lado, sólo es posible en suelos dotados de cierta cohesión. Otros inconvenientes de las muestras son la modesta representatividad de la masa total del suelo y el hecho de que los ensayos suelen ser lentos y costosos por lo que a su vez se trata de limitar su número.

Caracterización del Terreno

Parámetros de Cálculo Para el Proyecto

Modelización

Durante la ConstrucciónComportamiento del Terreno Durante la Explotación

Sobre el Terreno Control y Comprobación

Sobre las Estructuras


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Además, no debe olvidarse que los ensayos de laboratorio plantean igualmente objeciones de naturaleza teórica en lo que concierne a su interpretación y a la aplicación que puede hacerse de sus resultados.

Los EGIS, que no están exentos de crítica, permiten solicitar al suelo en su medio natural y en parte evitan la alteración inherente a las muestras. Por otra parte presentan otras valiosas ventajas: son rápidos, relativamente económicos y proporcionan una abundante cantidad de datos

Se puede así apreciar la heterogeneidad del subsuelo y someter los resultados experimentales a un análisis estadístico de los parámetros mecánicos y no adoptar sistemáticamente los valores más débiles, como se tiene tendencia a hacer con los ensayos de laboratorio.Los EGIS no sustituyen a los sondeos, caros y lentos, pero si permiten reducir su número significativamente.

De esta forma, a partir de la década de los 70, la tendencia, al menos para problemas de cimentación, se orientó claramente hacia los ensayos in situ en detrimento del laboratorio.

En la última década, sin embargo, se ha producido una situación de mayor equilibrio. Se tiene una mayor comprensión de los mecanismos que alteran las muestras, se han introducido nuevas técnicas de muestreo, existen nuevos procedimientos para la instalación de las muestras en los aparatos de ensayo y han mejorado sensiblemente las técnicas de laboratorio.

Existe además una interesante sinergia entre los ensayos in situ y los de laboratorio. Los conocimientos aportados por la nueva generación de ensayos de laboratorio permiten interpretar de una forma más completa los ensayos in situ y, por otra parte, los ensayos in situ se utilizan en la evaluación de la calidad de las muestras, como por ejemplo las medidas sísmicas de módulos de corte (Gens y Romero, 2000).

Puede decirse que la Mecánica del Suelo en la forma en la que hoy la conocemos, se sostiene sobre dos pilares que son el laboratorio y los ensayos in situ.

1.3 Interpretación y Aplicación de los EGIS

La interpretación teórica de los datos obtenidos de un ensayo in situ dista de ser fácil. Diversos factores contribuyen a ello y éstos caen dentro de dos categorías distintas (Worth, 1984): aquellos debidos al comportamiento del suelo y aquellos debidos al tipo de ensayo que se realiza.

Resistencia, rigidez y estado tensional in situ son los responsables de la respuesta de un ensayo y los métodos avanzados de interpretación deben tener en cuenta esta interacción ya que los factores utilizados para derivar un parámetro pueden a su vez depender del valor de otro.

La interpretación de los EGIS para obtener los parámetros geotécnicos se puede dividir en tres grandes grupos (Jamiolkowski et al., 1988):

1. Ensayos en los cuales los elementos del suelo siguen trayectorias de tensiones muy parecidas a las reales. Por ejemplo, presiómetro autoperforante o pruebas sísmicas. Los parámetros geotécnicos se pueden calcular con soluciones teóricas fijando modelos apropiados para las condiciones de drenaje y para las relaciones esfuerzo-deformación.

2. Ensayos en los cuales los elementos del suelo siguen trayectorias de tensiones diferentes a las reales del terreno. Con apropiadas hipótesis de las condiciones de drenaje y las relaciones esfuerzo-deformación, las soluciones teóricas permiten la determinación de algunas características del suelo. Por ejemplo, ensayos de carga con placa y ensayos de penetración estática y piezoconos.

3. Ensayos en los cuales los elementos del suelo siguen trayectorias de tensiones diferentes a las reales. Con modelos adecuados sobre las condiciones del entorno, los resultados de los ensayos se pueden correlacionar empíricamente con propiedades específicas del terreno. Por ejemplo, ensayos SPT, penetrómetros dinámicos y estáticos.

Existen dos caminos básicos para la aplicación

de los resultados de los ensayos geotécnicos in situ, enfoques que históricamente están relacionados con el desarrollo que han tenido éstos en diferentes países.

En el pasado, los parámetros de diseño básicos (de resistencia y de deformación) se obtenían exclusivamente a partir de ensayos de laboratorio, preferiblemente ensayos triaxiales, efectuados sobre muestras inalteradas. A medida que se fueron desarrollando los ensayos geotécnicos in situ, investigadores de muchos países han realizado esfuerzos para obtener con éstos los mismos parámetros que se obtienen con el ensayo triaxial (veáse por ejemplo Wroth, 1984;


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Jamiolkowski, 1988, etc.). Esta forma de trabajar con los resultados de los ensayos in situ es la que se denomina método indirecto. En contrapartida, los métodos directos contemplan la utilización de los resultados de los ensayos in situ para el diseño sin la determinación

previa de los parámetros geotécnicos tradicionales. Un ejemplo clásico lo constituye el presiómetro, desarrollado en Francia por Ménard a mediados de la década de los 50s. A partir de los resultados obtenidos con el ensayo (el módulo presiométrico, la presión de fluencia y la presión límite del suelo) se pueden realizar directamente cálculos para el diseño, tales como capacidad portante de cimentaciones, asientos, etc. Es cierto, por otro lado, que para este ensayo posteriormente se han desarrollado estudios

teóricos y correlaciones con los parámetros clásicos.

El método de cálculo de asientos para suelos granulares de Schmertmann (1978) constituye otro de los numerosos ejemplos de aplicaciones directas de los EGIS.

1.4 Elección del Método

La elección de un determinado EGIS o una combinación de ellos dependerá del tipo de problema a resolver y del tipo de terreno a investigar.

En la Tabla 1-3 se resumen los principales EGIS y su aplicabilidad en diferentes tipos de terreno. En la Tabla 1-2 se presenta además un análisis comparativo entre los distintos tipos de ensayos de penetración, dinámicos y estáticos.

1 Existen actualmente dispositivos para obtener muestras de pequeñas dimensiones realizando una penetración adyacente al ensayo.

SPT BORROS

DPSH

CPT

mecánico

CPT

eléctrico

Tipo de Suelo La mayoría La mayoría Gravas no Gravas no

Continuidad / perfiles No Si, datos cada 20 cm

Si, datos cada 10 o 20 cm

Si, datos cada 1 cm

Toma de muestra Si No No No1

Repetitividad Buena Buena Muy Buena Excelente

Sensibilidad a cambios en el perfil estratigráfico Regular/Buena Buena Buena/Muy

Buena Excelente

Correlaciones empíricas para determinar propiedades del suelo Si Si Si Si

Interpretaciones teóricas para determinar propiedades del suelo No No Si Si

Posibilidad de otros captores o sensores No No No Si

Tabla 1-2: Comparación de las ventajas y limitaciones entre distintos tipos de penetrómetros


APLICABILIDAD: A = alta, B = media, C = baja, -= ninguna

*φ’ = dependerá del tipo de suelo; 1 = sólo cuando exista sensor de u; 2 = sólo cuando exista sensor de desplazamiento u: presión hidrostática in situ φ’: ángulo de rozamiento interno efectivo su: resistencia al corte sin drenar DR%: densidad relativa mv: módulo confinado cv: coeficiente de consolidación k: coeficiente de permeabilidad G0: módulo de corte para bajos esfuerzos OCR: razón de preconsolidación σ-ε: relación tensión-deformación

Parámetros del Suelo Tipo de Terreno

Grupo Tipo

Tipo

Sue

lo

Estr

atig

rafía

u *φ’

s u

DR

%

mv

c v

k G0

σ h

OCR

σ-ε

Roc

a du

ra

Roc

a bl

anda

Gra

va

Aren

a

Lim

o

Arci

lla

Org

ánic

os

Dinámico C B - C C C - - - C - C - - C B A B B B

SPT A B - C C B - - - C - C - - C B A A A A

CPT mecánico B AB - C C B C - - C C C - - C C A A A A

CPT eléctrico B A - C B AB C - - B BC B - - C C A A A A

CPTU A A A B B AB B AB B B BC B C - C - A A A A

CPT/CPTU sísmico A A A B AB AB B AB B A B B B - C - A A A A

Punta resistividad B B - B C A C - - - - - - - C - A A A A

Pene

tróm

etro

S

Dilatómetro Plano (DMT) B A C B B C B - - B B B C C C - A A A A

Con sondeo previo (PBP) B B - C B C B C - B C C C A A B B B A B

Autoperforante (SBP) B B A1 B B B B A1 B A2 AB B AB - B - B B A B

Pres

ióm

etro

s

Hinca (FDP) B B - C B C C C - A2 C C C - C - B B A A

Vane-Test (FVT) B C - - A - - - - - - BC B - - - - - A B

Placa de Carga C - - C B B B C C A C B B B A B B A A A

Placa helicoidal (screw plate) C C - C B B B C C A C B - - - - A A A A

Permeabilidad en sondeos C - A - - - - B A - - - - A A A A A A B

Fracturación hidráulica - - B - - - - C C - B - - B B - - C A C

Otr

os

Cross hole/Down hole/Sismica C C - - - - - - - A - B - A A A A A A A

Tabla 1-3: Principales ensayos geotécnicos in situ y su aplicabilidad. Adaptada de Lunne et al., 1997

Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank

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Varillaje

Sufridera

Maza

Sondeo

i

H=76,2 cm

Cuchara SPT

Guía

2 ENSAYO SPT

2.1 Reseña Histórica

El Ensayo de Penetración Estándar (SPT, del inglés, standard penetration test) nació en el año 1927 en América del Norte y se puede decir que es el decano de los ensayos in situ tal cual hoy son concebidos. Fue desarrollado por un sondista de la Raymond Concrete Pile Co., quien propuso a Terzaghi contabilizar el número de golpes necesarios para hincar 1 pie (≈30 cm) el tomamuestras que solía utilizar para obtener muestras en terrenos sin cohesión (arenas).

Después de acumular un gran número de ensayos, Terzaghi y Peck (1948) publicaron los resultados en su clásico libro Mecánica de Suelos en la Ingeniería Práctica.

Hoy día es uno de los ensayos más extendido en todo el mundo y sobre el que se han publicado numerosísimos artículos.

2.2 Principio y Realización del Ensayos

De forma resumida, la realización del ensayo es la siguiente (Figura 2-1): 1. Se ejecuta un taladro hasta la cota deseada y

en el fondo del mismo se introduce un tomamuestras de dimensiones estándar que consta de tres elementos: zapata, tubo bipartido y cabeza de acoplamiento con el varillaje.

2. Se hinca el tomamuestras o cuchara SPT en el terreno 60 cm, contando en número de golpes necesarios para hincar tramos de 15 centímetros. La hinca se realiza mediante una maza de 63,5 kg (140 libras) que cae desde una altura de 76,2 cm (30 pulgadas) en una cabeza de golpeo o yunque, lo que corresponde a un trabajo teórico de 0,5 kJ por golpe.

La lectura del golpeo del primer y último tramo no se tienen en cuenta, por posible alteración del suelo o derrumbes de las paredes del sondeo en el primer caso y por posible compactación en el segundo. Los valores de golpeo de los tramos centrales de 15 cm sumados conducen al parámetro N30SPT o NSPT, denominado también resistencia a la penetración estándar.

Cuando el terreno es muy resistente se detiene la prueba por rechazo, anotando la penetración realizada y el número de golpes correspondiente. La prueba se puede dar por finalizada cuando (norma ASTM D1586-84):

� Cuando se aplican 50 golpes para un tramo de

15 cm. � Cuando se aplican 100 golpes en total. � Cuando no se observa penetración alguna para

10 golpes. En estos casos resulta prudente insistir en el golpeo pues bien podría tratarse de un bolo o grava gruesa

El toma muestras permite además recoger una

muestra alterada del suelo que posibilita su identificación. Normalmente esta muestra se introduce en un recipiente o bolsa en los que se indican en una etiqueta, además de los datos de la obra, sondeo, profundidad, fecha, etc., los valores de golpeo obtenidos, por ejemplo:

� 5 / 7 / 6 / 8 � 12 / 13 / 21 / R: 50/5 cm

Figura 2-1: esquema de realización del ensayo SPT


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El valor del parámetro NSPT será 7+6 = 13 en el primer caso y 13+21 = 34 en el segundo. Asimismo, para este segundo ejemplo se ha llegado al rechazo (50 golpes habiendo penetrado sólo 5 centímetros.

En la Figura 2 se presenta un esquema de la cuchara SPT. En suelos con gravas suele sustituirse la zapata por una puntaza cónica maciza de 60º, denominada puntaza ciega.

2.3 Aplicabilidad de la Prueba

El ensayo SPT es por naturaleza simple y puede ser intercalado con facilidad en cualquier sondeo de reconocimiento. Puede ejecutarse en casi cualquier tipo de suelo, incluso en rocas blandas o meteorizadas.

Los resultados de la prueba, difundida ampliamente en todo el mundo, se correlacionan empíricamente con las propiedades específicas in situ del terreno. Existe una abundante bibliografía a este respecto.

La gran mayoría de datos y correlaciones corresponden a terrenos arenosos. La presencia de gravas complica la interpretación, cuando no impide su realización.

En resumen, el ensayo resulta apropiado para terrenos en los que predomina la fracción arena, con reserva tanto mayor cuanto mayor es la proporción de la fracción limo-arcilla o de fracción grava.

2.4 Factores que Afectan el Resultado

Los principales factores intrínsecos del sistema que afectan el valor NSPT son:

� Preparación y calidad del sondeo.

� Longitud del Varillaje. � Diámetro del sondeo. � Pandeo del varillaje. � Dispositivo de golpeo.

2.4.1 Preparación del Sondeo

Una cuidadosa preparación del sondeo es fundamental para garantizar la representatividad del ensayo.

El fondo del taladro debe estar limpio de desprendimientos de zonas superiores.

El sondeo debe realizarse de forma tal que sus paredes se mantengan estables para lo cual en muchas ocasiones es necesario entubarlo utilizando tubería de revestimiento o agregando lodos bentoníticos al fluido de perforación. La tubería de revestimiento debe mantenerse siempre por encima del nivel de inicio del ensayo.

Al trabajar por debajo del nivel freático, debe mantenerse una columna de agua dentro de la tubería de revestimiento a fin de evitar sifonamientos ya que de lo contrario, el ensayo no se realizaría en el suelo en su estado natural.

2.4.2 Longitud del Varillaje y Diámetro del Sondeo

La longitud del varillaje incide en el hecho de que el peso del elemento percutido aumenta con la profundidad al añadir varillaje suplementario.

La relación Masa Percutiente / Masa Percutida disminuye con la profundidad del ensayo, lo que en un suelo homogéneo debería traducirse en un aumento de parámetro NSPT. La relación de masas es, no obstante, una fuente de un error poco

Figura 2-2: Tomamuestras o cuchara SPT. UNE 103-800-92 - ASTM D 1586/84


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importante (Cassan, 1982). Se puede evitar este efecto utilizando una corredera de golpeo dispuesta justo por encima del tomamuestras (en el fondo del taladro), dispositivo raramente utilizado en la práctica cotidiana.

Uto y Fujuki (1981) recomiendan la siguiente corrección de los valores NSPT cuando se ensaya a más de 20 metros de profundidad:

l) 0,003-(1,06 N'- = N ⋅ (2-1)

donde N' es el valor obtenido de NSPT y ‘l’ la longitud del varillaje en metros.

Skempton (1986, Tabla 2-1 y Tabla 2-2) propone factores de corrección al valor NSPT medido de acuerdo a la profundidad del ensayo y el diámetro del sondeo:

Estas correcciones se refieren principalmente a suelos granulares. En suelos cohesivos la influencia del diámetro del sondeo es despreciable.

Longitud del Varillaje Factor de Corrección

> 10 m 1,00

6 a 10 m 0,95

4 a 6 m 0,85

3 a 4 m 0,75

Tabla 2-1: Corrección de N por la longitud del varillaje

Diámetro del Sondeo Factor de Corrección

65- 115 mm 1,00

150 mm 1,05

200 mm 1,15

Tabla 2-2: Corrección de N por el diámetro del sondeo

2.4.3 Dispositivo de Golpeo: Energía Liberada

Existen distintos tipos de dispositivos de golpeo que se ilustran en la Figura 2-3. El tercero de ellos (donut hammer) es el de uso más frecuente en España. La forma en que es movilizada la maza de golpeo afecta de forma rotunda el rendimiento de la energía liberada en el golpe. Existen dos dispositivos básicos: � Manual, con cuerdas y poleas (Figura 2-4) � Desenganche automático de la maza. En la

Figura 2-5 pueden apreciarse dos tipos de martillos automáticos mecánicos. Existen

otros, como por ejemplo mediante sensores de cercanía electromagnéticos, etc.

Las normativas actuales sólo contemplan los dispositivos automáticos. Sólo éstos garantizan la repetitividad del golpeo y la altura de caída de la maza. En el sistema antiguo, manual, la velocidad de impacto está muy influenciada por el número de vueltas de la cuerda en las poleas, el estado de la cuerda, su longitud, su grado de humedad y la pericia (y cansancio!) del operador.

Figura 2-3: Distintos dispositivos de golpeo. Riggs, 1986

Figura 2-4: Mecanismo manual, Cestari (1990)

Figura 2-5: Mecanismos automáticos mecánicos


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Figura 2-6: Influencia del número de vueltas en la polea (Kovacs, et al., 1978; Kovac, 1979 en Cestari, 1990

Se ha demostrado (Kovaks et al., 1978, 1979, 1981, 1982) que operando con 2 o con 3 vueltas de cuerda en el cabestrante, la eficiencia del sistema (ERi) pasa del 70% al 60%, terminando en el orden del 40% (Figura 2-6). Schmertman (1978, 1979) indicaba también que la energía del impacto suele oscilar tanto como del 30% al 80% de la teórica.

Hoy día resulta posible medir mediante sensores la energía liberada en el momento del impacto. No debe olvidarse, no obstante, que las numerosísimas correlaciones empíricas con parámetros geomecánicos, están realizadas en base a los ensayos realizados manualmente con una cuerda y un cabestrante.

2.4.4 Normalización por el Sistema de Hinca

Los factores de variabilidad dependientes de los distintos sistemas de hinca, se pueden tente en cuenta:

1. Siguiendo el procedimiento de referencia publicados en el ISSMFE 1988 que define exactamente las características geométricas de todo el sistema (maza, yunque, varillaje, tomamuestras). Especificaciones recogidas en casi todas las normativas modernas. Con este dispositivo se obtiene un valor medio del rendimiento próximo o ligeramente superior al 60% de los 474 J teóricos.

2. Midiendo el rendimiento del sistema mediante los dispositivos oportunos, se determina el

valor de N referido a un rendimiento de referencia del 60% (N60):

N' 476J*0.6

E = N r

60% ∗ (2-2)

2.5 Correcciones de Nspt

Existen otros factores, independientes del propio sistema, que influencian el valor de NSPT que serán tratados a continuación

2.5.1 Corrección por nivel freático

En arenas gruesas o con gravas, la saturación del terreno no afecta los resultados; en arenas finas y limos bajo el nivel freático, Terzaghi y Peck recomiendan corregir el valor obtenido, si N>15, por la relación:

215 N'- + 15 = N (2-3)

que traduce el debilitamiento de la resistencia al corte bajo el efecto de las presiones intersticiales en exceso que se generan en el momento del golpeo.

2.5.2 Normalización por la Presión de Confinamiento

El valor de N está influenciado por las sobrecargas debidas al peso de las tierras (Gibbs y Holtz, 1957) y se puede normalizar refiriéndolo a un valor unitario de la presión vertical efectiva σ‘v0 = 1 kp/cm2 a fin de comparar ensayos realizados a diferentes profundidades:

60N601 N C =) (N ∗ (2-4)

donde CN es el coeficiente de corrección, función de σ‘v0.

Se han propuesto diferentes expresiones de CN, básicamente similares entre si. Liao y Whitman (1986a) resumen los datos publicados hasta esa fecha y analizan cada una de ellas. Los autores diferencian dos grupos: factores consistentes y factores inconsistentes, recomendando la utilización de los primeros, a la vez que proponenuna expresión más simple de CN (ver también Figura 2-7):


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n'

v0

N1 = C

σ (2-5)

donde n = 0,5. Jamiolkowski et al. (1985) propusieron un valor de n = 0,56.

Figura 2-7: factor de corrección CN (Liao y Whitman, 1985)

Skempton (1986, Tabla 2-3), a su vez, propone diversas expresiones de CN según el tamaño de las partículas (σvo’ en tsf).

De esta forma, teniendo en cuenta la normalización con respecto a la presión vertical efectiva y el rendimiento del sistema de hinca tratado en el epígrafe anterior, el valor normalizado se puede expresar como:

'0

imimN60

60N ER N

60ER C = N1

vσ≈ (2-6)

2.6 Parámetros Geotecnicos: Terrenos Granulares

Existen numerosas correlaciones empíricas con diversos parámetros geotécnicos. Debe entenderse claramente que estas relaciones son aproximadas y su uso resulta tanto más adecuado cuanto mayor sea la experiencia de quien las utiliza.

)+,02,0

'01( vσ Arenas finas y medias,

sueltas

)+,03,0

'02( vσ Arenas gruesas, densas

)+,70(1,7

'0vσ Arenas finas

sobreconsolidadas

Tabla 2-3: Expresiones de CN según el tipo de suelo

2.6.1 Densidad Relativa

Terzaghi y Peck (1948) publicaron la primera correlación entre NSPT y la Densidad Relativa (DR%), válidas para arenas cuarzosas (Figura 2-8).

Se define la DR% como:

100 * e - ee - e

= %minmax

0maxDR (2-7)

o bien como:

- -

* = minmax

minmax

γγγγ

γγ ap

ap

DR (2-8)

donde e es el índice de huecos y γap es la densidad aparente.

2.6.1.1 DR% y la clasificación de Terzaghi y Peck

En base a los valores de la DR%, Terzaghi y Peck establecieron lo que hoy es un clásico sistema de clasificación de las arenas. Este sistema, modificado por Skempton en 1986 para tener en cuenta las normalizaciones del valor de N (N160) se presenta en la Tabla 2-4.


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Figura 2-8: Relación entre N y DR%. Terzaghi y Peck, 1948

N160 DR% Compacidad

0 - 3 0 - 15 Muy Suelta

3 - 8 15 - 35 Suelta

8 - 25 35 - 65 Medianamente densa

25 - 42 65 - 85 Densa

42 - 58 85 - 100 Muy densa

Tabla 2-4: Clasificación de Terzaghi y Peck (1948) modificada por Skempton (1986)

Figura 2-9: Ábacos de Gibbs y Holtz, 1957 comparado con el de Terzaghi y Peck de 1948. Elaboración de Coffman (1960)

2.6.1.2 DR% y Presión de Confinamiento

Con posterioridad a los trabajos de Terzaghi y Peck, Gibbs y Holtz (1957), demostraron que el valor de N no depende solo de la DR%, sino también de la presión de confinamiento. En la Figura 2-9 se presenta una didáctica construcción gráfica de Coffman (1960) en la que se presenta el ábaco de Gibbs y Holtz comparado con el trabajo de Terzaghi y Peck de la Figura 2-8.

Para la aplicación de este ábaco debe tenerse presente la compresibilidad de una arena. Un aumento de mica o carbonato, por ejemplo, hace que una arena sea más compresible. Por lo tanto al aplicar el ábaco de Gibbs y Holtz en estos casos, debe tenerse presente (Cestari, 1990):

� para valores DR < 70% los valores obtenidos del ábaco resultan superiores a los reales.

� para valores bajos de tensión efectiva vertical (< 5 kPa), la DR% que se obtiene resulta demasiado alta.

� no resulta apropiada para golpeos N<10.

Meyerhof (1957) ajustó el ábaco de Gibbs y Holtz mediante la expresión:

16+ 23N = 'v0σ

DR (2-9)

donde la tensión efectiva vertical está expresada en kp/cm2.

Giuliani y Nicoll (1982) efectuaron detallados análisis estadísticos de diversos métodos. Para los mencionados ábacos de Gibbs y Holtz propusieron:

6,05,1100

222,0

−

⋅=FNDR

(2-10)

donde F es:

1468,10065,0 '0

2'0 +⋅+⋅= vvF σσ (2-11)

y la tensión efectiva vertical está expresada en t/m2.

Para el trabajo de Bazaraa (1967), estos mismos autores propusieron:


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'v0 b + a

N 0,2236 = 100 σDR

(2-12)

siendo,

σv0 a b

< 15 t/m2 1,00 0,20

> 15 t/m2 3,25 0,05

A su vez Giuliani y Nicoll (op. cit) propusieron:

606,0'0639,0188,4100

v

NDRσ⋅+

= (2-13)

donde la tensión efectiva vertical está expresada también en t/m2.

Según estos autores esta relación se ajusta mejor que los ábacos de Gibbs y Holtz para alto confinamiento (σv0’ > 20 t/m2) y para bajos golpeos y que las curvas de Bazaraa para bajos valores de σv0’.

Existen, además de los expuestos, numerosos trabajos más sobre la cuantificación de la DR%. Muchos de ellos intentan explicar las desviaciones de los diferentes métodos. Errores de hasta el 20% fueron indicados por Távenas et al. (1973). Las mayores divergencias se observan para valores elevados de DR (Marcuson, 1977).

La técnica del ensayo, así como la granulometría, composición y angulosidad de las partículas son factores que juegan un papel importante en esta correlación. Algunas de las correlaciones publicadas intentan tener en cuenta estos factores, teniendo en cuenta por ejemplo el Indice de uniformidad (Marcuson et al., 1977), etc.

2.6.1.3 DR%, Consideraciones Finales

Skempton (1986), resumiendo la información disponible hasta ese momento, comprueba que las correlaciones originales de Terzaghi y Peck son perfectamente válidas si se utilizan los valores normalizados N160. Según este autor, esta relación puede expresarse como:

'v02

60 b + a = DR

1 σN (2-14)

donde la tensión efectiva vertical está expresada en kp/cm2. Obsérvese que esta expresión es análoga a las de Meyerhof y Bazaraa.

Los parámetros a y b pueden ser considerados constantes en el entorno (Cestari, 1990) 0,85 > DR > 0,35 y 2,5 > σvo’ > 0,5 kp/cm2.

El grado de sobreconsolidación del depósito influye en la ecuación anterior incrementando el valor del coeficiente b.

2.6.1.4 DR%, Comentarios Sobre la Edad de los Depósitos

A mayor edad de un depósito mayor será su consolidación y mayor será la resistencia a la penetración que se obtendrá. Skempton (1986) ha intentado cuantificar el efecto de la edad de un depósito de la forma indicada en la Tabla 2-5.

Edad (años) 2601

DRN

Ensayos de Laboratorio 10-2 35

Depósitos Recientes 10 40

Depósitos Naturales 102 55

Tabla 2-5: Influencia de la edad de los depósitos. Sekempton, 1986

2.6.2 Angulo de Rozamiento Interno

Los datos que se obtienen del ensayo SPT permiten estimar el ángulo de rozamiento interno φ de los materiales granulares, bien indirectamente, deducido de los valores estimado de la DR. bien directamente a partir del valor NSPT (tendencia actual). Algunas de estas relaciones se indican a continuación.

2.6.2.1 Angulo de Rozamiento y DR%

En la Figura 2-10 se presentan conjuntamente los ábacos empíricos propuestos por Meyerhof (1956) y Peck et al. (1974).


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Figura 2-10: : Estimación de . Meyerhof (1956) y Peck et al. (1974). Gráfica de Tornaghi, 1981

Las expresiones de Meyerhof se indican en la

Tabla 2-6:

> 5% arena fina y limo φ = 25 + 0,15 DR%

< 5% arena fina y limo φ = 30 + 0,15 DR%

Tabla 2-6: DR y φ (Meyerhof, 1956)

Burmister (1948) propuso correlaciones entre DR y φ’ en función de la granulometría del suelo. Las expresiones de este autor ser presentan en la Tabla 2-7.

Gravilla uniforme φ’ = 38,0 + 0,08 DR

Arena gruesa φ’ = 34,5 + 0,100 DR

Arena media φ’ = 31,5 + 0,115 DR

Arena fina φ’ = 28,0 + 0,140 DR

Tabla 2-7: Relaciones entre DR y φ’ según Burmister (1948)

Mediante métodos estadísticos Giuliani y Nicoll propusieron (1982):

0,866DR 0,361+ 0,575 = )(φtg (2-15)

relación no válida para arenas finas limosas saturadas con bajos valores de N.

2.6.2.2 NSPT y Angulo de Rozamiento

Las correlaciones directas entre el valor NSPT y el ángulo de rozamiento evitan las aproximaciones de una doble correlación y por eso numerosos autores las han preferido.

Existen otras numerosísimas propuestas para estimar φ. Las dispersiones entre las distintas propuestas pueden ser notables. De entre ellas mencionaremos la de Muromachi (1974):

N * 3,5 + 20 = φ (2-16)

En la Figura 2-11 se presenta la correlación de φ’ de De Mello (1971). Para valores bajos de σv0 (<10 kPa), φ’ resulta sobrevalorado; también para valores de φ’ > 38º (Cestari, 1990).

Figura 2-11: Estimación de φ’ en función de NSPT y tensión efectiva vertical (De Mello, 1971)

2.6.3 Deformabilidad

En los terrenos granulares, la determinación de los parámetros de deformación representa un problema complejo en el que intervienen numerosas variables tales como la granulometría, composición mineralógica, estructura, cementación, historia tensional del depósito, etc.


Página 19

Existen numerosas (más propiamente, numerosísimas) correlaciones entre el valor de NSPT que permiten deducir reglas empíricas o semiempíricas a partir de las cuales se puede estimar los módulos de deformabilidad.

En general se utiliza el módulo confinado (edométrico), aunque muchas veces esto no queda claro en la literatura ya que muchos autores hacer referencia simplemente a un módulo de deformabilidad. Algunos autores denominan módulo de Young a lo que otros habían especificado como confinado, etc.

Asimismo, se debería distinguir en base a que ensayos se establecen las correlaciones:

� Ensayos de carga con placa en superficie � Ensayos de carga en profundidad (screw plate) � Ensayos presiométricos � Dilatómetro plano de Marchetti � Ensayos edométricos en laboratorio � Observaciones de estructuras reales (back

analysis) Es decir, se debe distinguir entre campos de

esfuerzos isótropos o desviatorios. Por otro lado, el módulo determinado in situ no es un módulo de elasticidad en sentido estricto, que representa un comportamiento reversible del terreno, sino que se trata de un parámetro constitutivo, que indica de forma sintética una relación tensión-deformación de la situación particular ensayada y difícilmente extrapolable a otras situaciones.

Se sugiere una precaución a la hora de utilizar una correlación u otra. Evidentemente correlaciones de tipo local son preferibles.

2.6.3.1 Módulo Confinado

Mitchell y Gardner (1975) resumen una serie de trabajos publicados hasta esa fecha, detallando el tipo de suelo y la base de cada método. Estas correlaciones con el Módulo Confinado se presentan el la Figura 2-12. Se observa la enorme dispersión de los valores y es evidente la necesidad de estudios referenciados. De estas correlaciones, sólo la de Schultze y Meltzer (1965) tienen en cuenta la presión de confinamiento.

Natarajan y Tolia (1977) efectúan también una revisión de publicaciones, concluyendo que la DR y σv0 deben también tomarse en consideración.

Figura 2-12: Relación entre el Módulo Confinado y el valor de NSPT (Mitchell y Gardner., 1975)

Las relaciones entre NSPT y Es, pueden expresarse de forma general mediante la relación lineal empírica:

2spt1 S + N S = sE (2-17)

Algunos valores de estas constantes se presentan en la Tabla 2-8 (Denver, 1982).

Los valores de D'Appolonia son considerados demasiado conservadores. En este mismo trabajo, Denver (op cit.) propone la relación:

(MPa) N 7 = E (2-18)

2.6.3.2 Módulo de Young

En arenas cuarzosas no cementadas se puede utilizar como aproximación la Figura 2-13 obtenida de ensayos de penetración estática CPT en cámaras de calibrado adoptando una razón qc/NSPT = 4,5


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Figura 2-13: Evaluación del Módulo de Young a partir de ensayos CPT para arenas cuarzosas (Bellotti et al., 1989).

S1 (MPa)

S2 (MPa) Observaciones Autores

0,756 18,75 Arenas y gravas normalmente consolidadas

D’Appolonia et al. 1970

1,043 36,79 Arenas

sobreconsolidadas

D’Appolonia et al. 1970

0,517 7,46 Schultze y

Menzenbach, 1961

0,478 7,17 Arenas saturadas Webb, 1969

0,316 1,58 Arenas y arcillas Webb, 1969

Tabla 2-8: Valores de S1 y S2 de la ecuación 19. Denver, 1982

2.6.3.3 Módulo de Corte Dinámico G0

El módulo de corte dinámico para pequeños esfuerzos, G0, se puede estimar indirectamente correlacionando el valor del NSPT con la velocidad de propagación de las ondas de corte transversales Vs.

Distintos autores han presentado correlaciones NSPT-Vs. Entre ellos, Ohta y Goto (1978), Yoshida et al. (1988), Kokusho y Yoshida (1998) para

sueos con gravas. Ver Tabla 2-9 donde Vs se expresa en m/s y σ’v0 en kPa.

El módulo G0 puede entonces estimarse a partir de:

gVG s

γ⋅= 20 (2-19)

donde γ es la densidad (kN/m3) y g es la aceleración de la gravedad (m/s2).

Tabla 2-9: Correlación entre Vs y NSPT (Yoshida et al., 1988)

2.7 Otras Correlaciones en Suelos Granulares

En la Tabla 2-10 elaborada por Hunt (1984) se presentan correlaciones de los parámetros básicos de suelos granulares clasificados de acuerdo al criterio de Casagrande. Entre estos parámetros se indica el valor del NSPT.

2.8 Cimentaciones Superficiales: Tensión Admisible y Asientos

Se han propuesto numerosos métodos para calcular directamente la carga admisible y los asientos de una cimentación superficial en base al valor NSPT. Casi todos ellos están basados en observaciones directas y análisis retrospectivos de asientos de estructuras y relacionan la carga de trabajo, el asiento y el ancho de la cimentación.

Estos métodos sólo deben considerarse como ayudas al diseño de una cimentación y deben utilizarse con suma precaución.

2.8.1 Método de Terzaghi y Peck, 1948

La primera de estas relaciones fue presentada en forma de ábaco por Terzaghi y Peck (1948) y se reproduce en la Figura 2-14. Estas curvas corresponden a un asiento máximo de 2,5 cm (1”) y un asiento total diferencial de 1,9 cm (3/4”).

La experiencia ha demostrado, no obstante, que esta aproximación es extremadamente

Tipo de Suelo Vs

Arena Fina 14,0'

025,049 vSPTs NV σ⋅⋅=

25% de grava 14,0'

025,056 vSPTs NV σ⋅⋅=

50% de grava 14,0'

025,060 vSPTs NV σ⋅⋅=

General 14,0'

025,055 vSPTs NV σ⋅⋅=


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conservadora. Se han presentado numerosas correcciones basadas en este método con el objetivo de hacerlas más realistas. Las expresiones generales para estas relaciones son del tipo:

2

1

+⋅⋅=

BB

NqCs

SPT

(2-20)

21

+⋅⋅

=B

BCNsq SPT (2-21)

siendo C una constante empírica determinada a partir de observaciones experimentales. B se expresa en ft, q en tsq y s en pulgadas.

Figura 2-14: Tensión admisible para asientos de 2,5 cm en función del golpeo NSPT y el ancho de cimentación. Terzaghi y

Peck, 1948.

Estas expresiones pueden corregirse por el efecto del empotramiento de la cimentación y de la presencia del nivel freático.

El efecto beneficioso del empotramiento se traduce en una disminución de asientos o, inversamente, en un aumento de la tensión admisible, corrigiendo por factores de empotramiento CD y de presencia del nivel freático, CW.

Las expresiones analíticas de las curvas de Terzaghi y Peck de fueron presentadas por Meyerhof (1956):

SPTNqs ⋅= 8

para B < 4 ft (2-22)

2

112

+⋅⋅=

BB

Nqs

SPT para B > 4 ft (2-23)

SPTNqs ⋅= 12

para cimentaciones corridas (2-24)

donde: s = asiento (pulgadas) q = tensión aplicada (t/pie2 = tsf) B = ancho de la cimentación (pies) Cw y CD son los factores de nivel freático y de empotramiento, respectivamente.

22

2 ≤

−=B

DC w

w (2-25)

para cimentaciones superficiales y

25,02 ≤

−=

BD

C fw (2-26)

para cimentaciones sumergidas donde Df ≥ Dw, siendo Df la profundidad de la cimentación y DW la profundidad del nivel freático

El factor CD se define como:

BD

C fD 25,01−= (2-27)

Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT .M. Devincenzi y N. Frank

Página 22

Tabla 2-10: propiedades comunes de los suelos no cohesivos (Hunt, 1984).

Material Compacidad Dr (%) N1 Densidad

seca

γγγγd (g/cm3)

Indice de poros

e

Angulo de rozamiento interno

GW: Gravas bien graduadas,mezclas de gravas y de arena

Densa

Medianamente densa

suelta

75

50

25

90

55

<28

2.21

2.08

1.97

0.22

0.28

0.36

40

36

32

GW: Gravas mal graduadas,mezclas de gravas y arena

Densa

Medianamente densa

suelta

75

50

25

70

50

<20

2.04

1.92

1.83

0.33

0.39

0.47

38

35

32

SW: Arenas bien graduadas, arenas con gravas

Densa

Medianamente densa

suelta

75

50

25

65

35

<15

1.89

1.79

1.70

0.43

0.49

0.57

37

34

30

SP: Arenas mal graduadas, arenas con gravas

Densa

Medianamente densa

suelta

75

50

25

50

30

<10

1.76

1.67

1.59

0.52

0.60

0.65

36

33

29

SM: arenas limosas

Densa

Medianamente densa

suelta

75

50

25

45

25

<8

1.65

1.55

1.49

0.62

0.74

0.80

35

32

29

ML: limos inorgánicos, arenas muy finas

Densa

Medianamente densa

suelta

75

50

25

35

20

<4

1.49

1.41

1.35

0.80

0.90

1.00

33

31

27


Página 23

2.8.2 Método de Meyerhof, 1956, 1965

Meyerhof, propuso para asientos limitados a 1” (2,5 cm):

DSPT

ad CB

BNq ⋅

+⋅=2

21

3 (2-28)

donde B se expresa en pies y q en tsf. Para losas y pozos, el valor de q se duplica.

El factor CD lo define como:

33,133,01 ≤+=B

DC f

D (2-29)

2.8.3 Método de Teng, 1962

Basado en los ábacos de Terzaghi y Peck y tiene en cuenta correcciones por el empotramiento y la presencia del nivel freático. La expresión del asiento es:

Dwc CCBB

Nq

s⋅

⋅

+⋅

−⋅= 1

12

)3(720

20

(2-30)

donde q0 es la carga aplicada neta en tsf.

Nc es el valor corregido de NSPT:

+=

1050

'0v

c NNσ

(2-31) σv0’ en psi

CD es el factor corrector por empotramiento:

0,21 ≤

+=

BD

C fD (2-32)

Cw es el factor de corrección por la presencia del nivel freático para :

5,05,05,0 ≥

−+=

BDD

C fww (2-33)

2.8.4 Método Peck y Bazaraa, 1969

Para arenas sobre el nivel freático, Peck y Bazaraa propusieron la Figura 2-15.

Figura 2-15: qad para asientos de 2,5 cm en función del valor NSPT para cimentaciones superficiales. Peck y Bazaraa (1969)

2.8.5 Método Schultze y Sherif, 1973

En base a observaciones directas en 48 cimentaciones superficiales, estos autores realizaron un análisis estadístico y propusieron la siguiente expresión del asiento en centímetros:

Dl

CBBN

fBqs⋅

⋅⋅

⋅⋅= 5,087,071,1

(2-34)

donde:

q se expresa en kp/cm2 y no se reduce por el efecto de la excavación.

B es el ancho de la cimentación en cm

Bl = 1cm

f es un factor de influencia que depende de B/L, siendo L el largo de la cimentación y el espesor del estrato compresibley CD es el factor corrector por empotramiento:


Página 24

BD

C fD ⋅+= 4,01 (2-35)

2.8.6 Método Peck Hanson y Thornburn, 1974

Estos autores presentaron un nuevo ábaco basado en los de Terzaghi y Peck de uso muy extendido y que se presenta en la Figura 2-18.

2.8.7 Método Burland et al., 1977

Burland, Broms y De Mello propusieron un método basado en las observaciones de casos reales. La propuesta de estos autores resultó novedosa ya que observaron que es posible asignar un límite superior a la razón asiento/tensión (smax/qad) para distintos tipos de arenas (de sueltas a densas) caracterizadas por los valores de NSPT y en función del ancho de la cimentación como puede observarse en la Figura 2-17. El método es particularmente aplicable para anchos B > 3 metros (Cestari, 1990).

2.8.8 Método Bowles, 1977, 1982, 1996

Este autor basa su método en la modificación de las propuestas de Terzaghi y Peck y de Meyerhof con el fin de obtener resultados no tan conservadores. Según afirma, los resultados obtenidos de tensión admisible son hasta un 50% superiores a éstos.

Para un asiento de 1” (2,5 cm), este autor propone las expresiones de tensión admisible:

DSPT C

FNq ⋅=

1

, para B ≤ 1,2 m o 4ft(2-36)

DSPT C

BFB

FN

q ⋅

+⋅= 3

2

para B>1,2 m o 4ft (2-37)

DSPT C

FNq ⋅=

2

para losas (2-38)

siendo CD el mismo factor de empotramiento propuesto por Meyerhof (1965):

33,133,01 ≤+=B

DC f

D (2-39)

y los factores F definidos en la Tabla 2-11.

Los ábacos, análogos a los de otros autores, se presentan en la Figura 2-16.

Sistema Internacional Sistema FPS (US)

F1 0,05 2,5

F2 0,08 4,0

F3 0,3 1,0

Tabla 2-11: Factores F de Bowles

Figura 2-16: Tensión admisible cimentaciones superficiales para asientos de 2,5 cm. Bowles, 1977, en Bowles, 1996


Página 25

Figura 2-17: Valoración del asiento en arenas en función del valor NSPT. Burland, Broms y De Mello, 1977

Figura 2-18: Tensión admisible para cimentaciones superficiales en arenas a partir del valor NSPT, ancho de la cimentación B y empotramiento Peck, Hanson y Thornburn (1973).


Página 26

2.8.9 Tensión Admisible y Asientos: Cometarios

Aparte de los métodos brevemente descritos, existen en la literatura muchos más. Talbot (1981) menciona hasta 40. Otros autores como Oweis (1979) y Nixon (1982) han presentado revisiones de estos métodos.

Algunos de los métodos utilizan como se ha visto directamente el valor del ensayo y otros son “elásticos” en el sentido de que sustituyen el valor del módulo de deformación con aquel correlacionado del golpeo NSPT (D’Appolonia et al., 1970, Parry, 1971, Schultze y Sherif, 1973, Alpan, 1964, etc.).

El valor de NSPT adoptado corresponde generalmente al valor medio para la zona de influencia de la cimentación, entre 0,5 B por encima de la cota de apoyo y 2 B por debajo de la misma. La presencia de capas blandas afecta negativamente y este hecho debe ser tenido en cuenta.

La aplicación de estos métodos debe hacerse con suma precaución.

2.9 Resistencia a la Licuefacción de una arena

Si bien el ensayo CPT permite obtener una información más precisa, el ensayo SPT puede resultar útil para estimar el potencial de licuefacción de depósitos arenosos, siempre que los datos obtenidos sean lo suficientemente representativos de la variabilidad de las facies granulométricas. Los valores deben estar debidamente normalizados.

La licuefacción de un suelo granular saturado sobreviene como resultado de un rápido incremento de la presión intersticial, derivado de la acción de un esfuerzo cíclico de las ondas sísmicas. La presión del fluido que ocupa los poros puede alcanzar un valor tal que anule la presión efectiva del suelo, que pasa a comportarse como un fluido.

El potencial de licuefacción depende de la relación entre el esfuerzo de corte cíclico medio que actúa sobre planos horizontales del suelo durante la carga sísmica y los esfuerzos efectivos verticales que actúan sobre el suelo antes de dicha carga.

El índice utilizado para determinar la resistencia a la licuefacción de un terreno CSR (Cyclic stress ratio) fue definido por Seed e Idriss (1971).

dv

v

v

av rg

aCSR ⋅⋅⋅== '0

0max'0

65,0σσ

στ

(2-40)

donde amax es la aceleración máxima en la superficie del terreno y rd es un factor de reducción que da cuenta de la flexibilidad del perfil del terreno.

Para proyectos no críticos se pueden utilizar las ecuaciones propuestas por Liao y Whitman (1986) para estimar el valor de rd:

zrd ⋅−= 00765,00,1 para z ≤ 9,15 m (2-41)

zrd ⋅−= 0267,0174,1 para 9,15 m ≤ z ≤ 23 m (2-42)

Los primeros estudios de Seed e Idriss, 1982 Seed et al., 1985 y Tokimatsu y Yoshimi, 1983 se presentan la Figura 2-19 que muestra la relación entre el CSR y el valor de NSPT corregido (N160), para terrenos arenosos con menos de un 5% de finos que han mostrado fenómenos de liquefacción bajo la acción de terremotos de grado de magnitud 7,5. La línea curva trazada en la figura indica el límite entre terrenos potencialmente liquefactables y no liquefactables según los estudios de. Esta curva se denomina CRR y es la que permite evaluar la resistencia a la licuefacción.

Resultados similares se obtuvieron en ensayos de laboratorio con muestras de arenas obtenidas por congelamiento (Yoshimi et al., 1984, 1988) y para muestras reconstituidas.

2.9.1 Influencia del Contenido de Finos

Seed et al. (1985) notaron un aparente incremento del CRR con el incremento de finos (% que pasa por el tamiz ASTM 200). Si este incremento es debido a un incremento de la resistencia a la liquefacción o a un menor golpeo es algo que no está claro. La Figura 2-20 ilustra esta tendencia para terremotos de una magnitud de M = 7,5. Se aprecia como la curva CRR se desplaza hacia la izquierda del gráfico al aumentar el porcentaje de finos.

Se debe tener presente que la plasticidad de los finos debe jugar un papel importante si bien no se han presentado estudios en este sentido.


Página 27

Figura 2-19: Estimación del potencial de liquefacción. Seed et al., 1985 y Tokimatsu y Yoshimi, 1983. En Cestari, 1990.

Figura 2-20: Relación entre el valor Nspt normalizado (N1)60 y el potencial de licuefacción para arenas con diferentes porcentajes

de finos (Youd e Idris, 2001)

La Figura 2-20 presentada recientemente por Youd e Idriss (2001) es una actualización de las curvas originales presentadas por Seed e Idriss (1982) y Seed et al. (1985), con un mejor ajuste para bajos valores de N160 y que refleja una

mayor consistencia con las curvas CRR desarrolladas a partir de ensayos CPT y de ensayos sísmicos (Vs).

La curva para arenas limpias de la esta figura puede expresarse de forma aproximada por la siguiente equación (Youd e Idriss, 2001):

[ ] 2001

45)(1050

135)(

)(341

2601

601

6015,7 −

+⋅++

−=

NN

NCRR

(2-43)

2.9.2 Magnitud del Terremoto

La magnitud del terremoto puede ser tenida en cuenta asumiendo que el número de ciclos de las ondas de corte aumenta con la magnitud del terremoto.

En la Figura 2-21 se presentan las curvas propuestas por Tokimatsu (1988) a partir de estudios de laboratorio sobre muestras de arenas obtenidas por la técnica de congelación.

Figura 2-21: Relación entre el valor Nspt normalizado (N1)60 y el potencial de licuefacción para arenas con para distintas

magnitudes de sismos (Tokimatsu, 1988, en Cestari , 1990)

2.10 Suelos Cohesivos

En los terrenos cohesivos, las correlaciones basadas sobre los resultados del ensayo spt sólo deben considerarse orientativas.


Página 28

La dispersión de las correlaciones en suelos cohesivos es mucho mayor que en los terrenos granulares. Las presiones insterticiales que se generan en el momento del golpeo y los rozamientos parásitos afectan substancialmente los resultados.

2.10.1 Resistencia a la Compresión Simple

Muchos investigadores han intentado realizar correlaciones entre el valor de NSPT y la resistencia a la compresión simple de suelos arcillosos. La dispersión de los resultados obtenidos es muy grande, como puede apreciarse en la Figura 2-22 (NAVFAC, 1971).

En la Tabla 2-12 se presentan también correlaciones entre el golpeo NSPT, la densidad saturada y la resistencia a la compresión simple según la adaptación de Hunt (1984) a los trabajos de Terzaghi y Peck (1948).

Figura 2-22: Valores de la resistencia a compresión simple a partir de Nspt para suelos cohesivos de distinta plasticidad.

NAVFAC, 1971 en IGME, 1987

Tabla 2-12: Propiedades de suelos arcillosos. Hunt, 1984, en IGME, 1987

2.10.2 Parámetros de Deformabilidad

La estimación de parámetros de deformabilidad en suelos arcillosos en base al golpeo NSPT sólo es factible sobre la base de experiencia local y en depósitos geotécnicamente bien caracterizados.

2.11 Correlaciones Con Otros Ensayos In Situ

2.11.1 Correlaciones con el CPT

Numerosos estudios se llevaron a cabo para relacionar el valor NSPT y la resistencia por punta qc del ensayo de penetración estática CPT. Robertson et al. (1983) efectuaron una recopilación de estos trabajos cuyo resultado se muestra en la Figura 2-23.

Los valores de de NSPT utilizados por estos autores corresponden a una energía de aproximadamente el 60% (NSPT60). Se observa que la razón qc/NSPT60 aumenta con el tamaño medio de grano D50 (variando entre 0,001 y 1 mm) así como también la dispersión de datos.

Otras correlaciones se han efectuado entre la razón qc normalizada por la presión atmosférica pa y el valor NSPT con el contenido de finos (Kulhawy y Mayne, 1990, Figura 2-24). Si bien existe dispersión, se observa como la relación disminuye claramente al aumentar el contenido de finos.

Figura 2-23: Relación entre NSPT y qc del ensayo CPT con el tamaño medio de grano D50. Robertson et al., 1983.

Consistencia N Identificación manual

γγγγsat

g/cm3

qu (kg/cm2)

Dura >30 Se marca difícilmente >2.0 >4.0

Muy rígida 15 30

Se marca con la uña del pulgar

2.08 2.24 2.0-4.0

Rígida 8 15

Se marca con el pulgar

1.92 2.08 1.0-2.0

Media 4-8 Moldeable bajo presiones fuertes

1.76 1.92 0.5-1.0

Blanda 2-4 Moldeable bajo presiones débiles

1.60 1.76 0.25-0.5

Muy blanda <2 Se deshace entre los dedos

1.44 1.60 0-0.25


Página 29

Figura 2-24: Relación entre qc normalizado/NSPT y el contenido de finos Kulhawy y Mayne, 1990

Estas correlaciones necesitan bien el valor de D50 o el % de finos determinado a partir de un análisis granulométrico. Si no se dispone de él se pueden utilizar los valores de la Tabla 2-13 basada en los ábacos de clasificación de suelos a partir del ensayo CPT propuesta por Robertson et al. (1986).

Tabla 2-13: Relación entre el tipo de suelo y (qc/pa)/N60. Robertson et al., 1986

2.11.2 Correlaciones con el ensayo de Penetración Dinámica Borros y DPSH

2.11.2.1 Suelos Granulares

Jiménez Salas et al. (1981) recogiendo resultados de diferentes autores propusieron:

44,0668,0035,0log ±+⋅= SPTborros NN (2-44)

116,16,15log25 ±−⋅= borrosSPT NN (2-45)

La relación entre el ensayo de penetración

dinámica tipo Borros y el actual DPSH es:

borrosDPSH NN ⋅= 7,0 (2-46)

2.11.2.2 Suelos Cohesivos

Para suelos cohesivos Dapena et al. (2000) han propuesto:

2log13 −= DPSHSPT NN (2-47)

2.12 Bibliografía SPT

Bazaraa, A.R.S.S. (1967). "Use of Standar Penetration Test for estimating settlement of shallow foundations on sand PH.D. I'hesis, Universíty of Illínois, Urbana.

Bellotti, R., Ghionna, V., Jamiolkowski, M. y Robertson, P.K., (1989). “Shear strength of sand from CPT”. Proc. 12th Int. Conf. on SMFE, Rio de Janeiro, 1, 179-84, Balkema Pub., Rótterdam.

Bowles, J.E. (1977). “Foundation Analysis and Design”. 2nd ed. McGraw-Hill. New York.



Burland, J.B., Broms, B.B. y De Mello, V.F.B. (1977). “Behaviour of foundations and structures. State of the art review”. IX ICSMFE, Tokio.

Burmister, D.M., (1948). “The importance and practical use of relative density in soil mechanics”. ASTM, vol 48. Philadelphia.

Cassan, M. (1982) Los Ensayos In Situ en la Mecánica del Suelo. Su Ejecución e Interpretación. Editores Técnicos Asociados. Barcelona.

Cestari, F. (1990). "Prove Geotecniche in sito". Ed. Geo-Graph, Segrate.

Dapena García, E., Lacasa Díaz, J. y García Gordillo, A. (2000). “Relación entre los resultados de los ensayos de penetración

Tipo de Suelo (SBT) (qc/pa)/N60

Sensitivo de grano fino 2

Material Orgánico 1

Arcilla 1

Arcilla a arcilla limosa 1,5

Arcilla limosa a limo arcilloso 2

Limo arcilloso a arena limosa 2,5

Limo arenoso a arena limosa 3

Arena limosa a arena 4

Arena 5

Arena a arena con gravas 6

Muy rígido grano fino 1

Arena arcillosa OC 2


Página 30

dinámica Borros DPSH y el SPT en un suelo arcilloso”. Actas Simp. Sobre Geotecnia de las Infraestructuras Lineales. Soc. Española de Mec. del Suelo e Ing. Geotécnica.

D'appolonla, D.J.; D'appolonia, E.; Brissete, R.F. (1970). "Discussion on Settlement of Spread Footings on Sand". ASCE Jour. SMFD 96: SM2.

De Mello, V.F.B. (1971). "The Standard Penetration Test". Proc. 4th Pan American Conf. on Soil Mech. and Found. Eng. ASCE, Vol 1.

Denver, H. (1982). "Modulus of Elasticíty for Sand Determined by SPT dnd CPT". Proc. ESOPT 2, Amsterdam.

Gens Solé, A. y Romero, E. (2000). “Ensayos de Laboratorio”. Actas Simp. Sobre Geotecnia de las Infraestructuras Lineales. Soc. Española de Mec. del Suelo e Ing. Geotécnica.

Gibbs, H.J., Holtz, W.G. (1957). "Research on Determining the Density of Sands by Spoon Penetrdtion Testíng". Proc. 4th. Conf. on SMFE, London.

Giuliani .F., Nicoll, F.L. (1982). "New Analytical correlations betxeen SPT, overburden pressure and relative density". Proc. 2th. Europ. Symp. on Penetration Testing, Amsterdam.

Hunt, R.E. (1984). “Geotechnical Engineering Investigation Manual”. McGraw-Hill Book Co. New York.

IGME (1987). “Manual de Taludes”. Instituto Geológico y Minero de España, Madrid.

Jamiolkowski, M., Baldi, G., Belloti, R., Ghionna, V., Pasqualini, E. (1985). "Penetration Resistance an Liquefactíon of Sands". Proc. llth. Int. Conf. on SMFE, San Francisco.

Jamiolkowski, M., Ghionna, V.N., Lancellotta, R., y Pasqualini, (1988). “New correlations of penetration test for design practice”. Proc. Int. Symp. on Penet. Testing, ISOPT I.

Jiménez Salas, J.A., Justo, J.L. y Serrano, A. (1981). “Geotecnia y Cimientos II”. Ed. Rueda, Madrid.

Kokusho, T y Yoshida, Y (1998). “SPT-N Values and S-wave velocity of gravelly soils with different particle gradings”. Proc. Geotech. Site Characterization, ISC’98, Atlanta. Ed. Balkema.

Kovaks, W.D., Griffith, A.H., Evans, J.C. (1978). "An Alternatíve to the Cathead and Rope for the Standar Penetratíon Test". Geot. Testing J., Vol 1, N' 2.

Kovaks, W.D. (1979). "Velocíty Measurement of Free-Fall SPT Hammer". Jour. Geotech. Eng. Div. ASCE, Vol. 105, N* GT-1.

Kovaks, W.D; Salomone, L.A.; Yokel, F.Y. (1981). "Energy Measurement in the Standard Penetration Test". NBS Building Science Series 135, National Bureau of Standards, Washington D.C.

Kovaks, W.D., Salomone, L.A.(1982). "SPT Hammer Energy Measurement". Jour. Geotech.Eng. Div.ASCE,Vol.108, N'GT-4.

Kulhawy, F.H. y Mayne, P.H. (1990). “Manual on estimating soil properties for foundation design”. Electric Power Research Institute, EPRI, August, 1990.

Liao, S., Whitman, R.V. (1986a). "Overburden Correction Factors for SPT in Sand". Jotir. of. Geotech. Eng., Vol 112, Nº 3.

Liao, S., Whitman, R.V. (1986b). “Catalogue of liquefaction and non-liquefaction occurrences during earthquakes”. Res. Rep., Dept. if Civil Eng. Massachusetts Institute of Tech. Cambridge. Mass

Lunne, T., Robertson, P.K. y Powell, J.J.M. (1997). “Cone Penetration Testing in Geotechnical Practice”. Ed. Blackie Academic & Professional, London.

Marcuson, W.F., Bieganousky, W.A. (1977). "SPT aid Relative Deiisity in Coarse Sand". Jour. Geotech. Eng. Div., ASCE, Vol. 103, N* GT--ll.

Meyerhof, G.G. (1956). "Penetration Test and Bearing Capacity of Cohesionless Soils". Jour. Geotech. Eng. Div., ASCE, Vol. 82, SMI.

Meyerhof, G.G. (1965). “Shallow Foundatios”. Jour. of Soil Mech. and Found. Eng. ASCE, Vol. 91 SM2

Mitchell, J.K., Gardner, W.S (1975). "In Sítu Measurement of Volume Change Char.-acteristics". Proc. ASCE Spec. Conf. G.E.D. In-Situ Meas. of Soil Prop., Raleigh, USA.

Muromachi, T. (1974). "Experimental Study on Applícaction of Static Cone Penetrometer to Subsurface Investígatíon of Weak Cohesive Soils". Proc. Europ. Conf. on Pen. Test., Stockolm, Vol 2.

Natarajan, T.K., Tolia, D.S. (1982). "Validity of Existing Procedures for the Interpretation of SPT and CPT Results". Proc. ESOPT 2, Amsterdam.

NAVFAC DM 7.1. (1982). “Soil Mechanics. Design Manual 7.1. Dept. of the Naval Facil. Eng. Command. Alexandria. USA.

Nixon, E. (1982). "SPT, State of the Art". Proc. ESOPT 2, Amsterdam.

Olalla, C., Cuellar, V., Navarro, F., De Cea, J.C. (1988). "Compari-lon Between Relative Density, Static and Dynamic Strength Estimations Based on SPT Data with Laboratory Results on Very Fine Sands". Proc. ISOPT 1, Orlando, USA. De Ruiter, ed, Baalkema, Roterdam.

Oweis, I.S. (1979). "Equivalent Linear -Model for Predicting Settlements of Sand Bases". Jour. Geotech. Eng. Div.. ASCE, Vol. 105, N' G,r-12.

Peck, R.B. y Bazaraa, A.R., (1969). “Discusion of “Settelments of Spread footings on sand”. Jour. of Soil Mech. and Found. Div. ASCE, Vol. 95 SM3.

Peck, R.B., Hanson, J.B. y Thornburn, S., (1974). “Foundation Engeneering”, 2nd Edition, John Willey & Sons Ed. New York.

Parry, R.J.G. (1971). "A Direct Method of Estimating Settlements in Sand from SPT Values". Proc. Symp. Interaction of Structures and Found., Midland SMFE Soc., Birmíngham (U.K.).

Robertson, P.K. (1986). "In-Situ Testing and its Application to Foundation Engineering". Canadian Geot. Jour., Vol 23, N'4.

Robertson, P.K., Campanella, R.G., Gillespie, D. y Greig, J. (1986). “Use of piezocone data”. Proc. ASCE Spec. Conf. In Situ’86: Use of in situ test in Geotech. Eng., Blacksburg.

Robertson, P.K., Campanella, R.G., Wighman, A. (1983). "SPT-CPT Correlations". Journ. of Geotech. Eng. ASCE, 109(11).

Peck, R.B., Hanson, W.E., Thornburn, T.H. (1973). "Foundation Engineering". Ed. John Wiley and Sons, 2nd. ed.

Riggs, C.O. (1986). “North American Standard Penetration Test Practice: An Essay”. Proc. Use or In Situ Tests in Geotech. Eng. ASCE sp. Pub. Nº 6, Blacksburg, Virginia.

Schmertman, J.H. (1977). "Interpreting the Dynamics of the Standar Penetration Test". University of Florida, Gainesville, USA.

Schmertman, J.H., (1978). "Guidelines for cone penetration test, performance and design." U.S. FHWA, Report TS-78-209.

Schmertman, J.H., Palacios, A. (1979). "Energy Dynamics of SPT". Jour. Geotech. Eng. Dív., ASCE, Vol. 105, N' GT-8.

Schultze, E. y Melzer, K.J. (1965). "The determination of the density and the modulus of compressibility of non-cohesive soils by soundings". VI ICSMFE, Montreal, 1: 354-358.

Schultze, E. y Sherif G., (1973). “ Predictions of settlements from evaluated settlements observations for sand”. Proc. 8th Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Eng. Moscow.

Seed, H.B. (1979). "Soil Liquefaction and Cyclic Mobility Evaluation for Level Ground During Earthquakes". Jour. Geotech. Eng. Div., ASCE, Vol. 105, N' GT-2.


Página 31

Seed, H.B. e Idriss, I.M. (1971). “Simplified procedure for evaluating soil liquefaction potential”. Jour. Geotech. Eng. Division. ASCE 97(9), 1249-1273

Seed, H.B. e Idriss, I.M. (1982). “Gorund motions and soil liquefaction during earthquakes”. Earthquaque Eng. Research Institute Monograph. Oakland, Calif.

Seed, H.B., Tokimatsu, K., Harder, L.F., Chumg, R.M. (1985). "Influence of SPT Procedures in Soil Liquefaction Evaluations". Div. , ASCE, Vol. 111, N' 12.

Skempton, A.W. (1986). "Standar Penetration Test Procedure and Effects in Sands of Overburden Pressure, Relative Density, Particle Size, Ageing and Overconsolidation". Geotechnique 36, Nº3.

Tavenas, F.A., Ladd, R.S., Larochelle, P. (1973). "Accuracy of relative density measurements: results of a comparative test program". ASTM Spec. Sym. Evaluation of relative density and its role in geotechnical projects involving cohesionless soils, Los Ángeles, pp. 18-60.

Teng, W. (1962). “ Foundation Design”. Prentice-Hall, Englewood Cliffs, N.J.

Terzaghi, K., Peck, R.B. (1948). "Soil Mechanics in Engineering Practice". Ed. John Wíley and Sons, New York.

Tokimatsu, K., Yoyimi, Y. (1983). "Empirical Correlations of Soil Liquefaction Based on SPT N-Value and Fine Contents". Soil and Found., Vol 3, N'4.

Tokimatsu, K. (1988). "Penetration Test for Dynamic Problems". Proc. ISOPT 1, Orlando, USA. De Ruiter, ed, Baalkema, Roterdam.

Ohta, Y. y Goto, N. (1978). “Empirical shear wave velocity equations in terms of characteristics soil indexes”. Earthquake Eng. and Struct. Dynamics. Vol. 6.

Uto, K., Fuyuki, M., (1981). "Present and Future Trend on Penetration Testing in Japan". Japanese Soc. SMFE.

Worth, C.P., 1984. “The Interpretation of In Situ Soil Tests”. Géotechnique, Vol 34, nº 4.

Wrench, B.P., Nowatzki, E.A. (1986). "A Relationship Between Deformation Modulus and SPT-N for Gravels". Proc. ASCE Spec. Conf. In-Situ Test. Blacksburg. Virginia.

Yoshida, Y., y Motonori, I. (1988). “Empirical formulas of SPT blow-counts for gravely soils”. Proc. ISOPT 1, Orlando, USA.

Yoshimi, Y., Tokimatsu, K., Kaneko, O. y Makihara, Y., (1984). “Undrained cyclic shear strength of a dense Niigata sand”. Soil and foundations, Vol. 24, Nº4.

Yoshimi, Y., Tokimatsu, K. y Hosaka, Y., (1988). “Evaluation of liquefaction resistance of clean sands based on high quality undisturbed samples”.

Youd, T.L. y Idris, I.M. (2001). “Liquefaction Resistance of Soils: summary report from the 1996 NCEER and NCEER/NSF Workshops on Evaluation of Liquefaction Resistance of Soils”. Journ. Geotech. And Geoenvironmental Eng. ASCE Vol 127, nº 4.

Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico .M. Devincenzi y N. Frank

Página 32

3 ENSAYO PRESIOMÉTRICO

3.1 Definición

El Ensayo Presiométrico consiste en efectuar una puesta en carga lateral creciente del terreno por medio de una sonda cilíndrica dilatable radialmente y que se introduce en un taladro. Se trata, pues, de un ensayo de carga-deformación.

El equipo consta de tres componentes principales (ver Figura 3-1 y Figura 3-2):

Figura 3-1: Equipo presiométrico Ménard

Figura 3-2: Equipo presiométrico OYO Elastmeter 2

� Unidad de control y lecturas (CPV) que permanece en superficie.

� Sonda presiométrica. � Tubulares que unen la CPV y la sonda

presiométrica.

El ensayo Presiométrico se analiza a partir de la teoría elastoplástica de la expansión de una cavidad cilíndrica en un medio indefinido, permitiendo determinar tres parámetros básicos, Módulo de corte G, Presión de fluencia Pf y Presión Límite Pl, a partir de los cuales se pueden deducir los parámetros geotécnicos fundamentales (3.9).

Los presiómetros suelen ser conocidos también en España como dilatómetros o presio-dilatómetros cuando se trata de ensayos que alcanzan elevadas presiones, hasta 20 MPa, (utiizados en rocas) para diferenciarlos de los clásicos presiómetros Ménard, que alcanza menores presiones de trabajo (8 MPa) y cuya aplicación es en suelos o, a lo sumo, rocas blandas. En el presente escrito se opta por la denominación presiómetro y presiometría ya que estrictamente es la terminología correcta que hace referencia a la aplicación de una presión. Dilatómetro es un término mas correcto para la expansión debido al efecto de la temperatura (Clarke, 1995).

3.2 Instalación y Tipos de Presiómetros

De acuerdo a la metodología que se utilice para la introducción de la sonda en el terreno, los presiómetros se clasifican en:

� Sondas que se introducen en un sondeo realizado previamente realizado con el mayor cuidado de alterar lo menos posible las características naturales del suelo. Se los denomina PBP (del inglés, pre-bored pressuremeter). De este tipo son los presiómetros de la Figura 3-1 y Figura 3-2.

� Sondas autoperforantes o SBP (self bored pressuremeter). Figura 3-3 y Figura 3-4. Estos presiómetros producen una mínima alteración del terreno natural pero su uso está limitado a suelos que no contengan gravas.

� Sondas hincadas a presión o PIP (push in pressuremeter). En este tipo, la sonda se introduce por presión como en un ensayo de penetración estática (CPT). Figura 3-5.


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Figura 3-3: Sonda autoperforante

Figura 3-4: Sonda autoperforante, detalle

Figura 3-5: Sonda PIP

La instalación de la sonda en el terreno tiene un efecto muy importante sobre los resultados obtenidos y por lo tanto en la interpretación del ensayo. Los efectos del método utilizado se ponen claramente de manifiesto sobre todo en la primera fase de la curva presiométrica (ver 3.8). En la Tabla 3-1 se indica la aplicabilidad de los distintos tipos de presiómetros en función del tipo de suelo (Clarke, 1995).

Las sondas PBP son las más utilizadas y se aplican a cualquier tipo de suelo o roca que mantenga las paredes del taladro estables, con o sin ayuda de lodos de perforación. Si el sondeo no se sostiene ni aún con lodos de perforación como por ejemplo en suelos arenosos por debajo del nivel freático, se puede utilizar un tubo protector ranurado que permite la hinca del conjunto en el suelo, bien mediante golpeo (utilizando generalmente el dispositivo del ensayo SPT) o bien a rotopercusión (Figura 3-6). Esta técnica, no obstante, produce una alteración importante del terreno.

Figura 3-6: tubo ranurado protector de la sonda

Tabla 3-1: Aplicación de los distintos tipos de presiómetros

Tipo de Terreno PBP SBP PIP

Arcillas blandas A A A

Arcillas rígidass A A A

Arenas poco densas B1 A A

Arenas densas B1 B C

Gravas C N N

Roca blanda A B N

Roca dura A N N

APLICABILIDAD: A = alta, B = media, C = baja, N = ninguna 1: utilizando tubo ranurado protector


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En la Tabla 3-2 se presentan los criterios para la elección apropiada de la técnica de perforación.

Los sondeos con recuperación continua de testigo sólo resultan aplicables en arcillas duras, margas o rocas sanas.

Respecto al diámetro del taladro, la norma francesa NF P 94-110 indica que debe cumplirse la relación:

st dd 15,1⟨ (3-1)

La norma ASTM D-4719-87 especifica también

un diámetro mínimo para el taladro:

sts ddd 20,103,1 ⟨⟨ (3-2)

Un diámetro excesivamente grande o pequeño

del taladro se manifiesta de inmediato en la forma de las curvas presiométricas.

De forma breve, podemos decir que el Módulo de Deformación es un parámetro muy influenciable a la alteración provocada en el suelo mientras que la Presión Límite no se ve tan afectada por la presencia de una zona alterada y es, hasta cierto punto, independiente del tipo de implantación de la sonda.

3.3 Aplicación de la carga

La puesta en carga del sistema se realiza mediante gas a presión (normalmente nitrógeno o aire comprimido) o bien mediante una bomba manual o automática. La presión se mantiene en cada intervalo con un regulador si no se utiliza un sistema automatizado.

3.4 Lectura de las Deformaciones – Sonda Presiométrica

La lectura de las deformaciones puede realizarse mediante variaciones de volumen o con transductores de desplazamiento ubicados en la zona central de la sonda.

El presiómetro Ménard (MPM) es de tipo volumétrico y Las lecturas de los cambios de volumen (deformaciones del suelo) corresponden a los de la célula central de la sonda (Figura 3-7); las células extremas, denominadas células de guarda, están destinadas a garantizar la expansión cilíndrica de ésta, fundamento teórico del ensayo.

La Figura 3-8 muestra sondas MPM de dos diámetros distintos, 55 y 60 milímetros.

En la Figura 3-9 se ilustra la sonda OYO con lectura de las deformaciones por desplazamiento.

La Figura 3-10 corresponde a la sonda IGEOTEST PRD-4 con lecturas en cuatro radios (Devincenzi et al., 2003). La Figura 3-11 presenta un esquema de la misma.

Figura 3-7: Célula central de sonda volumétrica Ménard

Figura 3-8: Sonda Ménard de 55 y 60 mm

Figura 3-9: Sonda OYO Elastmeter 2

Figura 3-10: Sonda IGEOTEST PRD-4


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Tabla 3-2: Técnica de perforación adecuada para presiómetros PBP en función del tipo de suelo (Devincenzi, 1995)

R: Recomendado – T: Tolerado – N: No Tolerado – NA: No Aplicable – b: Condicional - +: Eventualmente taladro previo de pequeño diámetro (dT < dS)

PERCUSIÓN ROTACIÓN ROTOPERCUSIÓN OTROS

TOMAMUESTRAS TESTIGO CONTINUO DESTRUCTIVO MARTILLO

Barrena Helicoidal Tricono, etc.

Hinca Estática

Hinca Dinámica Con Lodos Con Agua En Seco

Con Lodos En Seco Con Lodos

En cabeza con lodos

En fondo con aire

Tubo Ranurado Hincado

Blandas T N N N N R T T N N N

Firmes R N N N T? R R R T N N Arcillas

Duras NA N R N N R R R T N N

Sobre N.F. Tb Tb N N T? R R T T N N Limos

Bajo N.F. N N T N N T N T T N N

Sueltas y sobre N.F. Tb Tb N N N R Tb T T N N

Sueltas y bajo N.F. N N N N N Tb N T T N T

Arenas

Medias a Densas NA T N N N T Tb R R N T+

Sueltas NA T N N N T Tb T R N T+ Gravas

Densas NA NA N N N N N Tb R N T+

Meteorizadas NA R T N N R R R R N T+ Rocas

Sanas NA NA R T NA NA NA R R T NA


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Manguera de presión

Cable de señal electrica Transductor de

presión

sección de ensayo

Cuerpo de la sonda

LVDT

Brazo Captor

membrana

Varillaje

Figura 3-11: Esquema de la sonda IGEOTEST PRD-4

A diferencia de los sistemas volumétricos, las lecturas se efectúan por transductores de desplazamiento en el interior de la sonda y suelen alcanzar presiones de trabajo mayores (20 a 30 MPa). Los transductores utilizados son de distinto tipo, por ej. galgas extensométricas o lectores LVDT, más precisos y más fáciles de calibrar.

La posibilidad de disponer de varios brazos captores permite obtener una idea de la homogeneidad del terreno.

3.5 Centrales de Control y Toma de Datos

Los datos de las tensiones aplicadas y las correspondientes respuestas del suelo se toma en superficie con centrales de toma de datos más o menos complicadas.

El presiómetro Ménard, por ejemplo, tiene una central de control desde la cual se aplican los escalones de presión mediante válvulas, leyendo las presiones en los distintos manómetros y el volumen de inyección en un volúmetro. Las lecturas se toman manualmente y/o se registran de forma automatizada (Figura 3-12).

Figura 3-12: Central de control presiómetro Ménard

Figura 3-13: bomba, sonda y central de lectura de datos del presiómetro OYO

Figura 3-14: Sistema IGEOTEST PRD con central de toma de datos y gestión de ensayoFigura 3-15: Central IGEOTEST PRD


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Las sondas presiométricas con transductores ubicados en su interior miden las variaciones de presión con un transductor de presión y las deformaciones con transductores de desplazamiento ubicados en la zona central de la sonda. Las lecturas se toman electrónicamente en superficie con registradores digitales que pueden conectarse a un PC portátil para la captura de datos (Figura 3-13).

Sistemas más sofisticados disponen de una unidad de gestión que permite, no sólo la captura de datos, sino la gestión del ensayo y hasta la automatización del mismo (Figura 3-14)

3.6 Calibrado y Correcciones

3.6.1 Corrección por Carga Hidráulica

En los sistemas que miden la deformación por incremento de volumen como el presiómetro MPM, las presiones leídas se deben incrementar con la presión debida a la carga hidráulica producida por la columna de agua situada dentro de los tubulares entre la CPV y la cota del ensayo (Ph).

hleidacorr PPP += (3-3)

3.6.2 Inercia de la Membrana

Consiste en presurizar el equipo al aire para medir la resistencia propia de la membrana. El grado de expansión debe ser similar al que se alcanzará posteriormente en el terreno. En la Figura 3-16 se muestra una prueba de calibrado.

La inercia de la membrana reviste particular importancia en la interpretación de ensayos en suelos blandos. No resulta crítica en suelos rígidos o rocas.

El procedimiento del calibrado es similar al del ensayo, tomando las lecturas de presión (Pe) y el respectivo cambio de volumen o . Para ensayos con deformación controlada la membrana se expande a 1%/min y se toman lecturas cada 20 segundos. Para ensayos con tensión controlada, las lecturas se toman después de 60 segundos de haber alcanzado el correspondiente escalón de presión. Para este tipo de procedimiento ensayos, es recomendable realizar varios calibrados aplicando diferentes incrementos de presión y manteniéndolos durante diferentes intervalos para comparar los resultados.

Figura 3-16: Ejemplo de una prueba de inercia

Figura 3-17: Curva de inercia de sonda de caucho OYO

Figura 3-18: Curvas de inercia de sonda de poliuretano IGEOTEST PRD-4

En la Figura 3-17 y Figura 3-18 se presenta una curva de inercia realizada con tensión controlada. La lectura de la presión corregida será entonces:

eleidacorr PPP −= (3-4)

0

2

4

6

8

0 1 2 3 4 5

Deformación de la sonda DR [mm]

Pre

síon

d

d

e RbRcbaP

)()(

∆+∆⋅+⋅=

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 4,5 5 5,5 6 6,5 7 7,5 8 8,5 9 9,5 10

∆∆∆∆

desplaçament (mm)

pres

sió

(bar

)

R1 R1A R2 R2A


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0

50

100

150

200

37,00 37,50 38,00 38,50 39,00

Deformación de la sonda R60" [mm]

Pre

sión

[b

ar]

0

50

100

150

200

37,50 37,55 37,60 37,65 37,70 37,75

Deformación de la sonda R60" [mm]

Pre

sión

[ba

r]

Diámetro interno del tubo de

Es importante tener presente que las

membranas nuevas deben ser infladas y desinfladas varias veces antes de proceder a realizar una inercia.

3.6.3 Compresión y Estiramiento de la Membrana - Calibrado

El material más usual con el que se fabrican las membranas externas de las sondas es el caucho. Otros materiales como el poliuretano resultan particularmente interesantes.

El poliuretano especialmente tratado constituye una excelente alternativa a las sondas tradicionales de caucho habida cuenta de su elasticidad y resistencia. Al ser un material un material con una composición química determinada sus propiedades mecánicas son constantes, hecho que no ocurre con un material natural como el caucho, cuyas propiedades varían de una partida a otra. Por otro lado, es posible establecer sus propiedades en laboratorio, permitiendo un estricto control de calidad en su fabricación (Devincenzi et al., 2003).

Bien se trate de caucho u otro material, las membranas sufren una deformación propia bajo carga. Esta deformación no debe confundirse con la del suelo o roca que se está ensayando y este efecto debe ser tenido en cuenta para corregir las lecturas de campo. Pequeñas variaciones en esta magnitud puede tener una apreciable influencia en el módulo calculado, sobre todo en materiales rígidos.

El estudio de la deformación de la membrana o calibrado pretende tener en cuenta las correcciones necesarias debido a la compresibilidad propia del sistema. En los equipos modernos los componentes pueden considerarse en la práctica como incompresibles y las deformaciones propias del sistema corresponden casi exclusivamente a las deformaciones de la membrana al ser sometida a presión. Para poder corregir las lecturas de campo se realiza una prueba dentro de un cilindro rectificado de acero, indeformable para las presiones consideradas. Las deformaciones así registradas corresponden a la deformación de la membrana. En la Figura 3-19 se observa una batería de tubos de calibrado de distinto diámetro interior y el la Figura 3-20 el resultado de un calibrado. Ambos gráficos de esta figura pertenecen al mismo ensayo, variando la escala del eje de las abscisas.

A partir de la curva ∆V (o ∆D) f(P), de la curva de calibrado, se determina la constante de compresión a:

PVa

∆∆∆= )(

(3-5)

Figura 3-19: batería de tubos de calibrado

Figura 3-20: Ejemplo de un prueba de calibrado de una sonda de caucho OYO

El valor de a debe ser inferior a 6 cm3/MPa para un presiómetro Ménard con manguera de 50 m (NF P 94-110).

El valor corregido de la deformación (en términos de volumen o diámetro) será:

leidoleidocorr aPoDVoDV −= )()( (3-6)


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0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2 2,2 2,4 2,6

Ddesplazamiento (mm)

pres

ión

(bar

)

DR1 DR1A DR2 DR2A

Estrictamente, la deformación de la membrana es consecuencia de dos fenómenos diferentes, su compresión y su estiramiento en sentido longitudinal (membrane compression y membrane thinning, en la bibliografía especializada).

La compresión es consecuencia de la presión aplicada y el estiramiento tiene que ver con el diámetro alcanzado por la membrana, independientemente de la presión.Esta última corrección no suele tenerse en cuenta en las membranas de caucho gruesas como las del presiómetro OYO, pero si es importante en el caso de las membranas de poliuretano, tal como se desprende del análisis de la Figura 3-21, que corresponde a una curva de calibrado de una membrana del presiómetro IGEOTEST PRD-4.

Efectivamente, para todos los brazos captores, una vez que la membrana se ha puesto en contacto con el interior del tubo de calibrado, se observan dos tramos bien diferenciados, cuyas pendientes permiten obtener dos constantes de compresibilidad a1 y a2 en mm/MPa. El límite entre ambos comportamientos se sitúa alrededor de los 5 MPa para el tubo de calibrado de 76 mm de diámetro interior. Este resultado, a simple contradictorio, da cuenta de los dos fenómenos: compresión y estiramiento. Se ha comprobado a partir de las numerosas pruebas efectuadas para la puesta a punto de estas membranas que el primer tramo de la curva de calibrado corresponde mayoritariamente a la compresión de la membrana contra las paredes del tubo calibrador. A partir de una determinada presión para un diámetro de tubo dado, en cambio, la influencia del estiramiento es cada vez más importante, hasta el punto de que los extremos de la membrana tienden a plegarse sobre los manguitos de sujeción. El hecho de que las membranas suelan romperse en esta zona es indicativo la deformación por estiramiento longitudinal. Este fenómeno es también a veces notable en las sondas del equipo OYO, dependiendo del tipo de caucho utilizado para la membrana, siendo común que exploten por sus extremos a altas presiones, cuando el estiramiento ya no es despreciable. El efecto del estiramiento se puede cuantificar a partir de una prueba de inercia, tomando los valores exteriores de desplazamiento de la membrana para los diferentes escalones de presión. o bien hinchando la sonda en el interior de tuberías de diámetros conocidos (Figura 3-19). En el momento en que la membrana entre en contacto con la tubería, el diámetro exterior de la misma corresponderá al interior de la tubería. Conociendo este dato y la lectura de la sonda se puede obtener el grosor de la membrana en ese momento.

Figura 3-21: Curva de calibrado de membranas de poliuretano

Una solución técnica para minorar el efecto del estiramiento es el uso de lamas metálicas (conocidas también como linternas chinas) que protejan el exterior se la membrana

3.7 Metodología del Ensayo

Existen tres metodologías fundamentales para la puesta en carga del terreno:

� Ensayos a tensión controlada (stres-controlled)

� Ensayos a deformación controlada (strain-controlled)

� Combinación de las dos anteriores

3.7.1 Tensión Controlada

En los ensayos con tensión controlada las tensiones se aplican escalonadamente registrándose los respectivos desplazamientos a intervalos de tiempo prefijados tras haber alcanzado el escalón de presión correspondiente. (usualmente a 30 y 60 segundos). La presión se mantiene en cada intervalo con un regulador o una bomba manual si no se utiliza un sistema automatizado. La amplitud de los escalones de presión dependen del tipo de suelo y de la fase en que se encuentre el ensayo. En este tipo de procedimiento, la velocidad de la deformación (strain rate) varía durante el ensayo.

El ensayo presiométrico Ménard (y en general todos los sistemas volumétricos) se realiza a tensión controlada y su procedimiento se describe de forma bien definida en norma francesa NF P 94-110.


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3,0 3,5 4,0 4,5 5,0

Deformación de la Cavidad ec [%]

Pres

ión

(ba

r)

3.7.2 Deformación Controlada

En los ensayos con deformación controlada la membrana de la sonda se expande con una velocidad de deformación constante. Este procedimiento sólo es posible con equipos que dispongan de una central de control, preferiblemente programable. La velocidad de deformación usual para ensayos no drenados tanto en arenas como arcillas es de 1%/min. La mayoría de los ensayos mencionados en la literatura especializada utiliza esta velocidad.

3.7.3 Metodología Mixta

El problema de adoptar una velocidad de deformación constante desde el inicio del ensayo es que durante la fase elástica se toman muy pocas lecturas si los intervalos no son los suficientes. Por el contrario, en los ensayos con deformación controlada, con incrementos de presión fijos, la velocidad de la deformación varía considerablemente una vez que se alcanza la fase plástica del ensayo.

Un compromiso razonable para superar estos inconvenientes consiste en comenzar el ensayo con tensión controlada con la restricción de que la deformación radial no exceda 1%/min y una vez que se ha alcanzado la fase plástica, continuar el ensayo con deformación controlada a 1%/min (Mair y Wood, 1987, Clarke, 1995), para ello es necesario disponer de una central programada que gestione el ensayo.

3.7.4 Otros Procedimientos

Existen variaciones del procedimiento normal del ensayo que permiten determinar otros parámetros, como por ejemplo la realización de ciclos de carga y descarga para determinar la rigidez del terreno (Figura 3-22).

En los ensayos del tipo PBP, la rigidez es determinada a partir de tramo inicial elástico de la curva. Este parámetro sin embargo está influenciado por la zona de alteración del sondeo. La rigidez del terreno no alterado se debe determinar a partir de ciclos de carga y descarga (3.9.2).

Figura 3-22: Ciclos de carga y descarga en caliza de Vizcaya

3.7.5 Evolución y Finalización del Ensayo

El ensayo comienza una vez que la membrana se ha adaptado al sondeo. Idealmente, se ha de cargar la membrana hasta alcanzar el desplazamiento máximo de los captores (o hasta el máximo volumen admitido por la célula central) o bien hasta alcanzar la presión máxima de trabajo. En suelos, el ensayo generalmente finaliza por la primera de esta causas. En rocas, en cambio, los ensayos generalmente finalizan al agotar la presión máxima del equipo. En algunos casos se alcanza un porcentaje pequeño de deformación. Esto puede ser debido a varias causas:

1. Se ha alcanzado la presión máxima del equipo y ésta es insuficiente para llevar el terreno a la fluencia. Esto suele ser frecuente en rocas resistentes.

2. La membrana explota debido a algún daño producido durante la instalación, por presencia de discontinuidades en el terreno o por un estiramiento excesivo de la membrana que ocasiona tensiones en sus extremos.

3. La perforación tiene un diámetro excesivo.

3.8 La Curva Presiométrica

El objetivo del ensayo presiométrico es obtener una curva que relacione la presión aplicada al suelo y su deformación. La curva presiométrica se puede utiliza para la interpretación de las propiedades del suelo (3.9).

En la Figura 3-23 se presenta una curva presiométrica típica de un presiómetro tipo PBP. El tramo O-A corresponde a la expansión de la membrana hasta que entra en contacto con las paredes del sondeo. El tramo A-B corresponde a la


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Deformación

Pre

sió

n

Expansión Creep: D60”-D30”

expansión de la membrana en la zona alterada del sondeo. La tercera parte de la curva, el tramo lineal B-C, representa el comportamiento elástico del suelo. A partir del punto C, también conocido como presión de fluencia Pf, comienza la fase plástica del ensayo. Esta fase está limitada teóricamente por una asíntota paralela al eje de las deformaciones (deformación infinita).

Figura 3-23: Curva presiométrica bruta presiómetro PBP

Figura 3-24: Curva fluencia bruta presiómetro PBP

Como se ha indicado, las lecturas de las deformaciones se realizan normalmente a los 60 segundos después de haber sido aplicado el incremento de carga. Si se realizan también lecturas a un tiempo inferior (usualmente 30 segundos), se puede además trazar la curva de

fluencia o creep (ver Figura 3-24). Esta curva resulta de gran ayuda en suelos para identificar los valores de P0 y Pf.

Estas curvas son curvas brutas, es decir, trazadas con los valores sin corregir. La curva presiométrica neta resulta del trazado de las lecturas de campo debidamente corregidas. En la práctica, no obstante, se trabaja con la curva presiométrica bruta, aplicando numéricamente las correcciones a los puntos que corresponden a los límites de las distintas fases del ensayo.

Las curvas presentadas en las figuras anteriores corresponden a presiómetros tipo PBP. Las curvas de los presiómetros SBP y PIP son ligeramente diferentes. En los primeros, la fase de acople a las paredes del sondeo no existe (Figura 3-25) y la curva se comienza a separar del cero una vez que se ha alcanzado la tensión efectiva horizontal a la cota del ensayo (σh0’).

En los segundos la curva obtenida en realidad representa la respuesta de un suelo muy alterado por el método de instalación de la sonda (Figura 3-26). Obsérvese la gran diferencia en el tramo inicial de la curva entre los SBP y los PIP.

En la Figura 3-27 se presentan ejemplos de curvas presiométricas en diferentes situaciones. La curva A corresponde a una curva presiométrica clásica. El ensayo B es un ejemplo de la explosión de una sonda. En el caso C se ha alcanzado la presión máxima del equipo y el ensayo se da por finalizado por esta causa. Finalmente, la prueba E corresponde a un sondeo con excesivo diámetro por lo que el ensayo se da por finalizado por alcanzar la capacidad máxima de la sonda.

Figura 3-25: Curva presiométrica SBP


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Figura 3-26: Curva presiométrica PIP

Figura 3-27: Ejemplos de curvas presiométricas en diferentes situaciones

3.9 Análisis del Ensayo Presiométrico

3.9.1 Expansión de una Cavidad Cilíndrica

El ensayo Presiométrico PBP se analiza a partir de la teoría elastoplástica de la expansión de una cavidad cilíndrica en un medio indefinido, asumiendo que el medio es isótropo y homogéneo. Se suponen las siguientes hipótesis:

La cavidad es infinitamente larga (la longitud es mucho mayor que el radio) y los desplazamientos se producen en la dirección radial.

El material circundante a la perforación está sometido a deformación plana. No existe deformación en la dirección paralela al eje de la cavidad.

Las tensiones radial (σr), circunferencial (σθ) y axial (σv) son las tensiones in situ principales. Siendo la longitud mucho mayor que el radio,

se asume que la deformación de la sonda

presiométrica es la de un cilindro infinito en condiciones de simetría axial.

Al dar comienzo el ensayo, el radio de la cavidad, ligeramente superior al de la sonda en los presiómetros PBP, es r0 (también denominado a0 o ρ0) y la presión es P0, igual al esfuerzo horizontal σh0. Al incrementar la presión de P0 a P o Pi, la cavidad se expande radialmente hasta a (ai, ρ, ρi r, ri...). En la Figura 3-28 se ilustra la geometría del problema. De arriba abajo: expansión de una cavidad cilíndrica, expansión de una sección de radio r y la distribución de tensiones en un elemento de radio r.

La deformación de la cavidad εc (también conocida como deformación simple) se define como:

0

0

rrr

c−=ε (3-7)

Figura 3-28: Definiciones de la expansión de una cavidad (Clarke, 1995)


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En ocasiones, se mide el volumen de la cavidad en lugar del radio. El cambio de volumen ∆V se relaciona con la deformación radial de la cavidad por:

( )2111

cVV

ε+−=∆

(3-8 )

Siendo V el volumen actual =V0+∆V. O bien:

( ) 11 2

0

−+=∆cV

V ε (3-9)

3.9.2 Fase Elástica

El estudio teórico de la fase elástica de la curva presiométrica cae fuera del objetivo de este escrito. Se resumen, no obstante, las soluciones elásticas de un medio isótropo.

3.9.2.1 Módulo de Corte G Definición General

La expansión de la cavidad es un proceso de corte y no de compresión del suelo que rodea la sonda del presiómetro. La pendiente de la curva tensión-expansión permite determinar el módulo módulo de corte G. Diversos tipos de módulos se mencionan en la literatura (ver Figura 3-29 y Tabla 3-3). La expresión general de G viene dada por etc:

cddp

rrG

ε021= (3-10)

o bien

dVdpVG = (3-11)

3.9.2.2 Módulo de Corte Inicial Gi

El módulo de corte inicial Gi se obtiene de la pendiente inicial de la curva presiométrica, una vez superada la fase del acoplamiento de la sonda a la pared de la cavidad (presiómetros PBP). Ver Figura 3-29.

Para pequeñas deformaciones, r ≈ r0, por lo tanto la ecuación 6 se simplifica en:

ci d

dpGε2

1= (3-12)

o sea:

( )c

hi

pGεσ−=

21

(3-13)

o, en términos de volumen:

( )V

pVG hi ∆

−= 00

σ (3-14)

Gi Módulo de corte secante inicial

Gur Módulo de corte secante en ciclo de carga/descarga

Gu Módulo de corte secante en ciclo de descarga

Gr Módulo de corte secante en ciclo de recarga

Gn Módulo de corte secante medido a un n% de deformación

G0 Módulo de corte máximo (también notado como GMAX

Gur0 Módulo de corte equivalente para el esfuerzo efectivo in situ

EM o Em Módulo Ménard

Em- Modulo elástico secante en ciclo de descarga

Em+ Modulo elástico secante en ciclo de recarga

Em0 Módulo elástico máximo en ciclo de descarga

Er0 Módulo elástico máximo en ciclo de recarga

Tabla 3-3: Términos utilizados para definir los módulos obtenidos a partir del presiómetro. Adaptado de Clarke, 1995

Figura 3-29: Determinación de Gi y Gur. Mair y Wood (1987)


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3.9.2.3 Modulos en Carga y Descarga Gur

La inevitable alteración de taladro hace que el valor de Gi sea poco fiables. Es necesario la expansión de la membrana para ensayar terreno inalterado. Valores de G en ciclos de carga y descarga (Gur) son entonces preferibles para determinar la rigidez del terreno no alterado.

Asumiendo que todo el terreno que rodea la camisa responde elásticamente con el mismo módulo, Gur puede ser determinado a partir de la ecuación (3?10).

El factor r/r0 es frecuentemente omitido, utilizando la ecuación simplificada (3?12), ya que es cercano a la unidad en ciclos de carga/descarga con pequeñas deformaciones de la cavidad. No se debe realizar esta aproximación, si embargo, para deformaciones importantes.

Se observa que Gur varía con el rango de deformaciones sobre el que es medido. Se debe indicar por lo tanto el esfuerzo y deformación iniciales del ciclo así como las magnitudes del mismo.

Para que los ciclos de carga y descarga tengan una respuesta elástica deben ser de una magnitud tal que no ocurran deformaciones plásticas. El tamaño puede estimarse teóricamente para un material ideal elasto-plastico a partir de los conceptos indicados en la

Figura 3-30 (Wroth, 1982). En la práctica, no obstante estas magnitudes pueden ser excesivas.

Figura 3-30: Rango de tensiones para respuesta elástica en ciclos de carga y descarga. Wroth, 1982.

3.9.2.4 Módulo de Deformación E

Para un medio elástico e isótropo, el módulo de deformación E se deriva de G asumiendo un valor del coeficiente de Poisson µ:

( )µ+⋅= 12GE (3-15)

3.9.3 Fase Plástica

El final de la fase elástica del ensayo marca el comienzo de la fase plástica. La presión para la cual ocurre este cambio se denomina Presión de Fluencia (Pf).

Al comienzo de la fluencia en las paredes de la cavidad se produce un cambio de comportamiento como resultado de un exceso de las presiones intersticiales (expansión no drenada) o bien con cambios de volumen del suelo (expansión drenada). En realidad todos los ensayos serán total o parcialmente drenados pero a la hora de realizar el análisis teórico de la fase plástica, se asume que el ensayo es completamente drenado o completamente no drenado.

En condiciones no drenadas, los suelos cohesivos se modelizan a partir del análisis en tensiones totales y utilizando el criterio de rotura de Tresca. Por otro lado, el comportamiento drenado de las arenas se estudia a partir del análisis en tensiones efectivas y utilizando el criterio de rotura de Mohr-Coulomb.

El análisis detallado de la fase plástica del ensayo también cae fuera del objetivo de esta clase. La conclusión que deben recordarse, no obstante, es que se deducen relaciones funcionales de los parámetros de resistencia del suelo (cohesión cu y ángulo de rozamiento φ) a partir de la Presión Límite (PL) del suelo, que, recordemos, es teóricamente la asíntota paralela al eje de las deformaciones (deformación infinita) de la curva presiométrica.

En el caso de suelos arcillosos, a medida que la presión sobre la cavidad supera el valor de la Pf se desarrolla un anillo de suelo plastificado alrededor de la cavidad hasta una distancia que se denomina radio plástico, a partir del cual la respuesta del suelo circundante sigue siendo elástica. La arcilla que se deforma plásticamente no tiene resistencia al corte y si no fuese por el anillos elástico circundante se deformaría infinitamente. En esta fase se cumple:

∆+

++=

VVC

CGCp eu

ueuh loglog1

0σ

(3-16)

Alcanzando el valor teórico de la Pl cuando:


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++=

ueuhL C

GCp log10

σ (3-17)

o bien.

∆+=VVCpp euL log (3-18)

3.9.4 Determinación de la Presión Límite

La presión límite PL (también denominada como pL o Pl) no es una propiedad fundamental del suelo pero se utiliza para determinar otros parámetros y para comparar resultados de diferentes ensayos. Se define como la máxima presión a partir de la cual la cavidad continua expandiéndose indefinidamente.

En términos de deformación volumétrica (que es como se ha definido históricamente este parámetro), la presión límite es aquella para la cual:

1=∆VV

(3-19)

No es posible obtener PL durante el ensayo ya

que en la práctica se traduciría en la rotura de la sonda. El valor de PL se puede estimar extrapolando la curva del ensayo al infinito tal como se observa en la Figura 3-31.

A fin de disminuir la incertidumbre en la extrapolación de PL, Ménard redefinió una presión límite convencional como aquella que produce un incremento de volumen ∆V igual al doble del volumen inicial del taladro, denominado volumen límite Vl . Esto es, cuando se cumple:

10

=∆VV

(3-20)

Debe observarse que la ecuación (3?20)

corresponde a una relación:

5,0=∆VV

(3-21)

y, teniendo en cuenta la ecuación (3?9), a un εc = 0,41.

Esta presión límite convencional, que debe ser indicada como PLM, no debe ser confundida con la presión límite verdadera, PL para la cual se cumple la ecuación 12. En la Figura 3-31 se observa claramente esta diferencia.

Un método alternativo para extrapolar el valor de PL es utilizar el gráfico P : 1/εc (Figura 3-32). El cociente 1/εc → 0 cuando εc → ∞. Este método es sensitivo a la curvatura de las últimas medidas del ensayo y generalmente da valores de PL más bajos que los obtenidos a partir de la gráfica P : loge (∆V/V).

Ladd et al.(1980) indican que el método P:loge (∆V/V) y el método P : 1/εc dan los valores superiores e inferiores de la PL, respectivamente.

Mair y Wood desaconsejan la extrapolación en base a P : 1/εc ya que no hay una justificación teórica para una extrapolación lineal mientras que si la hay para P : loge (∆V/V).

Figura 3-31: Extrapolación de PL a partir de la curva P : loge ∆V/V. Mair y Wood, 1987.

3.9.5 Determinación de Parámetros

Resumiendo, a partir de la curva presiométrica se determinan tres parámetros básicos:

Módulo de Corte (G o Gur)

Presión de fluencia (Pf) (PL)

Presión límite


Página 46

Figura 3-32: : Extrapolación de PL a partir de la curva P : 1/εc. Mair y Wood, 1987.

Como se ha comentado, a partir del estudio de la expansión de una cavidad se pueden deducir formulaciones teóricas para la obtención de parámetros de estado, resistencia y deformación. Resumiendo, se puede deducir la expresión de:

Resistencia al corte no drenada de arcillas (Cu)

Angulo de rozamiento interno de arenas (φ’)

Angulo de dilatancia de arenas (Ψ)

Tensión efectiva horizontal in situ (σho’)

Coeficiente de empuje en reposo (K0)

Con equipos especiales se puede determinar también el coeficiente de consolidación horizontal del suelo y el ángulo de rozamiento en arcillas.

3.9.6 Factores que Afectan la Interpretación Teórica

No obstante lo expuesto en el epígrafe anterior, existen discrepancias entre las deducciones teóricas entre los resultados obtenidos a partir de la teoría de la expansión de una cavidad y los valores de parámetros obtenidos a partir de otros ensayos. in situ o de laboratorio que parten de la misma teoría.

Efectivamente, el ensayo presiométrico tiende a sobrestimar netamente los valores de la cohesión y subestimar los del ángulo de rozamiento interno. Diversos factores de índole

práctica son los responsables de estas divergencias:

1. Alteración del terreno al introducir la sonda. 2. Sonda no situada verticalmente 3. La tensión vertical no es igual la tensión

intermedia 4. Anisotropía del terreno 5. El terreno no se comporta como un medio

continuo sino que existen discontinuidades 6. Drenaje parcial durante el ensayo 7. Las propiedades del terreno dependen del

rango de tensiones del ensayo.

8. La cavidad no se expande como un cilindro.

Por esta razón es común utilizar modelos simples de naturaleza empírica para la interpretación de los ensayos (ver 3.10).

Otro factor importante a la hora de interpretar y, sobre todo, utilizar los datos deducidos a partir del ensayo es la diferencia entre las propiedades medidas en dirección horizontal y las que se requieren en la mayor parte de los problemas de diseño, en dirección vertical.

3.10 Correlaciones Empíricas

En la Tabla 3-4 se presentan correlaciones empíricas entre la cohesión de una arcilla y la presión límite neta.

Tabla 3-4: Correlación Pl / Cu, Amar y Jézéquel, 1972

Ménard ha propuesto también una relación entre Pl y el ángulo de rozamiento interno, recomendando su aplicación sólo para el cálculo de empujes sobre muros y no para el cálculo de estabilidad de un cimentación (ver Figura 3-33):

424

25,2−

×=−ϕ

σ HSlP (3-22)

Rango (Pl - σHS) en kPa Cu en kPa

< 300 5,5HSlP σ−

>300 2510

+− HSlP σ


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Figura 3-33: Determinación del ángulo de rozamiento a partir de pl neta

Módulo Presimétrico EM y Módulo Edométrico

Las correlaciones entre el módulo presiométrico Ménard EM y el módulo edométrico Em (o M) para un mismo estado tensional viene dado por:

αM

mEE = (3-23)

Los valores de α dependen del tipo de suelo y son indicados en la Tabla 3-5.

Suelo Arcilla Limo Arenas Arenas y gravas

α 2/3 1/2 1/3 1/4

Tabla 3-5: Correlación EM / Em, Ménard y Rousseau, 1962

Presión Límite PLM y Resistencia a la penetración estática qc.

En la Tabla 3-6 se presentan las correlaciones entre PLM y la resistencia por punta a la penetración estática qc.

Suelo Arcilla Limo Arenas Arenas/gravas

qc/PLM 3 6 9 12

Tabla 3-6: Correlación qc / PLM, Van Wambeke, 1982

Correlaciones con NSPT

Una correlación muy aproximada entre el valor de la PLM

* y NSPT en arenas se presenta en la Tabla 3-7.

PLM* (kN/m2) Descripción Arena NSPT

0 a 200 Muy Suelta 0 a 4

200 a 500 Suelta 4 a 10

500 a 1.500 Medianamente densa 10 a 30

1.500 a 2.500 Densa 30 a 50

>2.500 Muy densa > 50

Tabla 3-7: Correlación entre PLM* y NSPT, Baguelin et al. (1978)

Relación entre EM y PLM

La experiencia muestra que existe una relación prácticamente constante entre el valor de Pf y PLM. Esta relación es menor que la deducida matemáticamente del estudio de la fase plástica a partir de la teoría clásica de ruptura de Mohr-Coulomb y resulta aproximadamente constante, tanto para medios cohesivos como granulares. Si bien no existe una relación funcional entre EM y PLM (ambos parámetros cuantifican fenómenos de naturaleza diferente), Ménard ha notado que el cociente EM/PLM

* guarda una estrecha relación con el grado de consolidación del suelo y se mantiene aproximadamente constante dentro de una misma formación geológica. Este autor ha establecido una clasificación de los suelos según este criterio tal como se indica en la Tabla 3-8.

Esta clasificación, verificada por la experiencia, permite además apreciar la calidad del ensayo pues en una perforación donde el terreno ha sido fuertemente alterado E/Pl

* suele ser inferior a 5.

Por el contrario, la posible compactación de los materiales al introducir la sonda en el terreno puede verse reflejada en valores anormalmente altos de esta relación.

Tabla 3-8: Clasificación de los suelos a partir de los parámetros presiométricos

Arcillas

E/PLM* < 5 Arcilla alterada y fragmentada

5 < E/PLM* <=8 Arcilla subconsolidada o ligeramente alterada

8< E/PLM* <=12 Arcilla normalmente consolidada

12< E/PLM*

<=15Arcilla sobreconsolidada

E/PLM* > 15 Arcilla fuertemente sobreconsolidada

Arenas

E/PLM* < 5 Arena alterada

6 < E/PLM* <=8 Arenas y gravas sueltas (bajo N.F.)

E/PLM* > 10 Arenas o gravas secas y densas


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Rango de Valores de EM Y PLM

En la Tabla 3-9 se presentan valores indicativos de EM y PLM para distintos tipos de suelos.

Tabla 3-9: Valores típicos de E y Pl

3.11 Bibliografía Presiometría

AMAR, S; CALRKE, B,G,F,; GAMBIN, M,P, y ORR, T,LL, (1991) “The application of Pressurometer Test Results to Foundation Design in Europe”, ISSMFE, Eur, Reg, Tech, Commitee nº 4, Ed, A,A, Balkema, Rotterdam,

ASTM D 4719-87 (1987), “Standard Method for Pressuremeter Testing in Soils”,

BAGUELIN, F y JÉZÉQUEL, J.F. (1972), “Expansion des sondes cylindriques dans les sols cohérents”, Bull, Labor, Ponts et Chaus,, 61 VII-IX.

BAGUELIN, F, JÉZÉQUEL, J.F. y SHIELDS, D.H. (1978), « The Pressuremeter and Foundation Engineering”. Tech. Publications Series on Rock and Soil Mech.

BRIAUD, J,L, (1991), “The Pressurometer”,A,A,Balkema, Rotterdam,

CASSAN, M, (1982), “Los Ensayos ‘in situ’ en la Mecánica del Suelo, Tomo 1, Su Ejecución e Interpretación”, Editores Técnicos Asociados, Barcelona,

CESTARI, F, (1990), “Prove Geotecniche in sito”, Ed, Geo-Graph, Segrate,

CLARKE, B,G, (1989), “The Analysis and Interpretation of Pressurometer Tests”, Int, Symp, on Recent Advances on Found, and Design, Río de Janeiro.

CLARKE, B.G. (1995), “Pressuremeters in Geotechnical Design”.Blackie Academic and Professional, Glasgow.

COSTET, J y SANGLERAT, G, (1985), “Curso Práctico de Mecánica del Suelo”, Ed, Omega, Barcelona.

DEVINCENZI FABETTI, M, (1995), “Evaluación de la Mejora de las Características Geomecánicas de un Suelo Coluvial Inyectado por Gravedad mediante el Ensayo Presiométrico de Ménard”, Ingeniería Civil, nº 97.

DEVINCENZI M., ROMERO, F., CASADO, J. y SUNYER, M.

(2003), “Nuevo Presio-Dilatómetro PRD IGeoTest®” Ingeopres nº 111.

FINN,,P,S,; NIBSET, R,M, y HAWKINGS, P,G, (1986), “Guidance on Pressurometer, Flat Dilatometer and Cone Penetration Testing”, Geol, Soc, Eng, Spec, Pub,, nº 2,

GAMBIN, M (1988), “Derivation of the Ménard Pressurometers Data”, ISSMFE Eur, Committe on Pressurometer,

GAMBIN, M,; AMAR, S, y CLARKE, B,G, (1990), “The use of Pressurometers to Determine Soil Data for use in Design”, ISSMFE 3rd Int Symp, on Pressurometers,

JEZEQUEL, J,; LEMASSON, H, y TOUZE, J, (1968), “Le Pressiomètre Ménard”, Bull, Labor, Ponts et Chaus,, nº 32,

MAIR, R,J, y WOOD, D,M, (1987) “Pressurometer Testing, Methods and Interpretation”, Ed,, Ciria, Londres,

MENARD, L, (1975) “Règles d’utilization des essais pressiométriques pour le calcul des fondations”, Ref, D-60, revisòn, Sols Soil Magazine, nº 26.

MENARD, L, (1976) “Règles relatives à l’ecécution des essais pressiométriques”, Ref, D-10, revisòn, Sols Soil Magazine, nº 27,

MENARD, L y ROUSSEAU, J, (1962) “L’évaluation des tassements, Tendences Nouvelles”, Sols Soil Magazine, nº 1,

NORME FRANCAIÇE NF P 94-110 (1991) “Sols Reconnaissance et Essaigs: Essai Pressiométrique Ménard”,

SCHNAID, F., Pressuremeter Testing: Short course. International Conference on In situmeasurement of soil properties and case histories, Bali, 2001.

VAN WAMBEKE, A, y d’HEMRICOURT , J, (1982), “Correlation between the results of Static or Dynamic Probing and the Pressurometer Tests”, Proc, 2nd Europ, Symp, on Penet, Testing (ESOPT), A,A, Balkema, Roterdam,

WORTH, C.P. (1982). “British experience with the self-boring pressuremeter”. Proc. Symp. On The Pressuremeter and its Marine Applications. Institute du Petrole. Lab. Pont et Chau. Paris

Tipo de suelo EM (MPa) PLM (MPa)

Rellenos recientes 0,5 a 5,0 0,05 a 0,30

Rellenos antiguos 4,0 a 15,0 0,40 a 1,00

Turbas 0,2 a 1,5 0,02 a 0,15

Arcilla blanda 0,5 a 3,0 0,05 a 0,30

Arcilla media 3,0 a 8,0 0,30 a 0,80

Arcilla dura 8,0 a 40,0 0,60 a 2,00

Arena limosa suelta 0,5 a 2,0 0,10 a 5,00

Limo 2,0 a 10,0 0,20 a 1,50

Arenas 7,5 a 40,0 1,00 a 5,00

Arenas y gravas 8,0 a 40,0 1,20 a 5,00

Margas 5,0 a 60,0 0,60 a 4,00

Calizas y rocas duras 80,0 a 20.000 3,00 a > 10

Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo de Molinete .M. Devincenzi y N. Frank

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4 ENSAYO DE MOLINETE: FVT

4.1 Introducción

El ensayo scisométrico o de molinete (Vane Test o Field Vane Test, FVT), en la literatura anglosajona) es un ensayo in situ utilizado para la determinación de la resistencia al corte sin drenar Su y la sensitividad St en suelos cohesivos saturados.

Consiste en hincar en el terreno un “molinete” constituido por cuatro placas de acero ortogonales solidarias a un varillaje y medir el par de torsión T al girar el dispositivo hasta la rotura del terreno (Figura 4-1).

Como el cizallamiento es relativamente rápido, el agua no tiene tiempo a ser evacuada y se trata entonces de un ensayo no consolidado y no drenado (uu).

Figura 4-1: Molinetes

En la Figura 4-1 se ilustran molinetes de tipo rectangular y lanceolados (ASTM D-2573). Existen otros tipos de palas romboidales, circulares, trapezoidales, etc. Se utilizan palas de distintos tamaños en función de la resistencia del suelo.

La norma ASTM D-2573 especifica que la paleta debe tener cuatro lamas con una relación altura/diámetro H/D ≈ 2 y con un valor de H comprendido entre 50 y 100 milímetros.

4.2 EJECUCION DEL ENSAYO

La mencionada normativa prescribe, entre otras cosas:

� Introducir las palas al menos 5H por debajo del fondo del sondeo (o desde la superficie del

terreno si se comienza en la modalidad de hinca, dinámica o estática, es decir, sin la necesidad de sondeo previo, técnica conocida como vane-borer).

� Rotar las palas desde la superficie empleando un dispositivo reductor para lograr la velocidad adecuada.

� La velocidad de rotación debe ser constante y de 0,1º/seg (6º/min).

� Medir el momento torsor T necesario hasta romper el terreno a lo largo de una superficie (presumiblemente) cilíndrica.

� Medir el rozamiento del niple de unión con el varillaje y del mismo varillaje y corregir las lecturas anteriores.

� Medir la resistencia “residual”, una vez alcanzada la rotura del terreno.

� Los intervalos entre los ensayos deben ser de al menos 0,5/0,7 m entre si.

El par de torsión T aplicado está equilibrado

por del momento de las reacciones de cizallamiento del suelo sobre la superficie circunscrita al molinete. Se hace de crecer T hasta lograr la ruptura del suelo (valor pico), que se manifiesta por una disminución brusca de la fuerza aplicada. A continuación sucede una estabilización del momento, inferior al valor máximo pero no nulo (valor residual).

La evolución del momento torsor en función del tiempo presente el típico aspecto de una curva de cizallamiento. En la Figura 4-2 se presenta la curva de un ensayo controlado por ordenador en tiempo real a su ejecución. Se observa un primer tramo horizontal que corresponde a la medida del rozamiento de las varillas más el niple de unión (valor que debe ser deducido de la resistencia pico). El niple se presenta en la Figura 4-3).

Figura 4-2: Volcado de Pantalla de un ensayo real


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Figura 4-3: Niple especial de unión varillaje/molinete

Figura 4-4: Equipo ETV 2000 para modalidad Vane-Borer

En los equipos actuales, el par torsor es aplicado por un motor eléctrico que permite regular la velocidad del ensayo. Mediante un captor y convertidores A/D el ensayo se es monitoreado en tiempo real en un PC (Figura 4-4).

4.3 Resistencia al Corte y Sensitividad

4.3.1 Resistencia al Corte

Para la interpretación del ensayo se admite que la tensión de cizallamiento máxima (pico), igual a la cohesión no drenada, está uniformemente repartida sobre la superficie circunscrita al molinete. Cálculos teóricos muestran que esta hipótesis no es estrictamente así. En el caso de un molinete rectangular, por ejemplo, el suelo sobre la superficie cilíndrica entrará en plasticidad, mientras que sobre los discos extremos estará aún en elasticidad (Casan, 1982). En la práctica, no obstante, las desviaciones debidas a la hipótesis simplificadora resultan despreciables, menos del 4% (Cestari, 1990). La distribución de tensiones de corte de un molinete rectangular puede observarse en la Figura 4-5.

Figura 4-5: Distribución de tensiones de corte

Para calcular la resistencia al corte no drenada Su, se utiliza el máximo momento torsor T corregido para deducir los rozamientos parásitos:

kTSu = (4-1)

siendo: T = Torsión máxima aplicada k = Constante dependiente de la geometría de la paleta.

Resumiendo, la expresión general para paletas rectangulares de altura H y diámetro D, es:

3)2(283

DTSu π

⋅= (4-2)


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para paletas trapezoidales, se obtiene:

++

=

2311

3

)2(2 3

DH

Sen

DTSu

απ

(4-3)

4.3.2 Sensitividad

La sensitividad de un terreno cohesivo saturado viene definida por la relación:

residualu

max

Su

tSS = (4-4)

S u max= resistencia pico del ensayo S u residual= resistencia residual del ensayo

Ambos valores pueden ser medidos con este ensayo y por lo tanto, la sensitividad puede ser calculada de forma directa.

4.4 Factores que Influencian los Resultados

4.4.1 Factores relacionados con la ejecución del ensayo

� La alteración que sufre el terreno aumenta con el tamaño de molinete hincado (La Rochelle et al., 1973; Roy y Leblanc, 1986).

� Un aumento de la velocidad de rotación se traduce en un “endurecimiento” aparente de la arcilla. Por el contrario, con una disminución de la velocidad, se obtienen valore de Su max inferiores (Cadling y Odenstad, 1950; Skempton, 1948; Aas, 1965; Wiesel, 1973). Este efecto puede observarse en la Figura 4-6 (Tortensson, 1977 en Cestari, 1990).

� Un retardo en el inicio de la prueba una vez hincada la paleta causa un conspicuo incremento de la Su max , que puede llegar del 20 al 50% en 24 horas (Aas, 1965; Flaate, 1966, Tortensson, 1977).

� La relación H/D puede influir en el valor de Su

max a causa de la resistencia movilizada en los extremos y a lo largo de la superficie vertical de las paletas, más por influencia de posibles anisotropías del suelo que por la distribución de las tensiones de corte (Aas, 1965).

Figura 4-6: influencia de la velocidad de rotación

4.4.2 Factores relacionados con el suelo y su historia tensional

� Como es lógico suponer, la alteración del suelo al hincar el molinete es mayor en suelos de elevada sensitividad (La Rochelle et al., 1973).

� La heterogeneidad del terreno debido a la presencia de conchillas, fibras vegetales, lentejones arenosos, etc., influye notablemente en el valor medido de Su

� Estudios de deslizamientos en terraplenes construidos sobre arcillas plásticas (Bjerrum, 1972, 1973) han demostrado que la cohesión movilizada en el terreno es realmente más débil que la cohesión medida con este ensayo, siendo la diferencia función del Indice de Plasticidad IP. Bjerrum propone la introducción de un coeficiente corrector µ:

µ⋅= vaneuu CC (4-5)

Conclusiones similares fueron alcanzadas por Pilot (1972).


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Figura 4-7: coeficiente corrector por el IP

En la Figura 4-7 se presenta la relación µ f(IP). Se observa que Cu vane está tanto más sobreestimada cuanto más plástico es el suelo. Esta corrección resulta importante para suelos con Incide de Plasticidad > 30 (Cassan, 1980).

4. La historia tensional del depósito influye de un modo complejo en el valor de Su calculado con este ensayo in situ. Una relación entre la resistencia al corte normalizada (Su /σv0), IP y grado de sobre consolidación (Over Consolidation Ratio, OCR) se presenta en la Figura 4-8 (Aas, 1986).

La curva denominada como young corresponde a arcillas recientes, en las cuales no ha concluido aún el proceso de consolidación secundaria (NC-Young). Esta curva puede ser definida por la ecuación empírica presentada por Lacasse et al. (1978):

m

00

(OCR) NC = OC

v

u

v

u SSσσ

(4-6)

De acuerdo a Aas (op. cit.) m = 1,2.

La curva denominada Aged, en la misma Figura, representa a depósitos geológicos más antiguos (NC-A) y coincide con la curva de Bjerrum. Constituye aproximadamente el límite entre arcillas relativamente normalmente consolidadas (NC) y arcillas sobreconsolidadas (OC).

Figura 4-8: relación entre Su, IP y OCR

4.4.3 Presiones Intersticiales

Contrariamente a lo que se creía Morris y Willams (2000) han demostrado que la presión intersticial en exceso provocada por la inserción de la paleta en el suelo es relativamente alta y persistente mientras que la generada su rotación es más bien baja y se disipa rápidamente.

Blight (1968) había propuesto justamente lo contrario y de acuerdo a este modelo están redactados los estándares aceptados. Este hecho es significativo ya que se puede sobreestimar significativamente el valor de Su de suelos con un coeficiente de consolidación cv alto.

Morris y Williams concluyen que esta posibilidad puede ser eliminada para todo tipo de suelos reduciendo el tiempo de espera entre la inserción de la paleta y el comienzo de la rotación de la misma a un minuto en lugar de los 5 minutos propuestos por la normativa vigente.

4.5 Bibliografía Ensayo Molinete

AAS, G. (1965). “A Study of the Effect of Vane Shape and Rate of Strain on the Measures Values of in-situ Shear Stregth of Clays”. Procceed. VI ICSMFE, Vol 1; Montreal.

ASTM D-2573-72 (1978). Standard Method for “Field Vane Shear Stregth in Cohesive Soil”.

BLIGHT, G.E. (1968). “A note on field vane testing of silty soils”. Can. Geotech. Journ. Vol 5 pp142-149.

BJERRUM, L. (1972). “Embankments on Soft Ground”. ASCE Spec. Conf. Purdue Univ., Lafayette, Indiana.

BJERRUM, L. (1973). “Problems on Soil Mechanics and Construction on Soft Clays”. General Report; VIII, ICSMFE, Vol 3, Moscú.


Página 53

CADLING, L. y ODENSTAD, S (1950). “The Vane Borer; an Apparatus for Determining the Shear Strength of Clay Soils Directly in the Ground”. Royal Swedish Geotech. Inst., Procceed. 2 (1950).

CASSAN, M. (1982). “Los Ensayos ‘in situ’ en la Mecánica del Suelo. Tomo 1. Su Ejecución e Interpretación”. Editores Técnicos Asociados, Barcelona.

CESTARI, F. (1990). “Prove Geotecniche in sito”. Ed. Geo-Graph, Segrate.

FLAATE, K. (1966). “Factors Influencing the Results for the Vane Borer. Oslo.

LACASSE, S.; LADD, C.C.; BALIGH, M.M. (1978). “Evaluation of Field Vane, Dutch Cone Penetrometer and Piezometer Devices”. MIT, Constr. Facil. Divs. Dpt. of Civil Engng.

MORRIS, P.H. Y WILLAMS, D.J. (2000). “A revision of Blight’s model of field vane testing”. Can. Geotech. Jour. Vol 37 pp 927-1155.

PILOT, G. (1972). “Rupture d’un remblai sur sols compressibles”. Bull. de liaison Lab. Pont et Chaussées, nº 61.

ROY, M. y LEBLANC, A. (1986). “Facteur Influençant la Mesure au Scissomètre”. Bull. de liaison Lab. Pont et Chaussées, nº 144.

TORTENSSON, B. (1977). “Time-Dependent Effects in the Field Vane Test”. Proc. Int. Symp. on Soft Clay. Bangkok.

WIESEL, C.E. (1973). “Some Factors Influencing In-Situ Vane Test Results”.VIII ICSMFE, Moscú, Vol. 2.

Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU .M. Devincenzi y N. Frank

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5 ENSAYO DE PENETRACIÓN ESTÁTICA (CPT) Y PIEZOCONO (CPTU)2

2 El presente es Capítulo una ligera actualización del artículo El Ensayos de Penetración Estática (CPT) y el Piezocono (CPTU) – Aplicaciones Geotécnicas, publicado en el nº 36 de la revista Ingeopres. Autores: Marcelo Devincenzi y Ramiro Gómez. 1996.

5.1 Introducción

En el presente Capítulo se realiza una descripción de los ensayos de penetración estática (CPT/CPTU), incluyendo operativa a seguir, precauciones a tomar, comentarios sobre los distintos equipos, distintos posicionamientos de la piedra porosa y los factores que pueden influir en una correcta interpretación del ensayo.

Se presentan varios ejemplos de aplicación del piezocono referidos a suelos deltaicos y de marismas españoles, donde resulta más útil la aplicación de este método de investigación geotécnica, sobre todo por la deposición errática de estos sedimentos y la práctica imposibilidad por medios convencionales de detectar estratos de diferente comportamiento, que no por pequeños dejan de tener una importancia decisiva a la hora de contemplar, por ejemplo, la necesidad de métodos de mejora de suelos y, dentro de éstos, tipo e intensidad de aplicación.

Por lo que respecta a la interpretación, se comentan las tendencias que adoptan los distintos parámetros que pueden considerarse en función de otros utilizados en geotecnia. Se exponen correlaciones propuestas por numerosos investigadores y se resalta la cautela con que deben manejarse los ábacos que las expresan.

De hecho, la mayor virtud del ensayo de penetración estática y más aún la del piezocono, reside en la diferenciación precisa de capas de distinto comportamiento geotécnico, especialmente de niveles que puedan constituir bordes drenantes que aceleren los procesos de consolidación ante futuras cargas, pero no deja de ser recomendable la ejecución de sondeos mecánicos que confirmen la naturaleza global de los sedimentos, aunque nunca podrían detectar, aún con buenos profesionales a pie de sonda, finos niveles, lentejones, etc. de terrenos diferenciales, como es frecuente en las formaciones cuaternarias. Entre los parámetros correlacionables con los datos obtenidos en estos ensayos se encuentran: densidad relativa, ángulo de rozamiento interno, parámetros de deformabilidad, resistencia a la licuefacción y grado de preconsolidación para arenas; resistencia al corte no drenada, sensitividad, módulos de

deformabilidad, coeficiente de consolidación horizontal o radial y grado de preconsolidación para arcillas; finalmente, densidad, permeabilidad y correlación con el parámetro Nspt, para todo tipo de suelos.

5.2 Objetivo y Aplicabilidad del Ensayo

El ensayo de penetración estática (CPT, Cone Penetration Test), consiste en hincar a presión en el suelo a velocidad constante una punta cónica y medir el esfuerzo necesario para la penetración del cono, denominado qc. En los conos de tipo móvil, se mide además el rozamiento lateral local, denominado fs, en un manguito especial, colocado encima de la base del cono (Figura 5-1).

Figura 5-1: Cono CPTU y sus lecturas

Desde un punto de vista geológico/geotécnico, al margen de otras aplicaciones medioambientales, presenta tres aplicaciones principales:

� Determinar el perfil estratigráfico del terreno.

� Evaluar los parámetros geotécnicos de las capas atravesadas.

� Calcular la capacidad portante del terreno y asientos frente a solicitaciones externas.

El ensayo se realiza en general en suelos de granulometría más fina que arenas con grava. La presencia de bolos, gravas, suelos cementados o roca conduce al rechazo del ensayo y puede

qc

fs

u


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ocasionar daños en los equipos. Los suelos blandos (tanto granulares como cohesivos) constituyen el campo de aplicabilidad óptima de este ensayo.

Si bien en una campaña de investigación siempre ha de combinarse esta técnica con la realización de sondeos mecánicos convencionales, sus ventajas con respecto a éstos se resumen en los siguientes puntos:

� Información continua o virtualmente continua del suelo ensayado (1 o 2 cm).

� Evita en gran medida la alteración del terreno asociada con la perforación y toma de muestras.

� Mayor cantidad de datos obtenidos a un mismo coste y mayor celeridad en su interpretación.

5.3 Equipos

En términos generales, el equipo consta de los siguientes componentes:

� Punta o sonda CPT/CPTU.

� Varillaje de hinca.

� Equipo de toma de datos (en superficie).

� Sistema de empuje o hinca.

5.3.1 Conos

Existen dos tipos principales de puntas:

� Mecánicas

� Eléctricas

Las primeras puntas mecánicas permitían medir sólo la resistencia de punta qc (Barentsen, 1936) y se denominan tradicionalmente como “cono holandés” (mantle cone o Dutch mantle cone, Figura 5-2). Posteriormente (Begemann, 1953), diseñó un dispositivo que permite medir por separado qc y fs (friction sleeve cone, Figura 5-3). En ambos casos, el movimiento de la punta y manguito se logra por medio de un varillaje interno, independiente del varillaje de penetración propiamente dicho.

Las puntas eléctricas se introdujeron en 1948 (Geuze, 1953), aunque su uso generalizado comenzó a partir de la década de los ‘60s. Estas puntas permiten medir qc y fs por medio de captores de presión montados en el interior del cono. La información recogida se transmite a superficie por medio de un cable que pasa `por el interior de las varillas de hinca.

Figura 5-2: Cono holandés (Dutch Mantle Cone)

Figura 5-3: Cono con medida de rozamiento lateral o Begemann

La instalación de un captor adicional de la presión intersticial constituye el equipo denominado piezocono (CPTU) y permite medir además las presiones intersticiales u que se van generando durante la hinca, hecho que ha significado un importantísimo avance en la interpretación de esta técnica de investigación in situ. En la Figura 5-4 se presentaba un esquema de una punta CPTU con su terminología.


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U1

U2

U3

Figura 5-4: Esquema de punta eléctrica y su terminología

Figura 5-5: Cono CPT eléctrico

Otros captores pueden utilizarse en combinación con los mencionados, por ejemplo, temperatura, inclinación, captores especiales, etc. Incluso existen conos con dos captores de punta, de alta y baja sensibilidad.

Las principales ventajas del ensayo CPTU sobre el convencional CPT son (Campanella y Robertson, 1988):

� Posibilidad de distinguir entre penetración drenada, parcialmente drenada y no drenada.

� Posibilidad de corregir los parámetros obtenidos con el cono.

� Posibilidad de evaluar las características de consolidación del suelo ensayado.

� Posibilidad de valorar las condiciones de equilibrio hidrostático.

� Mayor exactitud en la identificación y estratigrafía del suelo.

� Mejor evaluación de los parámetros geotécnicos.

Con respecto a su geometría, la sonda dispone de una punta cónica de 10 y 15 cm2de sección con un ángulo de apertura 60o y de una extensión cilíndrica con un diámetro exterior de 35,7 mm. Por encima de la punta cónica se ubica el manguito (friction sleeve) destinado a medir el rozamiento lateral específico fs. Su superficie estándar es de 150 cm2.

5.3.2 Características del filtro poroso y su ubicación en la punta

El elemento poroso o filtro permite poner en contacto el agua del suelo con el captor de presión intersticial. El elemento poroso debe reunir las siguientes características (Smits, 1982):

� Rigidez. A fin de que las presiones de agua medidas no están influenciadas por la compresión del filtro.

� Alta permeabilidad y elevada relación área/espesor anular (conjuntamente con un fluido de saturación de baja viscosidad y baja compresibilidad).

Claramente, no todos estos requisitos pueden ser cumplidos a la vez. Se debe alcanzar un compromiso entre una alta permeabilidad para lograr una rápida respuesta del captor de presión y una baja permeabilidad para evitar la entrada del aire (pérdida de saturación). El filtro debe ser además resistente a la abrasión. Se utilizan normalmente distintos tipos de materiales para la fabricación de filtros: cerámicos, bronce sintético, carborundum, arena cuarzosa cementada, teflón, polipropileno, aerolith-10, etc.

No existe aún un estándar para la localización del filtro poroso en el cono. En la práctica, se utilizan dos posiciones básicas del filtro, sobre la cara del cono o sobre la base del cono. Estas posiciones se denominan en la literatura actual como Tipo 1 (U1) y Tipo 2 (U2), respectivamente (Figura 5-4). La localización del filtro debe seleccionarse de acuerdo al tipo de suelo y objetivos del estudio (Hekma, 1991).

5.3.3 Sistema de Hinca: Penetrómetro

El cono y el varillaje que se agrega encima del mismo a medida que avanza el ensayo, es hincado en el terreno por un dispositivo hidráulico montado en un vehículo apropiado. La velocidad de penetración está estandarizada en 2 cm/s. No se debe avanzar a “golpes” o rotando.


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Cilindros de hinca CPT

Torre maquinaria

La reacción para hincar la punta y varillaje en el terreno está proporcionada bien por el peso del mismo vehículo , bien mediante anclajes al terreno. Usualmente las reacciones necesarias para el ensayo oscilan entre 5 y 20 toneladas. El equipo de empuje debe poder nivelarse para garantizar la verticalidad del ensayo. La desviación de la vertical no debe superar el 2% (2 cm/m).

En la Figura 5-6 y la Figura 5-7 se presentan el exterior e interior de un típico camión CPT de 20 t de reacción. En la Figura 5-8 se observa un camión mixto con maquinaria de sondeo y cilindros independientes de hinca CPT. La Figura 5-9 corresponde a un penetrómetro montado sobre remolque cuya reacción viene dada por anclajes (4 en este caso).

5.3.4 Equipo de Toma de Datos

Los sistemas eléctricos están equipados con modernos sistemas de adquisición de datos que permiten registrar en tiempo real los parámetros medidos con el ensayo. Brevemente, al realizar el ensayo las células de carga incluidas en el interior de la punta envían señales analógicas, que tras ser amplificadas, son convertidas en señales digitales por medio de un convertidor A/D. Las señales digitales son interpretadas por un ordenador en superficie, restituyendo en forma gráfica y/o numérica los valores de qc, fs, u, etc., en tiempo real (Figura 5-7).

Existen en el mercado otros dos sistemas, actualmente perfeccionados, que no utilizan un cable para la transmisión de los datos:

� transmisión por señal acústica.

� almacenado de datos en el interior del cono hasta el final de la prueba (memocone).

Los intervalos de lectura son de 20 cm para las puntas mecánicas y de 5, 2 o 1 cm para las eléctricas. De hecho, un intervalo de 5 cm es más que aceptable para las lecturas de qc y fs. El intervalo de lectura deseable para el valor de u es el de la altura del filtro (0,5 cm). Esto, no obstante, es en la práctica muy difícil de llevar a cabo.

5.3.5 Calibrado de los equipos

Todos los componentes electrónicos (punta, cables, conexiones, central de toma de datos) necesitan un correcto mantenimiento y han de ser recalibrados periódicamente. En Holanda, por ejemplo, es obligatoria la recalibración de los equipos cada 3 meses, aunque debe tenerse en cuenta que en este país se trata de un ensayo rutinario. En todo caso, recalibrar los equipos cada 2.500 m de penetración resulta lo más apropiado.

Figura 5-6: Típico camión CPT de 20 t. Exterior.

Figura 5-7: Interior: cilindros de hinca y sistema de toma de datos al fondo

Figura 5-8: camión mixto CPT/sondeos. Reacción: 18 t.

Figura 5-9: Penetrómetro sobre remolque con anclajes


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5.4 Ejecucion del Ensayo

5.4.1 Comentarios Generales

Antes de ejecutar una campaña de ensayos, los componentes deben estar correctamente inspeccionados, limpios y calibrados. La ejecución de un ensayo CPT/CPTU consta de una serie de pasos que deben ser cuidadosamente observados:

1. Realizar un sondeo previo o sondeo de avance hasta el Nivel Freático (CPTU).

2. Instalar el equipo de empuje verticalmente.

3. Saturar correctamente el filtro poroso y la punta en su conjunto (CPTU).

4. Verificar todas y cada una de las conexiones eléctricas del sistema.

5. Introducción de la punta + varillaje en el interior del sondeo de avance, evitando la aireación del sistema.

6. Esperar unos minutos antes de comenzar la penetración a fin de igualar lo más posible (±5ºC) la temperatura del suelo y la punta.

7. Verificar los ceros iniciales (voltaje a carga 0).

8. Penetrar en el suelo a una velocidad constante de 20 (±5) mm/seg.

9. Registrar los parámetros medidos (qc, fs, u) con una tolerancia en la medida de la profundidad de 0,1 m.

10.Al finalizar el ensayo y retirar el varillaje obtener nuevamente el cero inicial (una vez desensamblada la punta) y descartar si no cumple con la precisión adecuada. Existen pocas diferencias en los procedimientos

de realización del ensayo CPTU con respecto al ensayo CPT, excepto aquellas relacionadas con la saturación del elemento poroso y las pausas para realizar los ensayos de disipación de las presiones intersticiales.

5.4.2 Saturación del Filtro Poroso y Punta

La completa saturación del piezocono es esencial para realizar correctamente el ensayo. La presencia de aire en el interior del sistema afecta tanto a la lectura de la presión de poro como a los tiempos de los ensayos de disipación, especialmente en suelos blandos poco permeables (Acar, 1981).

El procedimiento de saturación que se describe a continuación resulta de una combinación de los métodos propuestos por Robertson y Campanella, 1988 y Parez y Fauriel, 1988:

1. Desaireación del filtro poroso en laboratorio con bomba de vacío en un fluido saturante adecuado (aceite de glicerina es el más utilizado).

2. Una vez en el campo, eliminar las burbujas de aire de las cavidades y conductos del cono con la ayuda de una jeringuilla.

3. Ensamblaje del cono y filtro dentro de un recipiente con agua, preferiblemente desaireada.

4. Desaireación del conjunto, ya montado, con bomba de vacío (este paso, propuesto por Parez y Fauriel, 1988), no es imprescindible pero si asegura al 100% la correcta saturación del sistema (Figura 5-10).

5. Protección de la punta ensamblada y saturada con un capuchón de caucho hasta que entra en contacto con el agua del terreno.

5.4.3 Disipación de Presiones y Ensayo de Disipación

En los suelos saturados, la hinca provoca un cizallamiento que se acompaña de una variación ∆U de la presión intersticial, positiva (suelos contractantes) o negativa (suelos dilatantes).

Figura 5-10: Saturación sistema Parez y Fauriel, 1988


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Figura 5-11: Ejemplo de un ensayo de disipación

Un ensayo de disipación puede realizarse en cualquier momento de la penetración y consiste en detener el avance del cono y registrar como se disipa la presión ∆U en exceso hasta alcanzar un cierto porcentaje del valor de equilibrio; este último coincide con el valor de la presión hidrostática a la profundidad del captor de presión (Figura 5-11).

La disipación de la presión de poro en exceso generada por la penetración depende del coeficiente de consolidación horizontal Ch del suelo que a su vez es función de la compresibilidad y permeabilidad horizontal Kh del terreno.

5.5 Factores que Afectan las Medidas y Procesado de Datos

Existen distintos factores, propios o ajenos al sistema, que afectan las lecturas. Al utilizar conos eléctricos, los datos de voltaje de salida deben ser corregidos a fin de obtener los parámetros básicos obtenidos con este ensayo (no se incluyen aquí los captores considerados como opcionales):

� Resistencia por punta corregida qT

� Resistencia por fuste corregida fT.

� Presión intersticial u

5.5.1 Efectos de la presión de poros sobre las áreas desiguales de la punta

Durante la penetración bajo el nivel freático, la presión intersticial actúa en la superficie de la punta y también en los extremos del manguito. Esto hace que la resistencia a la punta qc (y el rozamiento lateral del manguito fs) medidos no representen exactamente la resistencia total del suelo. El valor leído de qc se debe corregir mediante la siguiente expresión (ver Figura 5-12):

)1()1( aUqAnAcUqq ccT −⋅+=−⋅+= ( 5-1)

donde, Ac = Area exterior An = Area interior U = Presión de poro generada sobre la punta del cono a = relación de áreas

Esta relación, propuesta por Baligh et al. (1981) y Campanella et al. (1982), resulta importante, sobre todo en arcillas donde qc suele ser baja y u relativamente fuerte.

Una corrección similar sería necesaria para el valor fs medido (obteniendo fT), sin embargo sería necesario conocer la presión u en los dos extremos del manguito. A fin de evitar esta corrección, actualmente los conos están diseñados con áreas iguales.

Figura 5-12: efecto de las áreas desiguales sobre la punta

5.5.2 Presión intersticial u - Influencia de la ubicación del filtro

Como se ha mencionado, no existe un estándar en cuanto a la ubicación de la piedra porosa dentro del cono. Se acepta que una sola ubicación de ésta no provee información para todas las posibles aplicaciones (Campanella y Robertson, 1988). La presión de poro en exceso generada y medida durante la penetración depende mucho de la posición que ocupe el filtro (Tavenas et al., 1982; Campanella et al., 1982).


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Numerosos estudios comparativos sobre este tema han sido llevados a cabo. Robertson y Campanella han encontrado que para arcillas y limos normalmente consolidados, las presiones medidas en la cara del cono (U1 según la nomenclatura actual) son unas 3 veces superior a la presión de equilibrio (u0) y un 20% mayores que las medidas inmediatamente sobre el cono (U2):

201 2,13 UUU ≅≅ .( 5-2 )

A medida que la sobreconsolidación aumenta,

la presión medida en la cara del cono aumenta:

201 UUU ⟩⟩⟩ (5-3)

Senneset et al. (1989), ha intentado establecer

una relación experimental entre las presiones intersticiales en distintas posiciones del filtro que, siguiendo la misma nomenclatura, es:

)( 0102 UUkUU −+= (5-4)

aiendo k un factor de ajuste que depende del tipo de suelo.

Resumiendo, la ubicación del elemento poroso en el cono no es unívoca. Ambas soluciones tienen ventajas y desventajas aunque la tendencia actual parece decantarse a ubicarlo encima de la base del cono.

5.5.3 Otros factores que afectan las medidas

5.5.3.1 Velocidad de Penetración

El estándar europeo y americano para los ensayos de penetración estática es de 2 cm/seg para la velocidad de hincado, con una tolerancia del 0,5 cm/seg. Se admite en general que esta velocidad resulta en condiciones de ensayo drenado en suelos arenosos donde las presiones de poro en exceso generadas se disipan de forma rápida y condiciones no drenadas en arcillas y limos arcillosos. La penetración en arenas muy finas y arenas limosas tiene lugar bajo condiciones parcialmente drenadas.

5.5.3.2 Temperatura

Las células de carga y transductores de presión se taran en laboratorio a temperatura ambiente. Sin

embargo la temperatura en el interior del suelo saturado será en general menor. Al manipular los equipos se debe tener la precaución de minimizar los cambios bruscos de temperatura, no se debe dejar el cono bajo la luz directa del sol, por ejemplo. Ciertas variaciones, en cambio, no pueden ser evitadas.

5.6 Presentacion de Resultados

Para la interpretación de los resultados, los siguientes parámetros básicos son necesarios:

� Presión intersticial inicial uh

� Tensión efectiva vertical in situ σ´v0

Diferentes relaciones entre estos parámetros básicos dan lugar a parámetros secundarios, utilizados para la interpretación de los resultados. Para una interpretación preliminar, los siguientes son muy a menudo utilizados:

huuU −=∆ (5-5)

100/% ×= TT qfFR (5-6)

)/( 0vTq qUB σ−∆= (5-7)

Los resultados de los ensayos CPT/CPTU se

presentan en gráficos en los que se trazan los parámetros básicos y algunos (o todos) los parámetros secundarios recién mencionados en función de la profundidad. En los apartados siguientes se presentan distintos ejemplos.

5.7 Estratrigrafía

5.7.1 Perfil Estratigráfico

Siempre que el tipo de suelo permita la aplicación de este ensayo, no existe mejor herramienta de investigación geotécnica para la definición del perfil estratigráfico, a lo cual se suma la evaluación de los parámetros geomecánicos.

El análisis de las curvas de qc, fs, u, FR% y Bq en función de la profundidad constituyen una potente herramienta para analizar el perfil estratigráfico del sitio ensayado. El valor de qc es una medida de la resistencia del suelo a la vez que fs es, entre otras cosas, una medida de la presión horizontal que se desarrolla durante la penetración y está afectada por el tipo de suelo y por su grado de sobreconsolidación (OCR). Las transiciones entre distintos tipos de suelo se manifiestan así por un cambio en la relación FR%.


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La presión u registrada en el ensayo es representativa del nivel en que se mide, pudiendo registrar la presencia de capas muy delgadas (< 5 cm). Se debe tener presente, no obstante que el OCR también influye en el valor de U alcanzado, como se verá más adelante.

En arenas densas, donde los valores de qc son elevados y los de u muy bajos o nulos (incluso negativos), parámetro Bq es prácticamente nulo. A la inversa, en arcillas blandas, qc suele ser en general baja y los valores de u elevados por lo que Bq pueden adoptar valores de 0,4 a 0,8, o incluso más si la arcilla es muy blanda.

En términos generales, las propiedades del suelo que afectan los resultados de los ensayos CPT/CPTU pueden resumirse como sigue (Larsson, 1995):

• Resistencia a la penetración qc

• A granulometría más gruesa, mayor valor de qc.

• A mayor tensión efectiva horizontal (σh0), mayor valor de qc.

• A mayor compactación o densidad, mayor valor de qc.

• A mayor OCR, mayor valor de qc. • Resistencia por fuste fs

• A granulometría más gruesa, menor valor de fs.

• A mayor sensitividad St, menor valor de fs.

• A mayor OCR en suelos cohesivos, mayor valor de fs.

• Presión intersticial u

• A granulometría más fina, mayor valor de u y viceversa.

• A granulometría más fina, mayor tiempo requerido en los ensayos de disipación.

• A mayor resistencia al corte sin drenar Su , mayor valor de u.

• A mayor OCR, menor valor de u (aplicado principalmente a la posición U2).

• A mayor OCR, mayor diferencia de los valores de U1 y U2.

• A mayor sensitividad St, mayor valor de u.

En la Tabla 5-1 se presentan las bases fundamentales para la interpretación estratigráfica del ensayo. En la misma se indican los criterios

básicos para suelos arenosos y arcillosos. Suelos intermedios, tendrán un comportamiento también intermedio. En base a estos simples conceptos se puede interpretar el piezocono de la Figura 5-13, realizado en la ciudad de Murcia, de la siguiente forma:

1. Primer nivel de arcillas hasta los 11,5 m aproximadamente, caracterizado por bajos valores de qc y elevados valores de FR% (superiores a 5). Los valores de u dinámica, sin embargo, son similares a la presión hidrostática. Este hecho es debido a que se trata de una arcilla sobreconsolidada (y por lo tanto, fisurada) debido a la explotación del acuífero de las arenas inferiores.

2. Nivel de arenas entre los 11,5 m y los 18 m de profundidad, caracterizado por elevados valores de qc y bajos valores de FR%. Los valores de u dinámica son inferiores al valor piezométrico (∆u negativo). Con mayor detalle se puede distinguir una subcapa superior con intercalaciones limosas.

3. Nivel inferior de arcillas normalmente consolidadas caracterizadas por un bajo valor de qc y un elevado valor de u y FR%. Obsérvese como se detecta una delgada capa arenosa de menos de medio metro de espesor hacia los 27 m de profundidad, el valor de qc aumenta y disminuye drásticamente el valor de u y FR%.

Una gran ventaja del piezocono es que puede medir la presión en exceso en el entorno inmediato del cono y por lo tanto identificar con mayor exactitud la presencia de intercalaciones arenosas y/o acuíferos confinados, hecho muy importante para valorar las características de drenaje. La identificación de estas capas granulares intercaladas en una masa de suelo cohesivo es sumamente importante a la hora de valorar los tiempos de consolidación del suelo. De hecho, se pueden evitar tratamientos de mejora de suelos o de aceleración de la consolidación (o al menos disminuir la intensidad de su aplicación) con el consiguiente ahorro económico para la Propiedad, que no sería posible con una recomendaciones geotécnicas responsables, más que habiendo detectado capas drenantes de entidad suficiente gracias al CPT/CPTU.


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qc fs FR% u Bq

Arenas

Altos valores de qc. Forma dentada de la curva de penetración.

Bajos valores de fs. Aumenta si existe cementación.

Bajos valores de FR%. Típico 1. En arenas carbonáticas puede llegar a 3.

Valores de u dinámica similares a uh (hidrostática si acuífero libre). ∆u puede ser negativo en arenas dilatantes

∆u tiende a cero, luego Bq

también, o negativo si u es negativa

Arcillas

Bajos valores de qc. Forma suave de la curva, aumenta linealmente con la profundidad

Valores relativamente más altos de fsque las arenas.

Valores elevados de FR%. Valores típicos superiores a 3 en arcillas normalmente consolidadas (NC). Disminuye al aumentar la sobreconsolidación (∴fisuración).

Valores de u elevados en arcillas normalmente consolidadas (NC). En arcillas fisuradas, u similar a uh o incluso menor.

Bq tiende a 1. En arcillas plásticas puede llegar a 0,8

Tabla 5-1: Bases para la interpretación estratigráfica del ensayo CPT y CPTU

Figura 5-13: Ejemplo de CPTU en la ciudad de Murcia


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5.7.2 Clasificacion del Suelo

El ensayo de penetración estática es una herramienta muy útil de cara a la clasificación del suelo. Tradicionalmente las variables que se manejaban para determinar el tipo de suelo ensayado han sido qc y FR%, posteriormente se comenzó a hacer uso de la presión intersticial u. Son muy numerosos los trabajos publicados a este respecto y lector interesado puede consultar en la bibliografía.

Unas de las primeras clasificaciones para puntas mecánicas propuestas fue la de Begemann (1965). Otras clasificaciones para este tipo de puntas fueron desarrolladas por Schmertman (1969) y Searle (1979).

Se han publicado también numerosos gráficos para las puntas eléctricas utilizando qc y FR%,, entre ellas las de Douglas y Olsen (1981), Robertson y Campanella (1983), Douglas (1984), Olsen (1984), Robertson (1985), Olsen y Farr (1986), Olsen y Malone (1988), Robertson (1990), Olsen (1994), Olsen y Mitchell(1995).

Se debe tener en cuenta, no obstante, que el valor de fs medido es menos preciso que el de qc. Por estas razones, numerosos autores han confeccionado ábacos de clasificación basados en qc (o qT) vs. U (o algún parámetro secundario en el que la presión intersticial interviene, principalmente Bq). Entre estas clasificaciones se encuentran las de Baligh et al. (1980), Jones y Rust (1982), Senneset y Jambu (1984), Robertson y Campanella (1986), Larsson y Mulabdic (1991).

Campanella y Robertson (1988) Robertson et al. (1986) o Robertson (1990) han propuesto utilizar las tres variables disponibles con este ensayo: qc u y fs en la forma de qT , Bq y FR%.

Los ábacos de clasificación resultan una aproximación a utilizar como guía, preferiblemente contrastadas con correlaciones locales. Factores tales como historia tensional, sensitividad, compacidad, índice de huecos, compresibilidad, etc., influirán las clasificaciones basadas tanto en FR% como en Bq (Campanella et al., 1988). Ocasionalmente un suelo puede caer en campos distintos en ambos ábacos en cuyo caso los ensayos de disipación constituyen un criterio adicional importante para juzgar el tipo de suelo. Por otro lado, la tensión efectiva influye también en las medidas de qc y fs, que tienden a aumentar con la profundidad. Los ábacos de clasificación están basados predominantemente en ensayos de hasta 30 metros de profundidad.

Es importante notar que los ábacos no se refieren al tamaño real de las partículas, sino más

bien al tipo de comportamiento del suelo en cuanto a sus condiciones de drenaje, es decir, desde un punto de vista geotécnico, y deben ir acompañadas de correlaciones locales basadas en sondeos, ya que puede ser fácil equivocarse en la interpretación, confundiendo una arcilla altamente sobreconsolidada con una arena limosa normalmente consolidada basándose solamente en el análisis de la carta qT f(Bq).

El principal propósito del ensayo CPT no es el de dar una clasificación exacta del suelo sino aclarar la estratificación y los límites entre las distintas capas o estratos así como sus propiedades. La clasificación e interpretación preliminar es una gran ayuda para planificar más racionalmente una campaña de investigación.

5.7.3 Sedimentología

Al proporcionar una enorme cantidad de datos (los parámetros se miden cada 1 cm de profundidad), es posible llevar a cabo estudios geoestadísticos de las variables para analizar su distribución espacial. La utilización de técnicas geoestadísticas permite crear modelos 3D que son de gran utilidad para el estudio de facies sedimentarias y sus relaciones. El ensayo es, pues, muy adecuado para el estudio sedimentológico e hidrogeológico de cuencas sedimentarias recientes.

En la Figura 5-15 se presenta un ejemplo de un modelo 3D de la distribución espacial de qc correspondiente a sedimentos deltaicos del Río Llobregat donde se pueden distinguir cinco unidades geológicas principales. El ejemplo corresponde a la zona donde se ubica la nueva E.D.A.R. de Barcelona, con un área de 95 km2, aproximadamente. Desde un punto de vista sedimentológico (Figura 5-16), se pudieron definir y caracterizar en términos litológicos facies sedimentarias de prodelta, frente deltaico y llanuras de inundación, determinando sus límites y gradaciones verticales y horizontales y relaciones geológicas entre ellas (concordantes o discordantes).. Una vez establecida esta arquitectura general del cuerpo deltaico, se están llevando a cabo estudios más detallados con el objetivo de caracterizar distintas subfacies tales como arenas de canal (principales y secundarios), barras, marjales, limos y arenas de derrame, etc. (Devincenzi et al., 2003).


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Figura 5-14: Clasificación de suelos según Robertson (1990)

Figura 5-15: Modelo 3D de la distribución espacial de qc. Delta de Llobregat,

Barcelona. Colàs, 2003; Devincenzi et al., 2003.

Figura 5-16: Análisis sedimentario, facies de Prodelta, Frente Deltalico y Plana Deltaica. Delta de Llobregat, Barcelona. Colàs, 2003;

Devincenzi et al. 2003


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5.8 Análisis Teórico de la Penetración

El análisis del proceso de penetración del cono en el suelo es complejo ya que tanto la resistencia como la rigidez y el estado tensional (sobre todo las tensiones horizontales) son factores que, combinados, afectan a los resultados de los parámetros primarios obtenidos, hecho que también sucede con otros ensayos geotécnicos in situ. Véase por ejemplo Wroth (1984), Jamiolkowski (1995), Houlsby (1998), Mitchell y Brandon (1998), etc.

Por otro lado, un análisis rigurosamente teórico del problema es extremadamente difícil debido a las grandes tensiones asociadas, a la variación de las mismas alrededor del cono y al comportamiento no lineal del suelo.

Pese a las dificultades, desde mediados de la década de los 60’s se han publicado numerosos análisis teóricos, semi-empíricos y empíricos que intentan predecir la resistencia al avance del cono.

Se debe tener presente que pese al gran número de enfoques, ninguno de ellos es completamente riguroso por lo que la elección de uno u otro dependerá del tipo de problema a resolver y del juicio geotécnico particular para decidir cual se adapta más a una determinada situación.

Las soluciones teóricas que se han desarrollado para modelizar la resistencia al avance del cono se pueden agrupar en las siguientes clases:

1) Plasticidad clásica: Teoría de la Capacidad Portante

2) Teoría de la Expansión de una cavidad (cilindrica o esférica)

3) Deformación en régimen de flujo estacionario

4) Análisis de Elementos Finitos

5) Ensayos en Cámaras de Calibración (principalmente para arenas)

6) Otras aproximaciones teóricas

Todas las teorías se pueden expresar mediante

formulaciones del tipo:

0σ+⋅= ucc sNq (5-8)

'0

'vqc Nq σ⋅= (5-9)

donde,

Nc = factor de cono para arcillas Nq = factor de cono para arenas su = resistencia al corte sin drenar σ0 = tensión total in situ σ’v0 = tensión efectiva vertical in situ

El factor de cono Nc es una función de la geometría de la zona de rotura y el factor Nq depende del ángulo de rozamiento interno de la arena, del ángulo de rozamiento de la interfase cono/arena y de la geometría del cono.

5.9 Interpretación: Suelos Granulares

5.9.1 Evaluación de la Densidad Relativa DR%

Para suelos granulares, la densidad relativa (D.R.%) es normalmente utilizado como un parámetro intermedio. No existe una única relación entre la resistencia a la penetración y la D.R.% ya que otros factores como la compresibilidad, OCR, etc., también influyen en el valor de qc.

La Figura 5-17 muestra las relaciones propuestas por Jamilkowski et al. (1985) para arenas ensayadas en cámara de calibración.. En la figura se aprecia la influencia de la compresibilidad del material. La expresión matemática de esta relación es:

,%log6698%'0

+−≈

v

cqDR

σ (5-10)

donde qc y σ´v0 se expresan en t/m2.

Figura 5-17: Influencia de la compresibilidad en la Densidad Relativa para arenas normalmente consolidadas cuarzosas.

Jamiolkowski et al., 1985


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Figura 5-18: Relación entre el factor de capacidad portante y el ángulo de rozamiento a partir de ensayos en cámara de

calibrado (Robertson y Campanella, 1983)

Figura 5-19: Relación entre qc y el ángulo de rozamiento pico para arenas cuarzosas no cementadas. Robertson y Campanela

(1983)

5.9.2 Evaluación del Angulo de Rozamiento

Existen numerosas teorías empíricas o semiempíricas que correlacionan la resistencia al corte drenada a partir del ensayo CPT o CPTU. Dos de las teorías utilizadas se basan en:

Como ha notado Vesic (1963) no existe una relación única entre la resistencia a la penetración estática y el ángulo de rozamiento ya que qc en terrenos no cohesivos depende de:

� la resistencia al corte,

� la deformabilidad.

Numerosas pruebas llevadas a cabo en cámaras de calibración han confirmado la imposibilidad de encontrar una relación φ' - qc simple y general.

La Figura 5-18 muestra la Relación entre el factor de capacidad portante y el ángulo de rozamiento a partir de ensayos en cámara de calibrado (Robertson y Campanella, 1983).

Robertson et al. (1988) recomiendan que para las arenas, el ángulo de rozamiento pico puede estimarse en base a la Figura 5-19, con una sobreestimación del orden del 2º para arenas sobreconsolidadas.

Clausen y Denver (1995) propusieron las siguiente relaciones para estimar el ángulo de rozamiento de arenas normalmente consolidadas (NC) y sobreconsolidadas (OC):

(5-11)

(5-12)

5.9.3 Evaluación de los parámetros de deformabilidad

Como se ha mencionado, el valor de qc en suelos granulares es una función compleja de los parámetros resistentes y de deformabilidad y por lo tanto no es posible una solución analítica que relacione estas variables. Existen, no obstante numerosas correlaciones empíricas entre el módulo de deformación y qc.

185,0

'0

' º2,17

⋅=

v

cNC

qσ

φ

06,0

185,0

'0

' º2,17 −⋅

⋅= OCRq

v

cOC σ

φ


Página 66

5.9.3.1 Módulo Confinado M

La mayoría de las correlaciones se refieren al módulo tangente, como el determinado en ensayos edométricos, donde un incremento de presión ∆P resulta en un cambio relativo de volumen ∆V/V.

vmM 1= (5-13)

donde mv es el módulo de compresibilidad volumétrico.

Mitchel y Gardner (1975) han hecho una revisión de las correlaciones existentes para arenas. Las correlaciones toman generalmente la forma:

cqM ⋅= α (5-14)

El coeficiente α varía en el rango de 1,5 a 4

para arenas NC y de 8 a 15 para arenas OC. En sedimentos deltaicos predominantemente granulares con intercalaciones cohesivas del delta del río Guadarranque (Cádiz), Gómez y Devincenzi (1995), han determinado α = 2,36. En base a un exhaustivo análisis retrospectivo, para sedimentos aluviales sudafricanos, Jones y Roust (1995) han encontrado α = 2,75.

En todo caso, se trata de una aproximación extremadamente simplista ya que αm sería en todo caso una función compleja de OCR, σ’v0 y la DR%, entre otros factores. Vésic (1970), por ejemplo, ha propuesto:

222 DRm +=α (5-15)

El valor de la constante αm debe elegirse con

gran precaución y sólo resulta válido para correlaciones locales.

5.9.3.2 Módulo de Young E

Bellotti (1989) y Berardi et al. (1991) recomiendan la Figura 5-20 para la evaluación de E.

5.9.3.3 Módulo de deformación tangencial Gmax

Investigaciones similares de laboratorio se han llevado a cabo para relacionar qc y Gmax (Seed e Idris, 1970; Handin y Drnevich, 1972). Rix y

Strokoe (1992) propusieron la correlación que se presenta en la Figura 5-21.

Figura 5-20: Estimación de E a partir de qc (Bellotti, 1989; Berardi et al., 1991)

Figura 5-21: Estimación de Go. Rix y Stokoe, 1992.

Jamiolkowski (1988) propuso una relación entre Gmax, qc, DR% y el esfuerzo vertical efectivo medio (σ’m):


Página 67

( )DRp

pq

G

a

ma

c

84,1exp1,3008.0'

max −

≈

−σ

(5-16)

donde pa = 98,1 kPa y Dr es una fracción de la unidad (no expresado en porcentaje).

5.9.4 Historia Tensional: OCR

De la medida de la penetración drenada en arenas sólo pueden obtenerse aproximaciones muy groseras sobre el grado de sobreconsolidación (OCR Over Consolidation Ratio) del depósito. Por ejemplo si se estiman D.R.% >> 100%, esto es un indicio de altas tensiones efectivas horizontales (indicativo de un alto OCR o cementación).

De todas formas es en la práctica imposible distinguir entre una arena NC densa de una arena OC suelta. La medida de u tampoco aporta información en este sentido ya que la elevada permeabilidad de las arenas hace que se disipe casi tan rápido como se produce, resultando en lecturas cercanas a la presión hidrostática de equilibrio.

5.9.5 Resistencia a la Licuefacción de las arenas

Ver también epígrafe 2.9.

El ensayo CPT permite obtener una información precisa y útil para estimar el potencial de licuefacción de depósitos arenosos, siempre que los datos obtenidos sean lo suficientemente representativos de la variabilidad de las facies granulométricas. Los valores deben estar debidamente normalizados.

La licuefacción de un suelo granular saturado sobreviene como resultado de un rápido incremento de la presión intersticial, derivado de la acción de un esfuerzo cíclico de las ondas sísmicas. La presión del fluido que ocupa los poros puede alcanzar un valor tal que anule la presión efectiva del suelo, que pasa a comportarse como un fluido. El potencial de licuefacción depende de la relación entre el esfuerzo de corte cíclico medio que actúa sobre planos horizontales del suelo durante la carga sísmica y los esfuerzos efectivos verticales que actúan sobre el suelo antes de dicha carga.

El índice utilizado para determinar la resistencia a la licuefacción de un terreno CSR (Cyclic stress ratio) fue definido por Seed e Idriss (1971).

dv

v

v

av rg

aCSR ⋅⋅⋅== '0

0max'0

65,0σσ

στ

(5-17)

donde amax es la aceleración máxima en la superficie del terreno y rd es un factor de reducción que da cuenta de la flexibilidad del perfil del terreno.

Para proyectos no críticos se pueden utilizar las ecuaciones propuestas por Liao y Whitman (1986) para estimar el valor de rd:

zrd ⋅−= 00765,00,1 para z ≤ 9,15 m (5-18)

zrd ⋅−= 0267,0174,1 para 9,15 m ≤ z ≤ 23 m (5-19)

Robertson y Campanella (1983) propusieron estimar el CCR para arenas limpias a arenas limosas en base al CPT utilizando la resistencia a la penetración normalizada definida como:

'0

1v

a

a

cc

pp

qq σ= (5-20)

donde

qc1: resistencia del cono normalizada (sin dimensiones. Pa: presión atmosférica (usualmente 100 kPa) σv0’: Tensión efectiva vertical.

Figura 5-22: CCR a partir de qc1 (Lunne et al., 1997)


Página 68

Figura 5-23: CCR a partir de qc normalizada. Robertson y Fear, 1995.

La

Figura 5-22 y la Figura 5-23 presentan la estimación del valor de CCR a partir del valor de qc1.

5.10 Interpretación: Suelos Cohesivos

La evaluación de parámetros geomecánicos en suelos cohesivos se basa principalmente en la utilización de puntas eléctricas. Aplicar los resultados obtenidos con puntas mecánicas resulta muchas veces inadecuado, teniendo en cuenta la imprecisión de las medidas sobre todo en suelos muy blandos. Las valoraciones, por lo tanto, se deben efectuar con cautela.

5.10.1 Evaluación de la resistencia al corte no drenada (Su)

El complejo comportamiento del suelo cohesivo y las elevadas variaciones de los esfuerzos y deformaciones generadas por la penetración hacen difícil establecer una base teórica para determinar el valor de Su.

Por otro lado, se debe tener en cuenta que la resistencia al corte de una arcilla no es un parámetro unívoco, sino que dependerá de:

� Tipo de ensayo con el que se determina

(trayectoria de tensiones seguida).

� Velocidad de deformación.

� Orientación de los planos de rotura.

Uno de las primeras utilidades del ensayo CPT

fue, no obstante, la evaluación de Su. Revisiones sobre este tema han sido presentadas, entre otros, por Baligh et al., 1980; Lunne y Kelven, 1981; Jamiolkowski, 1982; Robertson et al., 1986; Robertson y Campanella, 1988; Robertson, 1990; Riaund y Miran (1992), Larsson (1995) y Lunne et al. (1997).

En general el valor de Su se estima empíricamente o en base a soluciones teóricas aproximadas.

5.10.1.1 Uso de qc

La estimación de Su puede realizarse mediante la relación:

k

vcu N

qS'0σ−

= (5-21)

donde Nk = factor de cono = 15 +- 3. Función del ángulo de apertura del cono y del Indice de Rigidez Ir = G/Su (G, módulo de deformación tangencial no drenado). Este factor se obtiene de correlaciones empíricas, preferentemente de los valores de Su obtenidos con el Vane Test, corregidos para tener en cuenta la influencia del IP (Bjerrum, 1972). Parece ser independiente de OCR. Para suelos sensitivos se deben adoptar valores inferiores de Nk (~10 o menor).

Conociendo el limite líquido (L.L.) del suelo, Larsson y Mulabdic (1991) propusieron la expresión:

LLq

S vTu 65,64,13

0

+−

=σ

(5-22)

5.10.1.2 Uso de ∆U

El valor de u, sobre todo en arcillas blandas, puede ser medido con notable exactitud, en contra de lo que ocurre con qc. La presión intersticial en exceso depende principalmente de:

� Historia tensional del depósito

� Sensitividad

� Indice de rigidez

y en particular

� ∆U disminuye al aumentar OCR

� ∆U aumenta al aumentar la sensitividad


Página 69

� ∆U aumenta al aumentar el índice de rigidez en terrenos poco plásticos.

Se han propuesto varias relaciones entre Su y ∆U, basadas en aproximaciones teóricas que utilizan la teoría de expansión de una cavidad (Vésic, 1972; Randolph y Worth, 1979; Bataglio et al., 1981; Massarach y Broms, 1981; Campanella et al., 1985, etc. mediante la relación:

Uu N

US∆

∆= (5-23)

donde N∆U puede variar entre 2 y 20 y varía con OCR, sensitividad St y G/Su

La ventaja de estas relaciones es la exactitud con que se puede medir u, especialmente en suelos blandos.

Las relaciones vistas anteriormente del tipo ∆U/N∆U son sensibles al LL del suelo y se pueden modificar a otras del tipo (Larsson y Mulabdic, 1991 ):

LLU

S faceu 65,123,17

1−

∆= (5-24)

o, alternativamente:

)ln(131

t

faceu S

US

+∆

= (5-25)

Estas relaciones son muy sensibles a la

homogeneidad del suelo y su OCR, por lo que sólo se deben aplicar a arcillas NC o ligeramente OC.

Relaciones similares pueden obtenerse para la posición normal del filtro (U2) para suelos NC:

LLUSu 8.21,14

2−∆= (5-26)

sin embargo esta relación es extremadamente

sensible al OCR (Larsson, 1995) y se debe aplicar con mucha precaución o incluso no aplicarse si no existen correlaciones locales.

5.10.2 Evaluación de la Sensitividad

La sensitividad (St) de un suelo arcilloso, que es la relación entre su resistencia en sus estados

inalterado y remoldeado, se puede estimar a partir de la relación propuesta por Schmertmann (1978):

%FRNS S

t = (5-27)

Schmertman sugirió valores de Ns = 15 para

ensayos con CPT punta mecánica. Robertson y Campanella (1988) sugirieron un valor de Ns = 6 para conos eléctricos.

5.10.3 Evaluación de los parámetros de deformabilidad

5.10.3.1 Módulo confinado M

En suelos predominantemente cohesivos es posible relacionar el Módulo Edométrico con la resistencia por punta qc mediante la relación:

cqM ⋅=α (5-28)

idéntica a la vista para suelos granulares.

Dependiendo el factor de correlación del tipo de suelo. En la Tabla 5-2 se presentan estos valores según Sanglerat (1972), adaptado por Mitchell y Gardner (1975).

qc (bar) αααα Tipo de Suelo

< 7 3 a 8 Arcillas de bajo plasticidad

7 a 20 2 a 5 CL

> 20 1 a 2,5

>20 3 a 6 Limos de baja plasticidad

< 20 1 a 3 ML

< 20 2 a 6 Arcillas y limos plásticos

MH; CH

< 12 2 a 8 Limos orgánicos (OL)

<7 Arcillas orgánicas (OH)

50 < W <100 1,5 a 4 Turbas Pt

100 < W <200 1 a 1,5

W > 200 0,4 a 1

Tabla 5-2: Valores del coeficiente α para distintos tipos de arcillas. Mitchell y Gardner, 1975, Adaptado de Sanglerat, 1972


Página 70

Se debe destacar que este método puede llegar a producir errores del 100% (Robertson y Campanella, 1988), por lo que siempre resultan necesarias correlaciones locales con ensayos edométricos, triaxiales o análisis retrospectivos a escala real.

Kulhawy y Mayne (1990) sugirieron la relación:

)(25,8 0vTqM σ−= (5-29)

que se ilustra en la Figura 5-24.

Figura 5-24: Relación general entre módulo confinado y la resistencia a la penetración neta (Kulhawy y Mayne, 1990)

5.10.3.2 Módulo de Young no drenado Eu

Robertson y Campanella (1988) y Lunne et al. (1997) recomiendan el uso de la Figura 5-25, que muestra la variación de Eu/Su en función del estado de tensiones para siete distintos suelos cohesivos.

Esta relación puede expresarse de la forma:

uu SnE ⋅= (5-30)

El procedimiento recomendado por estos autores es:

1. Estimar Su

2. Estimar OCR

3. Utilizando la Figura 5-25 estimar Eu para el nivel tensional apropiado al problema.

El conocimiento del IP resulta una ayuda adicional para su determinación.

Figura 5-25: Indice de rigidez E/Su. Ladd et al. 1977 (adaptada por Lunne et al. 1997)

5.10.4 Historia Tensional: OCR

El coeficiente de sobrecosolidación (OCR, Over Consolidation Ratio) se define como el cociente entre la máxima presión actuante sobre un elementoi de suelo, σ´

c, y la presión efectiva vertical actual σ´v0

'0

'

v

cOCRσσ= (5-31)

El análisis de la curva qc con la profundidad

puede dar información aproximada de la historia tensional de los depósitos. En arcillas normalmente consolidadas (NC), en que OCR = 1, qc crece linealmente con la profundidad.

Si ha habido sobreconsolidación por erosión o desecación, OCR > 1 en los metros superiores del perfil del suelo, disminuyendo hasta una profundidad a partir de la cual el depósito es NC. Esta evolución se puede observar analizando los gráficos qc-z (profundidad): qc es sensiblemente constante o incluso disminuye hasta una profundidad a partir de la cual se incrementa linealmente.


Página 71

Diversos autores han presentado relaciones empíricas entre para determinar σ´

c y OCR. Por ejemplo Larsson y Mulabdic (1991) han propuesto:

)log(54,007,14,421,1'

OCRLL

q voT

c ⋅−+

−=

σσ (5-32)

La ecuación se resuelve por sucesivas

iteraciones insertando un valor estimado de σ´v0 y

OCR (σ´c / σ´

v0).

Otro método propuesto por los mismos autores consiste en utilizar la presión de poro en exceso ∆U:

aU face

c

1' ∆=σ (5-33)

donde a = 2,05 + 2,62 LL ≤ 4,7

Para suelos con un OCR > 2 y piedra porosa en la cara del cono, σ´

c debe estimarse en base a:

8,0'

4,11

−⋅⋅∆

=OCRa

U facecσ (5-34)

También esta ecuación se resuelve por sucesivas iteraciones.

Una relación equivalente para una posición normal del filtro (U2) se puede expresar como:

( ))log(96,010,12'

OCRbU

c −⋅∆=σ (5-35)

donde, b = 2,0 + 1,16 LL ≤ 3,16

Utilizando la resistencia del cono neta, se puede aplicar la relación:

( ) 22,07,513,1

32,0)log( '0

0 −+

−⋅≈

LLqOCR

v

vT

σσ

(5-36)

Robertson (1990) presentó una versión

simplificada de los trabajos que Schmertmann (1978) realizó sobre este tema (Figura 5-26).

Figura 5-26: estimación de OCR (Robertson, 1990)

5.10.5 Evaluación del coeficiente de consolidación ch

A partir de los datos obtenidos con los ensayos de disipación se puede estimar el valor de coeficiente de consolidación en dirección horizontal ch

Como se ha visto, la realización de un ensayo de disipación consiste en detener la penetración y medir los valores de u el tiempo que sea necesario hasta que alcance una cierta aproximación a la presión de equilibrio. La disipación en el tiempo de la presión intersticial en exceso está evidentemente relacionada con las condiciones de drenaje del suelo, o sea, con su coeficiente de consolidación, que, a su vez, depende de la compresibilidad y de la permeabilidad del terreno.

La velocidad a la cual se disipa ∆U es por lo tanto un índice de las características de consolidación de la arcilla que se encuentra alrededor de la punta del piezocono.

La interpretación para evaluar el coeficiente de consolidación horizontal ch (o más estrictamente, el coeficiente de consolidación radial cr) se debe basar en el valor inicial de la disipación, es decir una vez que ésta comienza (∆Ui) y no en el valor leído al detener la penetración (∆Up), ya que estos valores pueden no ser iguales (Kurup, 1993; Kurup et al., 1994; Kurup y Tumay, 1995).

La estimación del coeficiente de consolidación es, en suma, compleja a causa de los numerosos factores teóricos, del terreno y del cono que influyen en su cálculo. Existen principalmente dos métodos para estimar ch .


Página 72

El método propuesto por Baligh y Levadoux (1986) es sólo aplicable a arcillas inorgánicas con un OCR < 3. ch se estima en base a:

tRTch

2⋅= (5-37)

donde, T = Factor tiempo R = Radio del cono t = Tiempo para alcanzar un determinado valor de disipación

Normalmente se utiliza el tiempo para alcanzar el 50% de la consolidación (T50).

Teh y Houlsby (1991), definen el Factor Tiempo modificado T* en el que también interviene el Indice de Rigidez Ir, ya que la zona alrededor del cono en la que se desarrollan las presiones en exceso varía con este parámetro y es más representativo que el radio del cono. De acuerdo a estos autores:

r

h

IRtcT

⋅⋅=

2*

(5-38)

En la Tabla 5-3 se presentan los valores de T* para distintos grados de consolidación.

% de consolidación U1 U2

20% 0,014 0,038

30% 0,032 0,078

40% 0,063 0,142

50% 0,118 0,245

60% 0,226 0,439

70% 0,463 0,804

80% 1,040 1,600

Tabla 5-3: Valores de Factor Tiempo modificado para distintos % de disipación. Houlsby y Teh, 1988

Gómez y Devincenzi (1995) han presentado un método práctico que permite analizar la consolidación global de la masa del suelo de sedimentos aluviales y deltaicos del río Guadarranque, Cádiz. Estos sedimentos se caracterizan por su escasa continuidad lateral y por lo tanto, se desconocía su eficacia como bordes drenantes.

Los autores han calculado los coeficientes de consolidación horizontal por el método de Teh y Houlsby y han observado una relación funcional entre el ch y el FR% (Figura 5-27):

%Houlsbyy Teh 10FRh baC

−= ( 5-39 )

o, en términos del T50:

( ) cFRtLog +≈ %50 ( 5-40 )

Los valores de las constantes a, b y c son

válidas evidentemente para el caso estudiado y para el intervalo 0,1 < FR% <4,0.

La observación de los autores realmente significativa consiste en que el valor de ch se incrementa rápidamente para valores FR% < 1,5.

Figura 5-27: Relación entre FR% y ch. Gómez y Devincenzi (1995, 1996)

El siguiente paso consistió en la diferenciación de capas de consolidación a largo plazo en que FR% > 1,5, considerando el resto de las capas (si su espesor es superior a 0,2 m) como drenantes.

A partir de ensayos de consolidación en célula edométrica sobre muestras inalteradas de sondeos próximos se calcularon los coeficientes de consolidación vertical cv y se estableció una correlación directa cv - FR%. Se intentaron otras correlaciones del FR%, como por ejemplo con el contenido de finos pasantes por el tamiz # 200 (A.S.T.M.) aunque los parámetros estadísticos de correlación no resultaron satisfactorios.

Mediante la mencionada correlación directa entre cv y FR%, se pudo atribuir un valor diferente de cv a cada capa de consolidación a largo plazo. Mediante la aplicación de la teoría clásica de Terzaghi a estas capas se hizo también una

FR%

ch [c

m²/s

eg]

0,000

0,200

0,400

0,600

0,800

1,000

1,200

1,400

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

ch = -1,64 / (0,797 - 10^FR%)


Página 73

predicción de asientos y su evolución en el tiempo con otra hipótesis más simplista y conservadora, que atribuía un valor de cv = 4 x 10-4 cm2/seg (sin tener en cuenta los valores del FR% en cada capa).

Un ensayo a escala real por medio de un terraplén experimental instrumentado de 12 m de altura, permitió comprobar la evolución real de los asientos, que resultó estar entre las dos predicciones antes mencionadas. La consolidación real resultó ser mucho más rápida que la estimada sin tener en cuenta los ensayos CPTU y los ensayos de disipación.

La conclusión práctica más importante es que se pudo diseñar una precarga estática válida para el tiempo disponible, sin necesidad de drenes verticales ni aplicación de otros métodos de mejora de suelos más sofisticados (y caros).

5.11 Evaluacion de Otros Parámetros

5.11.1 Permeabilidad

La permeabilidad horizontal kh puede ser estimada groseramente a partir del gráfico preparado por Parez et al. (1988) en función del T50, presentado en la Figura 5-28.

5.11.2 Densidad

Una aproximación de la densidad en suelos cohesivos puede realizarse en base a la Figura 5-29 presentada por Larsson (1995) basada en la resistencia a la penetración neta y el parámetro Bq.

5.11.3 Correlaciones con el ensayo SPT

Robertson, et al. 1983 presentaron la relación qc / Nspt como una función del tamaño medio de grano D50 (Figura 5-30).

Figura 5-28: Estimación de la permeabilidad horizontal en función del T50. Parez y Fauriel (1988)

Figura 5-29: Estimación de densidad de suelos finos. Laarson, 1995

Figura 5-30: variación qc/NSPT con el tamaño de grano. Robertson et al. (1983)


Página 74

5.12 Bibliografía CPT y CPTU

ACAR, Y., 1981."Piezocone penetrating testing in soft cohesive soils". Fugro, Activity Report 4.

BALIGH, M. M., 1976."Cavity expansion in sand with curves envelopes." Jour. Geot. Eng. Div., ASCE, Vol102, nº GT11.

BALIGH, M.M. y J.N. LEVADOUX, 1980."Pore pressure dissipation after cone penetration." Massachusetts Inst. of Technol. ,Dept. of Civil Eng., Cambridge.

BALIGH, M.M, V. VIVARAT, C.C. LADD, 1980 “Cone penetration in soil profiling”. ASCE Journ. Geotech Div., vol 106 GT4.

BALIGH, M.M., A.S. AZZOUS, A.Z. WISSA, R.T. MARTIN, M.J. MORRISON, 1981."The piezocone penetrometrer." ASCE, Geot. Div., Symp. on CPT and exper., St.Louis.

BARENTSEN P, 1936. “Short description of a field testing method with a cone shaped sounding apparatous”. Proc. 1st. Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Eng., Harvard Univ., Boston.

BATTAGLIO M. ,M. JAMIOLKOWSKI ,R. LANCELLOTTA, E. PASQUALINI, 1981. "Piezometer probe test in cohesive deposits." ASCE Geot. Div. Symp. on Cone Penetration and Exper., StLouis.

BEGEMANN, H.K., 1953. “Improved method of determining resistance to adhesion by sounding through a loose sleeve placed behind the cone”. Proc. 3rd. Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Eng., Vol 1.

BEGEMANN, H.K., 1965. “The friction jacket cone as an aid in determining the soil profile”. Proc. 6th Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Eng., Vol 1.

BERARDI, R., JAMIOLKOWSKI, M. y R. LANCELLOTTA, 1991. “Settlement of shallow foundations in sand: selection of stiffness on the basis of penetration resistance”. ASCE Geotech. Eng. Cong., Spec. Pub. 27, Vol. 1.

CAMPANELLA, R. G., D. GILLESPIE, P.K. ROBERTSON, 1982."Pore pressure during cone penetration testing." Proc. ESOPT2, Amstermdam.

CAMPANELLA, R. G., ROBERTSON, P.K., GILLESPIE, D.G. y GREIG, J. 1985. “Recent developments in In Situ testing of soils”. Proc. 9th 6th Int. Conf. on Soil Mech. and Found. Eng., Vol 2, San Francisco.

CAMPANELLA, R. G. y P.K .ROBERTSON, 1988."Current status of the piezocone test." Proc. ISOPT1, Orlando.

DOUGLAS B.J. y R.S. OLSEN, 1981. "Soil classification using the electric cone penetrometer." ASCE Geot. Div. Symp. on Cone Penet. Testing and Exper. St.Louis.

DOUGLAS B.J., 1984. “The electric cone penetrometer test: A user’s guide to contracting for services, quality assurance, data analysis”. The Earch Technology Corporation, Long Beach, California.

DURGUNOGLU, H.T. y J.K. MITCHELL, 1975." Static penetration resistence of soil: I Analysis." Proc. ASCE Spec. Conf. on in situ Meas. of Soil Param., Raleigh, USA.

GEUZE, E.C., 1953. “Resultats d’essais de penetration en profondeur et de mise en charge de pieux modeles. An. Inst. Tech. du Bâtiment et des Travaux Pub., 16.

GOMEZ, R y DEVINCENZI, M., 1995. “Settlements evolution forecasting for a future coal stock piling on Guadarranque industrial area”. Proc. Int. Symp. on Cone Pen. Testing. CPT’95. Linköping.

HARDIN, B.O. y DRNEVICH, V.P. 1972. “Shear modulus and dampling in soils: Design equations and curves”. Proc. ASCE Jour. Soil Mech. and Found. Eng., Vol 98, SM7.

IMAI, T y TONOUCHI, K., 1982. “Correlation of N value with S wave velocity and shear modulus”. Proc. 2nd Symp. on Penet. Testing, ESOPT II, Vol. 1, Amsterdam.

JAMIOLKOWSKI, M., LANCELLOTTA, R., TORDELLA, L. y BATAGLIO, M., 1982. “Undrained shear strength from CPT”. Proc. 2nd Symp. on Penet. Testing, ESOPT II, Vol. 2, Amsterdam.

JAMIOLKOWSKI M., C. C. LADD, J T. GERMAINE, R. LANCELLOTTA, 1985."New developments in field and laboratory testing of soils."Proc. XI ICSMFE, San Francisco.

JAMIOLKOWSKI, M., GHIONNA, V.N., LANCELLOTTA, R., y PASQUALINI, 1988. “New correlations of penetration test for design practice”. Proc. Int. Symp. on Penet. Testing, ISOPT I.

JANBU, N. y K. SENNESET, 1974. "Efective stress interpretation of in situ static penetration test." Proc. ESOPT 1, Stockholm.

JONES, G.A. y E. RUST, 1982. "Piezometer penetration testing." Proc. ESOPT 2, Amsterdam.

JONES, G.A. y E. RUST, 1995. "Piezocone settlement prediction parameters for embakments on alluvium”. Proc. Int. Symp. on Cone Pen. Testing. CPT’95. Linköping.

KURUP, P.U., VOYIADJIS, G.Z. y TUMAY, M.T., 1994. “Calibration chamber studies of piezocone tests in cohesive soils”. ASCE jour. of Geotech. Eng. Div., Vol. 120, nº 1.

KURUP, P.U. y TUMAY; M.T., 1995. “Piezocone dissipation curves with initial pore pressure variation”. Proc. Int. Symp. on Cone Pen. Testing. CPT’95. Linköping.

LAAD, C.C. y R. FOOT, 1974. "New design Procedure for stability of soft clays." JGED ASCE, GT7.

LAAD, C.C., R. FOOT, K. ISHITHARA, F. SCHOLSSER, H.G. POULOS, 1977. "Stress-deformation and strength characteristics." Proc. IX ICSMFE, Tokio.

LARSSON, R, 1995. “The cpt Test. Equipment - Testing - Evaluation. An In Situ Method for Determination of Stratigraphy and properties in soil profiles”. Swedish Geotechnical Institute Information 15 E. Linköping.

LARSONN, R. y MULABDIC, M. 1991. “Shear moduli in Scandinavian clays”. Statens Geoteknika Institu, Rapport 40, Linköping.

LARSONN, R. y MULABDIC, M. 1991. “Piezocone tests in clay”. Statens Geoteknika Institu, Rapport 42, Linköping.

LEVADOUX, J. y M. BALIGH, 1986 a. "Consolidation after undreined piezocone penetration. I: Prediction." Jour. Geot. Eng., ASCE, Vol. 112, nº 7.

LEVADOUX, J. y M. BALIGH, 1986 b. "Consolidation after undreined piezocone penetration. II: Interpretation." Jour. Geot. Eng., ASCE, Vol. 112, nº 7.

LUNNE, T. y KELVEN, A. , 1981. “Role of CPT in North Sea foundation engineering”. Symp. on Cone Pen. Testing and Experience, ASCE, Geotech. Eng. Div.

LUNNE, T., LACASSE, S., RAD, N.S. y DECOURT, L., 1989. “SPT, CPT, Pressurometer testing and recent developments on in situ testing”. NGI report nº 591390.

MASSARACH, K.R.,y BROMS, B.B., 1981. “Pile driving in clay slopes”. Porc. Int Conf. on Soil Mech., Stockolm.

MITCHEL, J.K. y GARDENER, W.S. 1975. “In-situ meassurement of volume change characteristics”. Proc. Conf. on In-Situ Meass. of Soil Prop., Geotech. Div., North Caroline State Univ., Vol II.


Página 75

OLSEN, R.S., 1984. "Liquefaction analysis using the cone penetrometer test." Proc. 8th World Conf. on Earthquake Eng. San Francisco.

OLSEN, R.S. y J.V. FARR, 1966. "Site characterization using the cone penetrometer test." Proc. Int. Symp. IN-SITU '86, Blaksburg, USA.

OLSEN, R.S. y MALONE, P., 1988. “Soil classification and site characterization using the cone penetrometer test”. Proc. 1st Int. Symp. on Penet. Testing ISOPT 1, Orlando.

OLSEN, R.S. y J.K. MITCHEL, 1995. “CPT stress normalization and prediction of soil classification”. Proc. Int. Symp. on Cone Pen. Testing. CPT’95. Linköping.

PAREZ, L. y R. FAURIEL, 1988. "Le piézocône, améliorations apportées á la reconnaissance des sols." Rev. Franc. Geot., nº 44.

RANDOLPHM. F. y C.P. WROTH, 1979. "Ananalitical solution for the consolidation around a driven pile." Int. Jour. for Num. and Anal. Methods in Geomech., Vol 3.

RIAUD, J.L. y MIRAN, J., 1992. "The Cone Penetration Test." U. S. FHWA Report SA-91-043.

ROBERTSON, P.K, 1990. “Soil classification using the cone penetration test”. Canadian Geotech. Journ., Vol 27, nº 1.

ROBERTSON, P.K. y R.G. CAMPANELLA, 1983. “Interpretation of cone penetration test. Part 1: Sand”. Canadian Geotech. Journ., Vol 20, nº 4.

ROBERTSON, P.K. y R.G. CAMPANELLA, 1983. “Interpretation of cone penetration test. Part 2: Clay”. Canadian Geotech. Journ., Vol 20, nº 4.

ROBERTSON, P.K. y R.G. CAMPANELLA, 1985. “Liquefaction potential of sands using the CPT”. ASCE Journ. of. Geotech. Eng., Vol 111, nº 3.

ROBERTSON, P.K. y R.G. CAMPANELLA, 1986." Guidelines for use, interpretation and application of the CPT and CPTU." U B C Soil Mech. Series99, Civil Eng. Dep., Vancouver.

ROBERTSON, P.K. y R.G. CAMPANELLA, 1988. "Guidelines for using the CPT, CPTU and Marchetti DMT for Geotechnical design." U.S.FHWA ReportPA-87-023+84-24.

ROBERTSON, P.K, CAMPANELLA, R.G. y WIGHTMAN, A., 1982. “SPT-CPT correlations”. University of British Columbia, Civil Eng,. Dep., Soil Mech. Series, nº 62.

SANGLERAT, G. 1972. “The penetrometer and soil exploration. Elselvier Ed., Amsterdam.

SCHMERTMAN, J.H., 1969. "Dutch friction cone penetration exploration of research area at Field 5, Eglin Air Force Base, Florida”. US Army Wateways Experimental Station, Vicksburg. Report S-69-4.

SCHMERTMAN, J.H., 1978. "Guidelines for cone penetration test, performance and design." U.S. FHWA, Report TS-78-209.

SEARLE I.W., 1979. “The interpretation of Begemann friction jacket cone results to give soil types and design parameters”. Proc. 7th Eur. Conf. on Soil Mech. and Found. Eng., Vol 2, Brighton.

SEED, H.B. e I.M. IDRIS, 1970. “Soil moduli and damping factors for dynamic response analysis”. Univ. of California, Berkeley, Report EERC 70-10.

SEED, H.B. e I.M. IDRIS, 1971. “Simplified procedure for evaluating soil liquefaction potential”. ASCE Jour. Soil Mech. Found. Div. 97 SM9.

SEED, H.B., I.M. IDRIS, I. ARANGO, 1983."Evaluation of liquefaction using field performance data." Jour. Geot. Eng. ASCE, Vol 109, 3.

SENNESET, K,N. JANBU, G. SVAN, 1982. "Strength and deformation parameters from cone penetration tests." Proc. ESOPT II, Amsterdam.

SENNESET, K., SANDVEN, R. y JAMBU, N., 1989. “The evaluation of soil parameters from piezocone tests”. Proc. Symp. on Insitu Testing of Soil Properties for Transportation Facilities, Washington D.C.

SMITS, F.P., 1982. "Penetration pore pressure measured with piezometer cones." Proc. ESOPT II, Amsterdam.

TAVENAS, F., S. LEROUEIL, M. ROY, 1982. "The piezocone test in clays: use and limitations." Proc. ESOPT II, Amsterdam.

TEH, C.I. y HOULSBY, G.T., 1991. "Ananalitical Study of the Cone Penetration Test in Clay." Géotechnique 41, Nº1.

VESIC, A.S., 1963. "Bearing capacity of deep foundations in sand”. Highway Research Report 39, National Research Council, Washington D.C.

Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo DMT .M. Devincenzi y N. Frank

Página 76

6 ENSAYO DILATOMÉTRICO DE MARCHETTI: DMT

6.1 Procedimiento y Equipos del Ensayo DMT

El Dilatómetro Plano de Marchetti (DMT) consiste una paleta plana que se hinca en el terreno y está provista de una fina membrana metálica circular expandible horizontalmente en el suelo mediante gas a presión.

La hinca en el terreno se puede realizar mediante penetración estática o dinámica, dependiendo de las características del terreno y/o equipo de hinca (Figura 6-1).

Se determinan la presión P0 requerida para iniciar el movimiento de la membrana y la P1, presión para un desplazamiento de 1,1 mm en el centro de la misma a intervalos regulares, usualmente de 20 cm (Figura 6-2).

Figura 6-1 :Hinca del dispositivo

Figura 6-2 :Esquema de realización del ensayo DMT

El ámbito de aplicación del ensayo es tanto en suelos granulares como cohesivos, de poco a muy densos y de blandos a duros, respectivamente.

Desde un punto de vista geológico/geotécnico presenta tres aplicaciones principales:

� Determinar el perfil estratigráfico del terreno. � Evaluar los parámetros geotécnicos de las

capas atravezadas. � Cálcular la capacidad portante del terreno y

asientos frente a solicitaciones externas.

6.2 NORMATIVAS

El comité TC16 de la ISSMFE ha publicado un informe en el que se describen los equipos, procedimientos, interpretación y aplicaciones para el diseño del ensayo (Marchetti et al., 2001)

Recientemente ha sido publicada la norma ASTM D6635-01.

6.3 EQUIPOS

En términos generales, el equipo consta de los siguientes componentes:

� Paleta Dilatométrica (Figura 6-3 y Figura 6-4)

� Conector electro-pneumático

� Unidad de control en superficie (Figura 6-5).

� Sistema de empuje o hinca con varillaje.

6.3.1 Sistema de Empuje

La paleta y el varillaje que se agrega encima del mismo a medida que avanza el ensayo se puede hincar en el terreno mediante diversos sistemas:

� Equipo de Penentración Estática (CPT)

� Equipo de Penetración Dinámica debidamente adaptado3.

� Maquinaria de Sondeos debidamente adaptada.

3 Requiere de modificaciones en el diseño original de la paleta


Página 77

Figura 6-3: Paleta DMT

Figura 6-4: Diseño de la Paleta DMT

Figura 6-5: Central de lectura DMT

Figura 6-6: Determinación de ∆A y ∆B

6.3.2 Varillaje

El varillaje utilizado es el mismo del ensayo CPT de 36 mm de diámetro exterior con rosca cónica. Las varillas tienen una longitud de 1.000 mm, un diámetro exterior de 36 mm e interior usualmente de 16 mm. Las roscas de unión han de ser cónicas.

Por supuesto, las varillas deben ser perfectamente rectas, no pudiendo existir una deflexión superior a 0,5 mm entre los extremos de la varilla para los primeros 5 metros de penetración (los más profundos).

Es posible colocar un reductor de fricción para evitar un excesivo rozamiento del todo el varillaje (Sherwood y Child, 1971; Amar, 1974).

6.3.3 Precisión de las Lecturas

El desplazamiento de la membrana de la paleta es de 1,1 ± 0,02 mm y, tratándose de piezas sólidas, no puede ser alterada en modo alguno por el operador. Se trata por lo tanto de un instrumento de gran precisión.

6.4 CALIBRADO DE LAS MEMBRANAS

Las lecturas de campo A y B deben ser corregidas por los efectos de la rigidez propia de la membrana para determinar las presiones P0 y P1:

AAP ∆+=0 ( 6-1 )

BBP ∆−=1 ( 6-2 )

donde ∆A es la presión exterior que debe ser aplicada a la membrana al aire libre para que se mantenga en reposo sobre su apoyo y ∆B es la presión interna necesaria para desplazar la membrana 1,1 mm. Los valores de ∆A y ∆B se leen en campo aplicando a la paleta una presión negativa mediante vacío y una presión positiva, respectivamente (Figura 6-6).

Los valores de ∆A oscilan entre 0,05 a 0,30 bar y los de ∆B entre 0,05 y 0,80 bar. El cambio de ∆A o ∆B no debe ser superior a 0,25 bar antes y después del ensayo, si sucede, éste debe ser repetido.

6.5 Interpretacion Básica del Ensayo DMT

6.5.1 Parámetros DMT

A partir de los valores de P0 y P1 se derivan los tres parámetros intermedios característicos de


Página 78

este ensayo:

� ID, Material Index, relacionado con el tipo de suelo.

� KD, Horizontal Stress Index, relacionado con la razón de sobreconsolidación del suelo (OCR).

� ED, Dilatometer Modulus, determinado a partir de la teoría de la elasticidad.

Para una descripción detallada de estos

parámetros y ejemplos de investigación, recomendamos la lectura de los artículos de Marchetti (1980, 1997,1998 y 2001). A continuación se describen brevemente los conceptos básicos necesarios para la interpretación y valoración de los resultados.

6.5.2 ID: Indice del Material o Tipo de Suelo

Definido por:

0000

01

uPP

uPPPID −

∆=−−= ( 6-3 )

donde u0 es la presión intersticial.

En general ID es indicativo del tipo de suelo. En el campo de los suelos cohesivos, no obstante, ID puede clasificar a un suelo arcilloso como limoso y viceversa. Una mezcla de arcillas y arenas también podría ser clasificada como un limo.

Al utilizar este parámetro se debe tener presente que la clasificación del suelo no es el resultado de un análisis granulométrico sino que responde a parámetros que reflejan un comportamiento mecánico del medio, en cierto modo un índice de rigidez. Como recalca Marchetti, exagerando y en cierto modo puede resultar más relevante una descripción basada en un comportamiento mecánico que una basada en un análisis granulométrico.

Por ejemplo, si una arcilla por una razón determinada se comporta de una forma más rígida que la mayoría de las arcillas, desde el punto de vista del valor de ID será clasificada como un limo. Esta caracterización, si bien es incorrecta desde el punto de vista granulométrico, puede ser relevante desde un punto de vista del comportamiento mecánico.

Los valores de ID oscilan de 0,1 a 10 (3 órdenes de magnitud) y su valor es constante en una capa homogénea de suelo. De acuerdo a Marchetti (1980), el tipo de suelo se identifica como:

Arcilla 0,1 < ID < 0,6

Limo 0,6 < ID < 1,8

Arena 1,8 < ID < (10)

Tabla 6-1: ID y tipo de suelo

6.5.3 KD: Horizontal Stress Index

Se define como:

'0

00

vD

uPKσ−= ( 6-4 )

donde σ’v0 es la tensión efectiva vertical. Este parámetro está relacionado con la razón de sobreconsolidación del suelo (OCR). Puede decirse que representa al valor de K0 amplificado por los efectos de la penetración de la paleta.

El perfil de KD es similar en forma al perfil de O.C.R. y por lo tanto es sumamente útil para entender la historia tensional de un depósito (Marchetti 1980, Jamiolkowski et al. 1988). El valor de KD en arcillas normalmente consolidadas (NC) es:

2, ≅NCDK ( 6-5 )

oscilando entre 1,8 y 2,3.

6.5.4 ED: Módulo DMT

ED se obtiene a partir de la teoría de la elasticidad. Resumiendo:

PED ∆= 7,34 ( 6-6 )

Este parámetro no debe utilizarse en si mismo

como un módulo de deformación fundamentalmente por la falta de información de la historia tensional. Sólo debe ser utilizado en combinación con KD e ID y, especialmente, no debe ser confundido con el módulo de Young.

6.6 Interpretacion de Parámetros Geotécnicos

De forma abreviada, a partir de los parámetros ID, KD y ED definidos en los epígrafes anterirores, pueden estimarse los parámetros geotécnicos clásicos de resistencia, deformabilidad e historia


Página 79

I )EQUATION OF THE LINES:

SOIL DESCRIPTION

0.6

Material Index

If PI>50, reduce by 0.1

D

Dila

tom

ete r

Mod

ulus

0.1

and/orPEAT

5

MUD1210

20

50

( )1.5

0.2 0.5

MUD

A

B

C

0.33

1.6

1.8

1.7

1000

(bar

)E

100

200

D 500

2000

D

0.585

0.6570.694

CLAY

2.05

DC

AB 0.621

m

1.9

SILTY

2.0132.2892.564

1.737n

E =10(n+m log

3.3

1.7

γ

1

I2

D

0.8 1.2

1.6

1.7

1.8

5

SAND

2

1.8

1.9

2.15

1.95

1.8

2.1

SILT

CLA

YEY

SILTY

SAN

DY

D

and ESTIMATED γ/γw

tensional de un suelo:

� Tipo de suelo (estratigrafía)

� OCR y K0 en arcillas

� Cu en suelos cohesivos

� DR% y φ en suelos granulares

� MDMT (módulo Edométrico) en suelos granulares y cohesivos!!

6.6.1 Tipo de Suelo y Peso Específico Relativo

Marchetti y Crapps (1981) desarrollaron el ábaco de la Figura 6-7 en el que se puede determinar el tipo de suelo y su peso específico relativo a partir de los parámetros ID y ED.

Figura 6-7: Abaco para determinar el tipo de suelo y peso específico relativo (Marchetti y Crapps, 1891)

6.6.2 Grado de Sobreconsolidación (OCR)

En arcillas no cementadas, la correlación empírica entre OCR y KD propuesta por Marchetti (1980) y corroborada por numerosas investigaciones posteriores se indica en la ecuación siguiente:

( 6-7 )

Esta relación, ilustrada en la Figura 6-8, fue derivada en correspondencia a un valor de KD = 2

para suelos arcillosos no cementados normalmente consolidados (NC), tal como demuestran numerosas investigaciones.

La relación no es aplicable a arcillas sobreconsolidadas (OC) o cementadas. No se ha observado una única relación entre KD y OCR para este tipo de suelos.

La determinación (e incluso la definición) de OCR en arenas es mucho más difícil que en arcillas. La única forma de obtener cierta información de OCR en arenas es utilizando la razón:

( 6-8 )

donde M es el módulo confinado determinado a partir de ED y qc es la resistencia por punta del penetrómetro estático (CPT).

Figura 6-8: OCR e KD (Kamel y Iwasaki, 1995)

El valor de α para arenas/limos NC oscila entre 5 y 10 y para arenas/limos OC entre 12 y 24 (Marchetti, 2001. En la Figura 6-9 se presenta un ejemplo de la variación del parámetro α en un suelo limoso cementado en su estado natural y después de saturarlo (Devincenzi y Canicio, 2001 a, b). El ejemplo corresponde a un depósito cuaternario tipo loéssico cercano a la ciudad de Girona. Los valores de α fueron obtenidos de la combinación de ensayos CPT y DMT a partir de los cuales se obtuvieron los valores de qc y M, respectivamente.

56,1)5,0( DDMT KOCR =

c

DMT

qM=α


Página 80

-5

-4

-3

0 10 20 30 40 50 60

MDMT/qc

Prof

undi

dad

(m)

α 97%

α 50%

Se observa claramente que los valores de α para el suelo en su estado natural estructurado son similares a los de los suelos compactados o sobreconsolidados (OC), con una media de 20. La sobreconsolidación aparente de este suelo viene dada principalmente por una incipiente cementación carbonática. Sin embargo, en su estado saturado, el suelo ha perdido su estructura pasando a un estado normalmente consolidado (NC) y los valores de α descienden a una media de 8.

Figura 6-9: Valores MMDT/qc en un suelo limoso en estado natural y saturado. Devincenzi y Canicio, 2001

El valor del parámetro α proporciona así una valoración aproximada de la historia tensional de los depósitos arenosos. La combinación de los ensayos CPT y DMT constituye una buena herramienta de investigación de campo para el estudio de estos sedimentos.

6.6.3 Coeficiente de empuje en reposo K0

La relación empírica para arcillas NC no cementadas propuesta por Marchetti (1980) se muestra en la ecuación 9.

( 6-9 )

En arcillas cementadas sin embargo, la ecuación 9 puede sobreestimar significativamente el valor de K0 ya que parte del valor de KD es debido a los efectos de la cementación.

La determinación de K0 en arenas sólo es factible en arenas mediante la combinación del

ensayo de penetración estática (Schmertmann, 1982, 1983).

Baldi et al. (1986), a partir de los mencionados trabajos de Schmertmann y de las modificaciones posteriores de Marchetti (1985), propusieron:

( 6-10 )

( 6-11 )

En la práctica actual, la ISSMGE (TC16 2001) recomienda la utilización de las anteriores ecuaciones utilizando para el último coeficiente valores de 0,005 en depósitos arenosos antiguos (seasoned sands) y de 0,002 en depósitos arenosos recientes (freshly deposited), no obstante dicha elección implica cierto grado de subjetividad.

Si bien este es uno de los escasos métodos disponibles para estimar el valor de K0 en arenas (o al menos la forma del perfil de K0), su validez es difícil de establecer debido a la falta de valores de referencia.

En la Figura 6-10 se presenta un ejemplo correspondiente a los depósitos deltaicos del río Llobregat, cerca de su desembocadura. El perfil litológico puede apreciarse claramente en el gráfico del piezocono (izquierda), donde se traza el valor de qT (qc corregida) y el valor de u (presión intersticial). En primer término se encuentra una capa de arenas densas seguida de una segunda en la que abundan las intercalaciones limo-arcillosas. En tercer lugar, a partir de los 22 m aproximadamente, se encuentra una capa de arcillas limosas con delgadas intercalaciones granulares finas.

En este ejemplo se presenta la estimación de K0 en base a la ecuación 9 (tramos cohesivos, serie de color rojo) y a la ecuación 10 (tramos arenosos, serie de color azul). Si bien se observa una mayor dispersión del valor de K0 en los tramos arenosos, la tendencia general del gráfico parece bastante razonable.

6.6.4 Parámetros Resistentes

6.6.4.1 cu (arcillas)

La correlación original propuesta por Marchetti (1980) es la siguiente:

6,05,1

47,0

0 −

= DKK

'0

0 0017,0095,0376,0v

cD

qKK σ−+=

'0

0 0046,0095,0376,0v

cD

qKK σ−+=


Página 81

-40

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

0 50 100 150 200 250 300

qT [kp/cm2] = qc + 0,2 u

Prof

undi

dad

(m

q Tuhu

0uh, u [kp/cm2]

5 10

0,0 1,0 2,0

K0

Ko DMT'

Ko qc-Kd CC

Figura 6-10: Estimación de K0 en sedimentos deltaicos del río Llobregat, Barcelona

( 6-12 )

Un ejemplo de comparaciones entre cu determinada a partir del DMT y otros ensayos se presenta en la Figura 6-11.

Figura 6-11: Comparación entre cu determinada a partir del DMT y por otros ensayos en el National Research Site of

Bothkennar, UK (Nash et al. 1992)

Figura 6-12: Abaco qc, K0, φ de acuerdo a Durgunoglu & Mitchell (compilado por Marchetti 1985)

6.6.4.2 φ (arenas)

Básicamente existen dos métodos para determinar el ángulo de rozamiento de arenas a partir del ensayo DMT (ver también Marchetti, 1997).

El primer método (Schemertmann, 1982, 1983) está basado en resultados de ensayos en cámara de calibración (CC) y relaciona K0 – KD - φ.

Una variación de este método (Marchetti, 1985) consiste en primero determinar K0 tal como se indicó en el epígrafe 6.6.3 y utilizar el ábaco de la Figura 6-12 para estimar φ a partir de K0 y qc determinado a partir del ensayo CPT.

El segundo método es descrito en detalle por Marchetti (1997). Se determina φ a partir de KD mediante la ecuación siguiente:

( 6-13 )

Esta ecuación es conservadora y sólo debe aplicarse si no se dispone de otra información más precisa.

DDsafeDMT KK 2logº1,2logº6,14º28 −+=φ

( ) 25,1'0 5,022,0 Dvu Kc ⋅= σ

0

5

10

15

20

z (m

)

KPa


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6.6.5 Parámetros de Deformación

El módulo M determinado a partir de los ensayos DMT (designado como MDMT) corresponde al módulo vertical drenado (unidimensional) tangente a la presión de confinamiento σ’v0 del ensayo y es igual al determinado en el edómetro.

El ensayo DMT es el único ensayo geotécnico in situ que permite obtener este parámetro de forma directa, tanto en arenas como en arcillas.

Se obtiene aplicando al parámetro ED el correspondiente factor de correlación RM de acuerdo a:

(14)

Las ecuaciones que definen RM en función de ID y KD se presentan en la Tabla 6-2. Los valores de RM oscilan entre 1 y 3.

Un ejemplo de comparación de MDMT y el módulo edométrico obtenido a partir de muestras inalteradas de alta calidad se presenta en la Figura 6-13.

Figura 6-13: Comparación entre M determinado a partir de DMT y edómetros de alta calidad en arcillas de Noruega (Lacasse

1986)

6.6.6 Interpretación, Resumen

Las formulaciones básicas y correlaciones para la obtención de parámetros a partir de los

resultados del ensayo DMT se resume en la Tabla 6-2 de la página siguiente (Marchetti, 2001).

6.7 Ejemplos

Los resultado se presentan en forma de gráficas en las que se trazan los distintos parámetros primarios y secundarios en función de la profundidad.

En la Figura 6-14 se presentan los resultados de un ensayo realizado en arcillas sobreconsolidadas cercanas a la ciudad de Girona. Los resultados fueron procesados con el programa de interpretación FradeDMT desarrollado por Igeotest, S.L. En la siguiente figura se observa un ensayo en sedimentos deltaicos del delta del Llobregat.

Obsérvese como la diferencia entre P0 y P1 (∆P) es mucho mayor en los tramos arenosos. En los sedimentos arcillosos ∆P es pequeña y tanto P0 como P1 se incrementan linealmente con la profundidad.

El parámetro KD se mantiene constante y aproximadamente igual a 2 en los sedimentos cohesivos inferiores mientras que las arenas y arenas con intercalaciones finas se observa un efecto de sobreconsolidación aparente muy notable, hecho que puede atribuirse a la intensa explotación del acuífero superior.

DMDMT ERM ⋅=

0 2 4 6 8 100

5

10

15

20

25

30

35

40

z (m

)


Página 84

SYMBOL DESCRIPTION BASIC DMT REDUCTION FORMULAE

p0 Corrected First Reading p0 = 1.05 (A - ZM + ∆A) - 0.05 (B - ZM - ∆B)

p1 Corrected Second Reading p1 = B - ZM - ∆B

ZM = Gage reading when vented to atm.If ∆A & ∆B are measured with the same gage used for current readings A & B, set ZM = 0 (ZM is compensated)

ID Material Index ID = (p1 - p0) / (p0 - u0) u0 = pre-insertion pore pressure

KD Horizontal Stress Index KD = (p0 - u0) / σ'v0 σ'V0 = pre-insertion overburden stress

ED Dilatometer Modulus ED = 34.7 (p1 - p0) ED is NOT a Young's modulus E. ED should be used only AFTER combining it with KD (Stress History). First obtain MDMT = RM ED, then e.g. E ≈ 0.8 MDMT

K0 Coeff. Earth Pressure in Situ K0,DMT = (KD / 1.5)0.47 - 0.6 for ID < 1.2

OCR Overconsolidation Ratio OCRDMT = (0.5 KD)1.56 for ID < 1.2

cu Undrained Shear Strength cu,DMT = 0.22 σ'V0 (0.5 KD)1.25 for ID < 1.2

ϕϕϕϕ Friction Angle ϕsafe,DMT = 28° + 14.6 log KD - 2.1 log2 KD for ID > 1.8

ch Coefficient of Consolidation ch,DMTA ≈ 7 cm2 / Tflex Tflex from A-log t DMTA-decay curve

kh Coefficient of Permeability kh = ch γw / Mh (Mh ≈ K0 MDMT)

γγγγ Unit Weight and Description (see chart by Marchetti & Crapps 1981)

MDMT = RM ED

if ID ≤ 0.6 RM = 0.14 + 2.36 log KD

if ID ≥ 3 RM = 0.5 + 2 log KD

if 0.6 < ID < 3 RM = RM,0 + (2.5 - RM,0) log KDwith RM,0 = 0.14 + 0.15 (ID - 0.6)

if KD > 10 RM = 0.32 + 2.18 log KD

M Vertical Drained Constrained Modulus

if RM < 0.85 set RM = 0.85

u0 Equilibrium Pore Pressure u0 = p2 = C - ZM + ∆A In free-draining soils

Tabla 6-2: Resumen de formulaciones de interpretación del ensayo DMT (Marchetti, 2001)


Página 85

Figura 6-14: Ejemplos de resultados en arcillas sobreconsolidadad

Figura 6-15: Ejemplos de resultados en sedimentos deltaicos del rio Llobregat


Página 86

6.8 Otras Aplicaciones de Interés

6.8.1 Detección de Superficies de Rotura en Taludes de Arcillas OC

Una de las interesantes aplicaciones directas del ensayo DMT es la detección de superficies de roturas en taludes de arcillas sobreconsolidadas (OC). Este rápido y sencillo método fue presentado por Totani et al. (1997) y se basa en el análisis del perfil de KD. En la Figura 6-16 se resume el concepto del método.

Como consecuencia de un deslizamiento, a lo largo de la superficie de rotura del talud se produce un remoldeo del suelo, con pérdida de su estructura original, pasando éste a un estado aproximadamente NC.

Como en arcillas NC el valor típico del parámetro KD ≈ 2, el método en esencia consiste en identificar estas zonas dentro del talud (ver Figura 6-16). Nótese que lo que se busca es un valor numérico específico (KD ≈ 2) y no simplemente una zona más débil. Este método ha sido ampliamente validado por inclinómetros (Marchetti, 2001).

Con éste método no sólo se detectan superficies de deslizamiento actuales, sino que se pueden detectar deslizamientos fósiles (no identificables por inclinometría), que, dado el caso, podrían ser susceptibles de reactivarse, por ejemplo después de una excavación.

En el ejemplo de la Figura 6-17 se presenta un caso de deslizamiento fósil superficial en arcillas fuertemente sobreconsolidadas de la localidad de Montagut, Girona (Devincenzi, 2002). La línea roja en el gráfico representa un valor de KD = 2 (suelo NC). En los testigos de sondeos realizados se pudo comprobar la presencia de una zona con abundantes caras espejadas.

El método en si mismo no permite establecer si el talud se está moviendo y cómo es este movimiento, por lo tanto en la mayoría de los casos una combinación de DMT e inclinómetros es preferible (por ejemplo para utilizar los perfiles de KD y optimizar la localización y profundidad de los inclinómetros).

Figura 6-16: Método DMT-KD para detectar superficies de rotura en taludes arcillosos OC

Figura 6-17: Ejemplo de deslizamiento superficial fósil en Montagut, Girona

0 2

10

20

30

D

1. SLIDING

K (DMT) 2=

3. RECONSOLIDATION(NC STATE)

4. INSPECT D PROFILEK

2. REMOULDING

KD

-4

-3

-2

-1

0

0 10 20 30 40 50 60


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6.8.2 Control de Tratamientos de Mejora del Terreno

El ensayo DMT ha sido utilizado frecuentemente con éxito en tratamientos de mejora de suelos blandos debido a una mayor sensibilidad a detectar pequeños cambios en las tensiones horizontales (ver Figura 6-18). Numerosos autores dan cuenta de este uso del ensayo (Schmertmann, 1986; Jendeby, 1992; Pascualini y Rosi, 1993, de Cock et al., 1993, etc.).

La compactación y/o consolidación de un suelo tratado se refleja de inmediato por un incremento de MDMT y KD.

Se ha comprobado (Schmertmann, 1986) que el incremento de MDMT en depósitos arenosos es aproximadamente el doble del incremento de qc del ensayo CPT.

La combinación DMT/CPT, no obstante, es ventajosa ya que el ensayo CPT es de más rápida ejecución. Además, la combinación DMT/CPT, a través de la razón qc/MDMT = α, muestra el proceso de cambio estructural sufrido por el suelo, es decir el incremento de α después de un tratamiento. En la Figura 6-19 se muestra este cambio. Esta figura es análoga a la Figura 6-9 presentada por Devincenzi y Canicio (2001 a,b) aunque en aquel caso el proceso es el inverso: se trata del empeoramiento de un suelo tras ser saturado.

6.8.3 Control de Compactación de Terraplenes

Existe bastante experiencia en el uso del DMT para evaluar la idoneidad de compactación de subbases de terraplenes.

Marchetti (1994), describe detalladamente el uso del ensayo para este fin en carreteras de Bangladesh. Una vez realizados suficientes ensayos DMT en zonas aceptadas del terraplén, se obtuvo un perfil tipo MDMT, utilizado luego para el control de calidad. Este perfil (Figura 6-20) puede ser utilizado como un método muy eficaz y económico dado la rapidez del ensayo comparado con otros, como por ejemplo el ensayo de placa de carga.

Figura 6-18: Ensayos DMT antes y después de un tratamiento de vibrocompactación, Van Impe et al., 1994

Figura 6-19: Razón α = MDMT/qc antes y después de una compactación dinámica en un relleno arenoso suelto (Jendeby,

1992)

Figura 6-20: Ejemplo de perfil de aceptación MDMT para control de subbases. Marchetti, 1994

MDMT (bar)

beforecompaction

0 10 20 300

5

10

M / qDMT c


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6.9 Bibliografía DMT

A.G.I., Associazione Geotecnica Italiana - Burghignoli, A., Cavalera, L., Chieppa, V., Jamiolkowski, M., Mancuso, C., Marchetti, S., Pane, V., Paoliani, P., Silvestri, F., Vinale, F. & Vittori, E. (1991). "Geotechnical characterization of Fucino clay". Proc. X ECSMFE, Firenze, Vol. 1, 27-40.

ASTM Subcommittee D 18.02.10 - Schmertmann, J.H., Chairman (1986). "Suggested Method for Performing the Flat Dilatometer Test". ASTM Geotechn. Testing Journal, Vol. 9, No. 2, 93-101. June.

ASTM D6635-01. 2002. Standard Test Method for Performing the Flat Plate Dilatometer.

Baldi, G., Bellotti, R., Ghionna, V. & Jamiolkowski, M. (1988). "Stiffness of Sands from CPT, SPT and DMT". ICE, Proc. Penetration Testing in the UK, Univ. of Birmingham, Paper No. 42, 299-305. July.

Borden, R.H., Aziz, C.N., Lowder, W.M. & Khosla, N.P. (1986). "Evaluation of Pavement Subgrade Support Characteristics by Dilatometer Test". Proc. 64th Annual Meeting of the Transportation Res. Board. TR Record 1022. June.

CEN, European Committee for Standardization (1999). Eurocode 7: Geotechnical design, Part 3: Design assisted by field tests, Section 9: Flat Dilatometer Test (DMT). Final edition, luglio 1999, ENV 1999-3.

Cestari, F. (1990). "Prove geotecniche in sito". Ed. Geo-Graph.

De Cock, F., Van Impe, W.F. & Peiffer H. (1993). "Atlas screw piles and tube screw piles in stiff tertiary clays". Proc. BAP II, Ghent, Balkema, 359-367.

Devincenzi, M. y Canicio M., 2001a. “Geotechnical Characterization by In Situ Tests of a Loess-Like Deposit in Its Natural State and After Saturation”. Proc. International Conference on Insitu Measurement of Soil Properties and Case Histories. Insitu 2001. Bali.

Devincenzi, M. y Canicio M., 2001b. “Caracterización de un Suelo Limoso Cementado Tipo Loéssico en Estado Natural y Cementado”. Ingeoprés nº 90, 2001.

Hayes, J.A. (1990). "The Marchetti Dilatometer and Compressibility". Seminar on "In Situ Testing and Monitoring", Southern Ont. Section Canad. Geot. Society, Sept., 21 pp.

Jendeby, L. (1992). "Deep Compaction by Vibrowing". Nordic Geotechnical Meeting NGM-92, Vol. 1, 19-24.

Lacasse, S. (1986). "Interpretation of Dilatometer Test". Final Report on In Situ Site Investigation Techniques and Interpretation for Offshore Practice. Norwegian Geotechnical Inst. Sept.

Marchetti, S. (1980). "In Situ Tests by Flat Dilatometer". ASCE Jnl GED, Vol. 106, No. 3, Mar, 299-321.

Marchetti, S. & Totani, G. (1989). "Ch Evaluations from DMTA Dissipation Curves". Proc. XII ICSMFE, Rio de Janeiro, Vol. 1, 281-286.

Marchetti, S., Totani, G., Calabrese, M. & Monaco, P. (1991). "P-y curves from DMT data for piles driven in clay". Proc. 4th Int. Conf. on Piling and Deep Foundations, DFI, Stresa, Vol. 1, 263-272.

Marchetti, S. (1997). "The Flat Dilatometer: Design Applications". Proc. Third Int. Geotechnical Engineering. Conference, Cairo University, Keynote lecture, 421-448.

Marchetti, S. (1999a). "The Flat Dilatometer and its applications to Geotechnical Design". Presentation at the

International Seminar on the DMT held at the Japanese Geotechnical Society, Tokyo, 12 Feb 1999, 80 pp.

Marchetti, S. (1999b). "On the calibration of the DMT membrane". L'Aquila University, Italy, Unpublished report (March 1999).

Marchetti, S. (1999c). "Sand liquefiability assessment by DMT", L'Aquila University, Italy, Unpublished report (May 1999).

Marchetti 2001 TC16 (2001) - Marchetti S., Monaco P., Totani G. & Calabrese M. "The Flat Dilatometer Test (DMT) in soil investigations". A Report by the ISSMGE Committee TC16. Proceedings IN SITU 2001, Intnl. Conf. On In situMeasurement of Soil Properties, Bali, Indonesia.

Massarsch, K.R. (1994). "Settlement Analysis of Compacted Granular Fill". Proc. XIII ICSMFE, New Delhi, Vol. 1, 325-328.

Nash, D.F.Y., Powell, J.J.M. & Lloyd, I.M. (1992). "Initial investigations of the soft clay test site at Bothkennar". Géotechnique 42, No. 2, 163-181.

Pasqualini, E. & Rosi, C. (1993). "Esperienze relative ad un intervento di vibroflottazione". Atti Riunione annuale dei Ricercatori di Ingegneria Geotecnica del CNR, Roma, 237-240.

Reyna, F. & Chameau, J.L. (1991). "Dilatometer Based Liquefaction Potential of Sites in the Imperial Valley". 2nd Int. Conf. on Recent Advances in Geot. Earthquake Engrg. and Soil Dyn., St. Louis. May

Robertson, P.K., Davies, M.P. & Campanella, R.G. (1987). "Design of Laterally Loaded Driven Piles Using the Flat Dilatometer". Geot. Testing Jnl, Vol. 12, No. 1, 30-38.

Robertson, P.K. (1998). "Evaluating cyclic liquefaction potential using the cone penetration test". Canad Geot. J., Vol. 35, No. 3, 442-459.

Schmertmann, J.H. (1986). "Dilatometer to compute Foundation Settlement". Proc. In Situ '86, ASCE Spec. Conf., Virginia Tech, Blacksburg, June, 303-321.

Schmertmann, J.H. (1986). "CPT/ DMT Quality Control of Ground Modification at a Power Plant". Proc. In Situ '86, ASCE Spec. Conf., Virginia Tech, Blacksburg, VA, June, 985-1001.

Tanaka, H. & Tanaka, M. (1998). "Characterization of Sandy Soils using CPT and DMT". Soils and Foundations, Japanese Geot. Soc., Vol. 38, No. 3 ,55-65.

Totani, G., Calabrese, M., Marchetti, S. & Monaco, P. (1997). "Use of in situ flat dilatometer (DMT) for ground characterization in the stability analysis of slopes". Proc. XIV ICSMFE, Hamburg, Vol. 1, 607-610.

Totani, G., Calabrese, M. & Monaco, P. (1998). "In situ determination of ch by flat dilatometer (DMT)". Proc. First International Conference on Site Characterization (ISC '98), Atlanta, 19 - 22 April, Vol. 2, pp. 883-888.

Totani, G., S. Marchetti, P. Monaco y M. Calabrese (2001) “Use of the Flat Dilatometer Test (DMT) in geotechnical design”, Proc. Intnl. Conf. on In Situ Measurement of Soil Properties, IN SITU 2001, Bali, Indonesia, May 2001

Van Impe, W.F., De Cock, F., Massarsch, R. and Menge', P. (1994). "Recent Experiences and Developments of the Resonant Vibrocompaction Technique". Proc. XIII ICSMFE, New Delhi, Vol. 3, 1151-1156.

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