ENSAYOS GEOTECNICOS IN SITU

Caracterización Geotécnica y Geoambiental in situ

ENSAYOS GEOTECNICOS IN SITU

SU EJECUCIÓN E INTERPRETACIÓN

Marcelo Devincenzi [email protected]

Norberto Frank [email protected]

IGEOTEST,S.L., Figueres, Girona. www.igeotest.com

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

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

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

5.4 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

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

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

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 Construcción Comportamiento del

Terreno _{Durante la Explotación}

Sobre el Terreno Control y Comprobación

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

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;

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

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

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 Ti po Suel o Es tr at ig ra fía u _*φ’ _su DR % mv cv k G0 σh _OCR σ-ε Ro ca d ur a R oca bl anda G rava Are na Li m o A rc illa Or gáni co s 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 Pe ne tr óm et ro 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 A}1 _{B A}2 _{AB B AB - B - B B A B} Pr es ió m etr os 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 Ot ro s Cross hole/Down hole/Sismica C C - - - - - - - A - B - A A A A A A A

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

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

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

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 (ycansancio!) del operador.

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

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

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

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:

2

15

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: 60 N 60 1

)

=

C

N

(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

n ' v0 N

1

=

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 im im N 60

60

N

ER

N

60

ER

C

=

N1

v

σ

≈

(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.

)

+

,0

2,0

' 0

1

(

σ

v

Arenas finas y medias, sueltas

)

+

,0

3,0

' 0

2

(

σ

_v Arenas gruesas, densas

)

+

,7

0

(

1,7

' 0 v

σ

sobreconsolidadas Arenas finas

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

-e

e

-e

=

%

min max 0 max

DR

(2-7) o bien como:

-*

=

min max min max

γ

γ

γ

γ

γ

γ

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)

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

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

+

23

N

=

_' v0

σ

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

,

0

5

,

1

100

222 , 0

−













⋅

=

F

N

DR

(2-10) donde F es:

14

68

,

1

0065

,

0

⋅

'₀2

+

⋅

'₀

+

=

v v

F

σ

σ

(2-11)

y la tensión efectiva vertical está expresada en t/m2_.

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

' v0

b

+

a

N

0,2236

=

100

σ

DR

(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 ' 0

639

,

0

188

,

4

100

v

N

DR

σ

⋅

+

=

(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:

' v0 2 60

b

+

a

=

DR

1

σ

N

(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)

1

60₂

DR

N

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).

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

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): 0,866

DR

0,361

+

0,575

=

)

(

φ

tg

(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.

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: 2 spt 1

N

+

S

S

=

s

E

(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

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

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

S1

(MPa) (MPa) S2 Observaciones Autores

0,756 18,75 Arenas y gravas normalmente consolidadas D’Appolonia et al. 1970 1,043 36,79 sobreconsolidadaArenas s D’Appolonia et al. 1970 0,517 7,46 Menzenbach, Schultze y 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:

g

V

G

s

γ

⋅

=

2 0 (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 _' 0,14 0 25 , 0

49

_{SPT v} s

N

V

=

⋅

⋅

σ

25% de grava _' 0,14 0 25 , 0

56

SPT v s

N

V

=

⋅

⋅

σ

50% de grava _' 0,14 0 25 , 0

60

_{SPT v} s

N

V

=

⋅

⋅

σ

General _' 0,14 0 25 , 0

55

SPT v s

N

V

=

⋅

⋅

σ

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

_







+

⋅

⋅

=

B

B

N

q

C

s

SPT (2-20) 2

1









+

⋅

⋅

=

B

B

C

N

s

q

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): SPT

N

q

s

=

8

⋅

para B < 4 ft (2-22) 2

1

12









+

⋅

⋅

=

B

B

N

q

s

SPT para B > 4 ft (2-23) SPT

N

q

s

=

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.

2

2

2

≤









−

=

B

D

C

w w (2-25)

para cimentaciones superficiales y

2

5

,

0

2

_

≤











−

=

B

D

C

w f (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:

B

D

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

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

2.8.2 Método de Meyerhof, 1956, 1965

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

C

B

B

N

q

⋅









+

⋅

=

2

2

1

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

,

1

33

,

0

1

+

≤

=

B

D

C

_D f (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: D w c

B

C

C

B

N

q

s

⋅

⋅









+

⋅

−

⋅

=

1

1

2

)

3

(

720

2 0 (2-30)

donde q0 es la carga aplicada neta en tsf.

Nc es el valor corregido de NSPT:













+

=

10

50

' 0 v c

N

N

σ

(2-31) σv0’ en psi

CDes el factor corrector por empotramiento:

0

,

2

1

_

≤











+

=

B

D

C

D f (2-32)

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

5

,

0

5

,

0

5

,

0

_

≥











−

+

=

B

D

D

C

w w f (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:

D l

C

B

B

N

f

B

q

s

⋅









⋅

⋅

⋅

⋅

=

_0,5 87 , 0

71

,

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

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

B

D

C

_D

=

1

+

0

,

4

⋅

f (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:

D SPT

C

F

N

q

=

⋅

1 , para B ≤ 1,2 m o 4ft(2-36) D SPT

C

B

F

B

F

N

q

⋅









+

⋅

=

3 2 para B>1,2 m o 4ft (2-37) D SPT

C

F

N

q

=

⋅

2 para losas (2-38)

siendo CD el mismo factor de empotramiento

propuesto por Meyerhof (1965):

33

,

1

33

,

0

1

+

≤

=

B

D

C

D f (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

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

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

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).

d v v v av

r

g

a

CSR

=

=

⋅

⋅

_'

⋅

0 0 max ' 0

65

,

0

σ

σ

σ

τ

(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:

z

r

_d

=

1

,

0

−

0

,

00765

⋅

para z ≤ 9,15 m (2-41)

z

r

_d

=

1

,

174

−

0

,

0267

⋅

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.

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 N1 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):

[

]

200 1 45 ) ( 10 50 135 ) ( ) ( 34 1 2 60 1 60 1 60 1 5 , 7 − + ⋅ + + − = N N N CRR (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.

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

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 _{difícilmente} Se marca >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 _{presiones fuertes} Moldeable bajo 1.76 _1.92 0.5-1.0 Blanda 2-4 _{presiones débiles} Moldeable bajo 1.60 _1.76 0.25-0.5 Muy blanda <2 Se deshace entre _{los dedos} 1.44 _1.60 0-0.25