ENSAYOS GEOTECNICOS IN SITU

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1 ENSAYOS GEOTECNICOS IN SITU SU EJECUCIÓN E INTERPRETACIÓN Marcelo Devincenzi marcelo@igeotest.com Norberto Frank norberto@igeotest.com IGEOTEST,S.L., Figueres, Girona. Mayo 2004 Caracterización Geotécnica y Geoambiental in situ Control y Prospecciones IgeoTest, S.L. C/Borrassà s/n Figueres Girona Spain TE: Fax: mail@igeotest.com -

2 Ensayos Geotécnicos Su Ejecución e Interpretación M. Devincenzi y N. Frank TABLA DE CONTENIDO 1 INTRODUCCIÓN OBJETIVOS DE LOS EGIS IN SITU VS. LABORATORIO INTERPRETACIÓN Y APLICACIÓN DE LOS EGIS ELECCIÓN DEL MÉTODO ENSAYO SPT RESEÑA HISTÓRICA PRINCIPIO Y REALIZACIÓN DEL ENSAYOS APLICABILIDAD DE LA PRUEBA FACTORES QUE AFECTAN EL RESULTADO Preparación del Sondeo Longitud del Varillaje y Diámetro del Sondeo Dispositivo de Golpeo: Energía Liberada Normalización por el Sistema de Hinca CORRECCIONES DE N SPT Corrección por nivel freático Normalización por la Presión de Confinamiento PARÁMETROS GEOTECNICOS: TERRENOS GRANULARES Densidad Relativa DR% y la clasificación de Terzaghi y Peck DR% y Presión de Confinamiento DR%, Consideraciones Finales DR%, Comentarios Sobre la Edad de los Depósitos Angulo de Rozamiento Interno Angulo de Rozamiento y DR% N SPT y Angulo de Rozamiento Deformabilidad Módulo Confinado Módulo de Young Módulo de Corte Dinámico G OTRAS CORRELACIONES EN SUELOS GRANULARES CIMENTACIONES SUPERFICIALES: TENSIÓN ADMISIBLE Y ASIENTOS Método de Terzaghi y Peck, Método de Meyerhof, 1956, Método de Teng, Método Peck y Bazaraa, Método Schultze y Sherif, Método Peck Hanson y Thornburn, Método Burland et al., Método Bowles, 1977, 1982, Tensión Admisible y Asientos: Cometarios RESISTENCIA A LA LICUEFACCIÓN DE UNA ARENA Influencia del Contenido de Finos Magnitud del Terremoto SUELOS COHESIVOS Resistencia a la Compresión Simple Parámetros de Deformabilidad CORRELACIONES CON OTROS ENSAYOS IN SITU Correlaciones con el CPT Página 2

3 Ensayos Geotécnicos Su Ejecución e Interpretación M. Devincenzi y N. Frank Correlaciones con el ensayo de Penetración Dinámica Borros y DPSH Suelos Granulares Suelos Cohesivos BIBLIOGRAFÍA SPT ENSAYO PRESIOMÉTRICO DEFINICIÓN INSTALACIÓN Y TIPOS DE PRESIÓMETROS APLICACIÓN DE LA CARGA LECTURA DE LAS DEFORMACIONES SONDA PRESIOMÉTRICA CENTRALES DE CONTROL Y TOMA DE DATOS CALIBRADO Y CORRECCIONES Corrección por Carga Hidráulica Inercia de la Membrana Compresión y Estiramiento de la Membrana - Calibrado METODOLOGÍA DEL ENSAYO Tensión Controlada Deformación Controlada Metodología Mixta Otros Procedimientos Evolución y Finalización del Ensayo LA CURVA PRESIOMÉTRICA ANÁLISIS DEL ENSAYO PRESIOMÉTRICO Expansión de una Cavidad Cilíndrica Fase Elástica Módulo de Corte G Definición General Módulo de Corte Inicial Gi Modulos en Carga y Descarga G ur Módulo de Deformación E Fase Plástica Determinación de la Presión Límite Determinación de Parámetros Factores que Afectan la Interpretación Teórica CORRELACIONES EMPÍRICAS BIBLIOGRAFÍA PRESIOMETRÍA ENSAYO DE MOLINETE: FVT INTRODUCCIÓN EJECUCION DEL ENSAYO RESISTENCIA AL CORTE Y SENSITIVIDAD Resistencia al Corte Sensitividad FACTORES QUE INFLUENCIAN LOS RESULTADOS Factores relacionados con la ejecución del ensayo Factores relacionados con el suelo y su historia tensional Presiones Intersticiales BIBLIOGRAFÍA ENSAYO MOLINETE ENSAYO DE PENETRACIÓN ESTÁTICA (CPT) Y PIEZOCONO (CPTU) INTRODUCCIÓN OBJETIVO Y APLICABILIDAD DEL ENSAYO EQUIPOS Conos Características del filtro poroso y su ubicación en la punta Sistema de Hinca: Penetrómetro Equipo de Toma de Datos Calibrado de los equipos Página 3

4 Ensayos Geotécnicos Su Ejecución e Interpretación M. Devincenzi y N. Frank 5.4 EJECUCION DEL ENSAYO Comentarios Generales Saturación del Filtro Poroso y Punta Disipación de Presiones y Ensayo de Disipación FACTORES QUE AFECTAN LAS MEDIDAS Y PROCESADO DE DATOS Efectos de la presión de poros sobre las áreas desiguales de la punta Presión intersticial u - Influencia de la ubicación del filtro Otros factores que afectan las medidas Velocidad de Penetración Temperatura PRESENTACION DE RESULTADOS ESTRATRIGRAFÍA Perfil Estratigráfico Clasificacion del Suelo Sedimentología ANÁLISIS TEÓRICO DE LA PENETRACIÓN INTERPRETACIÓN: SUELOS GRANULARES Evaluación de la Densidad Relativa DR% Evaluación del Angulo de Rozamiento Evaluación de los parámetros de deformabilidad Módulo Confinado M Módulo de Young E Módulo de deformación tangencial G max Historia Tensional: OCR Resistencia a la Licuefacción de las arenas INTERPRETACIÓN: SUELOS COHESIVOS Evaluación de la resistencia al corte no drenada (S u ) Uso de qc Uso de U Evaluación de la Sensitividad Evaluación de los parámetros de deformabilidad Módulo confinado M Módulo de Young no drenado E u Historia Tensional: OCR Evaluación del coeficiente de consolidación ch EVALUACION DE OTROS PARÁMETROS Permeabilidad Densidad Correlaciones con el ensayo SPT BIBLIOGRAFÍA CPT Y CPTU ENSAYO DILATOMÉTRICO DE MARCHETTI: DMT PROCEDIMIENTO Y EQUIPOS DEL ENSAYO DMT NORMATIVAS EQUIPOS Sistema de Empuje Varillaje Precisión de las Lecturas CALIBRADO DE LAS MEMBRANAS INTERPRETACION BÁSICA DEL ENSAYO DMT Parámetros DMT I D : Indice del Material o Tipo de Suelo K D : Horizontal Stress Index E D : Módulo DMT INTERPRETACION DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS Tipo de Suelo y Peso Específico Relativo Grado de Sobreconsolidación (OCR) Página 4

5 Ensayos Geotécnicos Su Ejecución e Interpretación M. Devincenzi y N. Frank Coeficiente de empuje en reposo K Parámetros Resistentes c u (arcillas) φ (arenas) Parámetros de Deformación Interpretación, Resumen EJEMPLOS OTRAS APLICACIONES DE INTERÉS Detección de Superficies de Rotura en Taludes de Arcillas OC Control de Tratamientos de Mejora del Terreno Control de Compactación de Terraplenes BIBLIOGRAFÍA DMT Página 5

6 Ensayos Geotécnicos in situ: Introduccción M. Devincenzi y N. Frank 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) Para el Proyecto Comportamiento del Terreno Control y Comprobación Caracterización del Terreno Parámetros de Cálculo Modelización Durante la Construcción Durante la Explotación Sobre el Terreno Sobre las Estructuras 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. Página 6

7 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 esfuerzodeformación. 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; Página 7

8 Ensayos Geotécnicos in situ: Introduccción M. Devincenzi y N. Frank 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. 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 No 1 Repetitividad Buena Buena Muy Buena Excelente Sensibilidad a cambios en el perfil estratigráfico Correlaciones empíricas para determinar propiedades del suelo Interpretaciones teóricas para determinar propiedades del suelo Posibilidad de otros captores o sensores Regular/Buena Buena Buena/Muy Buena Excelente Si Si Si Si No No Si Si No No No Si Tabla 1-2: Comparación de las ventajas y limitaciones entre distintos tipos de penetrómetros 1 Existen actualmente dispositivos para obtener muestras de pequeñas dimensiones realizando una penetración adyacente al ensayo. Página 8

9 Ensayos Geotécnicos in situ: Introduccción M. Devincenzi y N. Frank APLICABILIDAD: A = alta, B = media, C = baja, -= ninguna Parámetros del Suelo Tipo de Terreno Grupo Tipo Tipo Suelo Estratigrafía u *φ su DR% mv cv k G0 σh OCR σ-ε Roca dura Roca blanda Grava Arena Limo Arcilla Orgánicos 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 PenetrómetroS 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 Dilatómetro Plano (DMT) B A C B B C B - - B B B C C C - A A A A Presiómetros 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 A 1 B B B B A 1 B A 2 AB B AB - B - B B A B Hinca (FDP) B B - C B C C C - A 2 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 Otros Placa helicoidal (screw plate) Permeabilidad en sondeos C C - C B B B C C A C B A A A A C - A B A A A A A A A B Fracturación hidráulica - - B C C - B - - B B - - C A C Cross hole/down hole/sismica C C A - B - A A A A A A A *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 s u: resistencia al corte sin drenar DR%: densidad relativa m v: módulo confinado c v: coeficiente de consolidación k: coeficiente de permeabilidad G 0: módulo de corte para bajos esfuerzos OCR: razón de preconsolidación σ-ε: relación tensión-deformación Tabla 1-3: Principales ensayos geotécnicos in situ y su aplicabilidad. Adaptada de Lunne et al., 1997

10 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank 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. Maza Guía H=76,2 cm Sufridera Varillaje Sondeo i Cuchara SPT Figura 2-1: esquema de realización del ensayo SPT 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 N 30SPT o N SPT, 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 D ): 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 Página 11

11 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank Figura 2-2: Tomamuestras o cuchara SPT. UNE ASTM D 1586/84 El valor del parámetro N SPT será 7+6 = 13 en el primer caso y = 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 N SPT son: Preparación y calidad del sondeo. Longitud del Varillaje. Diámetro del sondeo. Pandeo del varillaje. Dispositivo de golpeo 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 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 N SPT. La relación de masas es, no obstante, una fuente de un error poco Página 12

12 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT 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 N SPT cuando se ensaya a más de 20 metros de profundidad: N = N'-(1,06-0,003 l) (2-1) M. Devincenzi y N. Frank 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. donde N' es el valor obtenido de N SPT y l la longitud del varillaje en metros. Skempton (1986, Tabla 2-1 y Tabla 2-2) propone factores de corrección al valor N SPT 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 Figura 2-3: Distintos dispositivos de golpeo. Riggs, 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 mm 1, mm 1, mm 1,15 Figura 2-4: Mecanismo manual, Cestari (1990) Tabla 2-2: Corrección de N por el diámetro del sondeo 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 Figura 2-5: Mecanismos automáticos mecánicos Página 13

13 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank valor de N referido a un rendimiento de referencia del 60% (N 60 ): N E r = 0.6 * 476J N' 60% (2-2) 2.5 Correcciones de N spt Existen otros factores, independientes del propio sistema, que influencian el valor de N SPT que serán tratados a continuación Corrección por nivel freático Figura 2-6: Influencia del número de vueltas en la polea (Kovacs, et al., 1978; Kovac, 1979 en Cestari, 1990 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: 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 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 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 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/cm 2 a fin de comparar ensayos realizados a diferentes profundidades: (N (2-4) 1 ) 60 = C N N 60 donde C N es el coeficiente de corrección, función de σ v0. Se han propuesto diferentes expresiones de C N, 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 C N (ver también Figura 2-7): Página 14

14 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank C N = σ 1 ' n v0 (2-5) donde n = 0,5. Jamiolkowski et al. (1985) propusieron un valor de n = 0,56. 2,0 ' ( 1,0 + σ v 3,0 ' ( 2,0 + σ v 1,7 (0, ' σ v0 ) ) ) Arenas finas y medias, sueltas Arenas gruesas, densas Arenas finas sobreconsolidadas Tabla 2-3: Expresiones de C N según el tipo de suelo Densidad Relativa Terzaghi y Peck (1948) publicaron la primera correlación entre N SPT y la Densidad Relativa (DR%), válidas para arenas cuarzosas (Figura 2-8). Se define la DR% como: Figura 2-7: factor de corrección C N (Liao y Whitman, 1985) o bien como: e max - e 0 DR % = *100 (2-7) e - e max min Skempton (1986, Tabla 2-3), a su vez, propone diversas expresiones de C N según el tamaño de las partículas (σ vo 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: N1 60 = C N ER 60 im ER N N (2-6) 60 im ' σ v Parámetros Geotecnicos: Terrenos Granulares γ γ - max ap γ min DR = * (2-8) γ γ -γ ap max donde e es el índice de huecos y γ ap es la densidad aparente 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 (N1 60 ) se presenta en la Tabla 2-4. min 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. Página 15

15 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank 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): Figura 2-8: Relación entre N y DR%. Terzaghi y Peck, 1948 N1 60 DR% Compacidad Muy Suelta Suelta Medianamente densa Densa Muy densa Tabla 2-4: Clasificación de Terzaghi y Peck (1948) modificada por Skempton (1986) 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: N +16 DR = ' (2-9) 23σ v0 donde la tensión efectiva vertical está expresada en kp/cm 2. Giuliani y Nicoll (1982) efectuaron detallados análisis estadísticos de diversos métodos. Para los mencionados ábacos de Gibbs y Holtz propusieron: DR 100 donde F es: = 1,5 N F 0,222 0,6 (2-10) F 2 = v0 v0 + ' ' 0,0065 σ + 1,68 σ 14 (2-11) y la tensión efectiva vertical está expresada en t/m 2. Figura 2-9: Ábacos de Gibbs y Holtz, 1957 comparado con el de Terzaghi y Peck de Elaboración de Coffman (1960) Para el trabajo de Bazaraa (1967), estos mismos autores propusieron: Página 16

16 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT DR N = 0, a + b σ ' v0 (2-12) siendo, σ v0 a b < 15 t/m 2 1,00 0,20 > 15 t/m 2 3,25 0,05 M. Devincenzi y N. Frank donde la tensión efectiva vertical está expresada en kp/cm 2. 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 > σ vo > 0,5 kp/cm 2. El grado de sobreconsolidación del depósito influye en la ecuación anterior incrementando el valor del coeficiente b. A su vez Giuliani y Nicoll (op. cit) propusieron: DR%, Comentarios Sobre la Edad de los Depósitos DR 100 N = ' 0,606 (2-13) 4, ,639 σ v0 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. donde la tensión efectiva vertical está expresada también en t/m 2. Según estos autores esta relación se ajusta mejor que los ábacos de Gibbs y Holtz para alto confinamiento (σ v0 > 20 t/m 2 ) y para bajos golpeos y que las curvas de Bazaraa para bajos valores de σ v0. 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 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 N1 60. Según este autor, esta relación puede expresarse como: Ensayos de Laboratorio Edad (años) N DR Depósitos Recientes Depósitos Naturales Tabla 2-5: Influencia de la edad de los depósitos. Sekempton, 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 N SPT (tendencia actual). Algunas de estas relaciones se indican a continuación 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). N1 DR 60 2 = a + b σ ' v0 (2-14) Página 17

17 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank relación no válida para arenas finas limosas saturadas con bajos valores de N N SPT y Angulo de Rozamiento Las correlaciones directas entre el valor N SPT 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): φ = ,5 * N (2-16) Figura 2-10: : Estimación de. Meyerhof (1956) y Peck et al. (1974). Gráfica de Tornaghi, 1981 En la Figura 2-11 se presenta la correlación de φ de De Mello (1971). Para valores bajos de σ v0 (<10 kpa), φ resulta sobrevalorado; también para valores de φ > 38º (Cestari, 1990). Las expresiones de Meyerhof se indican en la Tabla 2-6: > 5% arena fina y limo φ = ,15 DR% < 5% arena fina y limo φ = ,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 Arena gruesa Arena media Arena fina φ = 38,0 + 0,08 DR φ = 34,5 + 0,100 DR φ = 31,5 + 0,115 DR φ = 28,0 + 0,140 DR Figura 2-11: Estimación de φ en función de N SPT y tensión efectiva vertical (De Mello, 1971) Deformabilidad Tabla 2-7: Relaciones entre DR y φ según Burmister (1948) Mediante métodos estadísticos Giuliani y Nicoll propusieron (1982): 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. (φ) = 0, ,361DR 0,866 tg (2-15) Página 18

18 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank 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 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 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 σ v0 deben también tomarse en consideración. Figura 2-12: Relación entre el Módulo Confinado y el valor de N SPT (Mitchell y Gardner., 1975) Las relaciones entre N SPT y Es, pueden expresarse de forma general mediante la relación lineal empírica: E s = S1 N spt + S 2 (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: E = 7 N (MPa) (2-18) 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 q c /N SPT = 4,5 Página 19

19 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank sueos con gravas. Ver Tabla 2-9 donde Vs se expresa en m/s y σ v0 en kpa. El módulo G 0 puede entonces estimarse a partir de: G γ g 2 0 = Vs (2-19) donde γ es la densidad (kn/m 3 ) y g es la aceleración de la gravedad (m/s 2 ). Tipo de Suelo Arena Fina 25% de grava 50% de grava General V V V V Vs 0,25 s = N SPT 49 σ v 0,25 s = N SPT 56 σ v 0,25 s = N SPT 60 σ v 0,25 s = N SPT 55 σ v ' 0,14 0 ' 0,14 0 ' 0,14 0 ' 0,14 0 Figura 2-13: Evaluación del Módulo de Young a partir de ensayos CPT para arenas cuarzosas (Bellotti et al., 1989). S 1 (MPa) S 2 (MPa) 0,756 18,75 1,043 36,79 0,517 7,46 Observaciones Arenas y gravas normalmente consolidadas Arenas sobreconsolidada s Autores D Appolonia et al D Appolonia et al Schultze y Menzenbach, ,478 7,17 Arenas saturadas Webb, ,316 1,58 Arenas y arcillas Webb, 1969 Tabla 2-8: Valores de S 1 y S 2 de la ecuación 19. Denver, Módulo de Corte Dinámico G 0 El módulo de corte dinámico para pequeños esfuerzos, G 0, se puede estimar indirectamente correlacionando el valor del N SPT con la velocidad de propagación de las ondas de corte transversales Vs. Distintos autores han presentado correlaciones N SPT -Vs. Entre ellos, Ohta y Goto (1978), Yoshida et al. (1988), Kokusho y Yoshida (1998) para Tabla 2-9: Correlación entre Vs y N SPT (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 N SPT. 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 N SPT. 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 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 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 Página 20

20 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT 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: N SPT M. Devincenzi y N. Frank q s = 8 para B < 4 ft (2-22) s = C q N SPT B 1 B + 2 (2-20) 12 q B s = N 1 B + SPT 2 para B > 4 ft (2-23) s N q = C SPT B + 1 (2-21) B siendo C una constante empírica determinada a partir de observaciones experimentales. B se expresa en ft, q en tsq y s en pulgadas. 2 q s = 12 para cimentaciones corridas (2-24) N SPT donde: s = asiento (pulgadas) q = tensión aplicada (t/pie 2 = tsf) B = ancho de la cimentación (pies) C w y C D son los factores de nivel freático y de empotramiento, respectivamente. Dw Cw = (2-25) B para cimentaciones superficiales y Figura 2-14: Tensión admisible para asientos de 2,5 cm en función del golpeo N SPT y el ancho de cimentación. Terzaghi y Peck, 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 C D y de presencia del nivel freático, C W. Las expresiones analíticas de las curvas de Terzaghi y Peck de fueron presentadas por Meyerhof (1956): D f Cw = 2 0,5 2 (2-26) B para cimentaciones sumergidas donde D f D w, siendo Df la profundidad de la cimentación y D W la profundidad del nivel freático El factor C D se define como: D f CD = 1 0, 25 (2-27) B Página 21

21 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT Tabla 2-10: propiedades comunes de los suelos no cohesivos (Hunt, 1984). Material Compacidad D r (%) N 1 Densidad seca γ d (g/cm 3 ) Indice de poros e Angulo de rozamiento interno GW: Gravas bien graduadas,mezclas de gravas y de arena Densa Medianamente densa suelta < GW: Gravas mal graduadas,mezclas de gravas y arena Densa Medianamente densa suelta < Densa SW: Arenas bien graduadas, arenas con gravas Medianamente densa suelta 25 < Densa SP: Arenas mal graduadas, arenas con gravas Medianamente densa suelta 25 < Densa SM: arenas limosas Medianamente densa suelta 25 < Densa ML: limos inorgánicos, arenas muy finas Medianamente densa suelta 25 < Página 22

22 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank Método de Meyerhof, 1956, 1965 Meyerhof, propuso para asientos limitados a 1 (2,5 cm): Dw D f Cw = 0,5 + 0,5 0,5 (2-33) B q ad = N 3 SPT 2 B + 1 B 2 C D (2-28) Método Peck y Bazaraa, 1969 Para arenas sobre el nivel freático, Peck y Bazaraa propusieron la Figura donde B se expresa en pies y q en tsf. Para losas y pozos, el valor de q se duplica. El factor C D lo define como: C D f = 1+ 0,33 1,33 B D (2-29) 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: Figura 2-15: q ad para asientos de 2,5 cm en función del valor N SPT para cimentaciones superficiales. Peck y Bazaraa (1969) q0 s = 720 ( N c 2B 3) B C w 1 C donde q 0 es la carga aplicada neta en tsf. D (2-30) 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: Nc es el valor corregido de N SPT: 50 N c = N (2-31) σ ' v0 en psi σ v s 1,71 N q B f = 0, 5 0,87 B B l C D (2-34) C D es el factor corrector por empotramiento: D f C D = 1+ 2,0 (2-32) B C w es el factor de corrección por la presencia del nivel freático para : donde: q se expresa en kp/cm 2 y no se reduce por el efecto de la excavación. B es el ancho de la cimentación en cm B l = 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 C D es el factor corrector por empotramiento: Página 23

23 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank C D D f = + 0, 4 B 1 (2-35) C D f = 1+ 0,33 1,33 B D (2-39) 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 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 (s max /q ad ) para distintos tipos de arenas (de sueltas a densas) caracterizadas por los valores de N SPT y en función del ancho de la cimentación como puede observarse en la Figura El método es particularmente aplicable para anchos B > 3 metros (Cestari, 1990). y los factores F definidos en la Tabla Los ábacos, análogos a los de otros autores, se presentan en la Figura Sistema Internacional Sistema FPS (US) F 1 0,05 2,5 F 2 0,08 4,0 F 3 0,3 1,0 Tabla 2-11: Factores F de Bowles 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: q = N SPT F 1 C D, para B 1,2 m o 4ft(2-36) q = N SPT F 2 B + F B 3 C D para B>1,2 m o 4ft (2-37) q = N F SPT 2 C D para losas (2-38) Figura 2-16: Tensión admisible cimentaciones superficiales para asientos de 2,5 cm. Bowles, 1977, en Bowles, 1996 siendo C D el mismo factor de empotramiento propuesto por Meyerhof (1965): Página 24

24 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank 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). Figura 2-17: Valoración del asiento en arenas en función del valor NSPT. Burland, Broms y De Mello, 1977 Página 25

25 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank Tensión Admisible y Asientos: Cometarios CSR τ 0,65 a σ av max v0 = = ' ' σ v0 g σ v0 r d (2-40) 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 N SPT (D Appolonia et al., 1970, Parry, 1971, Schultze y Sherif, 1973, Alpan, 1964, etc.). El valor de N SPT 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). donde a max es la aceleración máxima en la superficie del terreno y r d 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 r d : r d r d =,0 0, z 1 para z 9,15 m (2-41) =,174 0, 0267 z 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 N SPT corregido (N1 60 ), 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 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 26

26 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank mayor consistencia con las curvas CRR desarrolladas a partir de ensayos CPT y de ensayos sísmicos (V s ). La curva para arenas limpias de la esta figura puede expresarse de forma aproximada por la siguiente equación (Youd e Idriss, 2001): CRR 1 = 34 ( N ) ( N1) , (2-43) 1 2 [ 10 ( N ) + 45] 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 2-19: Estimación del potencial de liquefacción. Seed et al., 1985 y Tokimatsu y Yoshimi, En Cestari, 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) Figura 2-20: Relación entre el valor Nspt normalizado (N 1) 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 60 y que refleja una 2.10 Suelos Cohesivos En los terrenos cohesivos, las correlaciones basadas sobre los resultados del ensayo spt sólo deben considerarse orientativas. Página 27

27 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 Resistencia a la Compresión Simple Muchos investigadores han intentado realizar correlaciones entre el valor de N SPT 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 N SPT, la densidad saturada y la resistencia a la compresión simple según la adaptación de Hunt (1984) a los trabajos de Terzaghi y Peck (1948) Parámetros de Deformabilidad La estimación de parámetros de deformabilidad en suelos arcillosos en base al golpeo N SPT sólo es factible sobre la base de experiencia local y en depósitos geotécnicamente bien caracterizados Correlaciones Con Otros Ensayos In Situ Correlaciones con el CPT Numerosos estudios se llevaron a cabo para relacionar el valor N SPT y la resistencia por punta q c del ensayo de penetración estática CPT. Robertson et al. (1983) efectuaron una recopilación de estos trabajos cuyo resultado se muestra en la Figura Los valores de de N SPT utilizados por estos autores corresponden a una energía de aproximadamente el 60% (N SPT60 ). Se observa que la razón qc/n SPT60 aumenta con el tamaño medio de grano D 50 (variando entre 0,001 y 1 mm) así como también la dispersión de datos. Otras correlaciones se han efectuado entre la razón q c normalizada por la presión atmosférica p a y el valor N SPT 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 2-22: Valores de la resistencia a compresión simple a partir de Nspt para suelos cohesivos de distinta plasticidad. NAVFAC, 1971 en IGME, 1987 Consistencia N Identificación manual γ sat g/cm 3 q u (kg/cm 2 ) Dura >30 Muy rígida Rígida Media 4-8 Blanda 2-4 Muy blanda <2 Se marca difícilmente Se marca con la uña del pulgar Se marca con el pulgar Moldeable bajo presiones fuertes Moldeable bajo presiones débiles Se deshace entre los dedos >2.0 > Tabla 2-12: Propiedades de suelos arcillosos. Hunt, 1984, en IGME, 1987 Figura 2-23: Relación entre N SPT y q c del ensayo CPT con el tamaño medio de grano D 50. Robertson et al., Página 28

28 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank Correlaciones con el ensayo de Penetración Dinámica Borros y DPSH Suelos Granulares Jiménez Salas et al. (1981) recogiendo resultados de diferentes autores propusieron: log 0,035 N + 0,668 ± 0,44 N borros = SPT (2-44) N 25 log N 15,6 ± 1,116 (2-45) SPT = borros Figura 2-24: Relación entre q c normalizado/n SPT 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). Tipo de Suelo (SBT) (q c/p a)/n 60 La relación entre el ensayo de penetración dinámica tipo Borros y el actual DPSH es: N DPSH = 0, 7 N borros (2-46) Suelos Cohesivos Para suelos cohesivos Dapena et al. (2000) han propuesto: N 13log N 2 (2-47) SPT = DPSH 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 Tabla 2-13: Relación entre el tipo de suelo y (q c/p a)/n 60. Robertson et al., 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. 12 th Int. Conf. on SMFE, Rio de Janeiro, 1, , Balkema Pub., Rótterdam. Bowles, J.E. (1977). Foundation Analysis and Design. 2 nd ed. McGraw-Hill. New York. Bowles, J.E. (1982). Foundation Analysis and Design. 3 nd ed. McGraw-Hill. New York. Bowles, J.E. (1996). Foundation Analysis and Design. 5 nd 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 Página 29

29 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT 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). 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30 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank Seed, H.B. e Idriss, I.M. (1971). Simplified procedure for evaluating soil liquefaction potential. Jour. Geotech. Eng. Division. ASCE 97(9), 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 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., 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. Página 31

31 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico 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 P f y Presión Límite P l, 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 presiodilatómetros 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. Página 32

32 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico Figura 3-3: Sonda autoperforante 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 3-4: Sonda autoperforante, detalle 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 B 1 A A Arenas densas B 1 B C Gravas C N N Roca blanda A B N Figura 3-5: Sonda PIP Roca dura A N N APLICABILIDAD: A = alta, B = media, C = baja, N = ninguna 1 : utilizando tubo ranurado protector Página 33

33 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico 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 indica que debe cumplirse la relación: 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. d 1, 15 (3-1) t d s La norma ASTM D especifica también un diámetro mínimo para el taladro: Figura 3-7: Célula central de sonda volumétrica Ménard 1,03d d 1, 20d (3-2) s t s 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. Figura 3-8: Sonda Ménard de 55 y 60 mm 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. Figura 3-9: Sonda OYO Elastmeter 2 Figura 3-10: Sonda IGEOTEST PRD-4 Página 34

34 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico.M. Devincenzi y N. Frank Tabla 3-2: Técnica de perforación adecuada para presiómetros PBP en función del tipo de suelo (Devincenzi, 1995) Arcillas Limos Arenas Gravas Rocas PERCUSIÓN ROTACIÓN ROTOPERCUSIÓN OTROS TOMAMUESTRAS TESTIGO CONTINUO DESTRUCTIVO MARTILLO Hinca Estática Hinca Dinámica Con Lodos Con Agua En Seco Barrena Helicoidal R: Recomendado T: Tolerado N: No Tolerado NA: No Aplicable b: Condicional - +: Eventualmente taladro previo de pequeño diámetro (d T < d S ) Tricono, etc. Con Lodos En Seco Con Lodos En cabeza con lodos En fondo con aire Blandas T N N N N R T T N N N Firmes R N N N T? R R R T N N 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 Bajo N.F. N N T N N T N T T N N Sueltas y sobre N.F. Sueltas y bajo N.F. Tb Tb N N N R Tb T T N N N N N N N Tb N T T N T 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+ Densas NA NA N N N N N Tb R N T+ Meteorizadas NA R T N N R R R R N T+ Sanas NA NA R T NA NA NA R R T NA Tubo Ranurado Hincado Página 35

35 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico Varillaje Manguera de presión Transductor presión de Cable de señal electrica Cuerpo de la sonda LVDT Brazo Captor sección ensayo de Figura 3-12: Central de control presiómetro Ménard membrana 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 3-13: 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 Página 36

36 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico 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 Figura 3-16: Ejemplo de una prueba de inercia Corrección por Carga Hidráulica 8 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 (P h ). P = P + P (3-3) corr leida h Presíon P e a b + c ( R) = d b + ( R) d 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. pressió (bar) Deformación de la sonda DR [mm] Figura 3-17: Curva de inercia de sonda de caucho OYO ,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 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: P corr desplaçament (mm) R1 R1A R2 R2A = P P (3-4) leida e Página 37

37 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico Es importante tener presente que las membranas nuevas deben ser infladas y desinfladas varias veces antes de proceder a realizar una inercia. a = ( V ) P (3-5) 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: Presión [bar] Presión [bar] ,00 37,50 38,00 38,50 39,00 Deformación de la sonda R60" [mm] 50 0 Figura 3-19: batería de tubos de calibrado Diámetro interno del tubo de 37,50 37,55 37,60 37,65 37,70 37,75 Deformación de la sonda R60" [mm] 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 ). El valor corregido de la deformación (en términos de volumen o diámetro) será: V ( od) corr = V ( od) leido apleido (3-6) Página 38

38 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico 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 a 1 y a 2 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. presión (bar) ,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) DR1 DR1A DR2 DR2A 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 (strescontrolled) Ensayos a deformación controlada (straincontrolled) Combinación de las dos anteriores 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 Página 39

39 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico 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. Presión (bar) ,0 3,5 4,0 4,5 5,0 Deformación de la Cavidad e c [%] 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 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 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 Página 40

40 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico 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 P f, 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 fluencia o creep (ver Figura 3-24). Esta curva resulta de gran ayuda en suelos para identificar los valores de P 0 y P f. 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 (σ h0 ). 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. Presión Creep: D60 - D30 Expansión Deformación 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 Figura 3-25: Curva presiométrica SBP Página 41

41 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico Figura 3-26: Curva presiométrica PIP 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 r 0 (también denominado a 0 o ρ 0 ) y la presión es P 0, igual al esfuerzo horizontal σ h0. Al incrementar la presión de P 0 a P o P i, la cavidad se expande radialmente hasta a (a i, ρ, ρ i r, r i...). 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 ε c (también conocida como deformación simple) se define como: r r 0 ε c = (3-7) r0 Figura 3-28: Definiciones de la expansión de una cavidad (Clarke, 1995) Figura 3-27: Ejemplos de curvas presiométricas en diferentes situaciones 3.9 Análisis del Ensayo Presiométrico 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 (σ r ), circunferencial (σ θ ) y axial (σ v ) son las tensiones in situ principales. Siendo la longitud mucho mayor que el radio, se asume que la deformación de la sonda Página 42

42 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico 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: V V = 1 1 ( 1+ ε ) 2 c (3-8 ) Siendo V el volumen actual =V 0 + V. O bien: V V 0 = Fase Elástica 2 ( 1+ ) 1 ε c (3-9) 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. o sea: G i G 1 2 dp = i dε (3-12) c = 2 1 ( p σ ) ε o, en términos de volumen: G i G ur G c h ( p σ ) h0 i = V0 V (3-13) (3-14) Módulo de corte secante inicial Módulo de corte secante en ciclo de carga/descarga 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 tensiónexpansión 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: G u G r G n G 0 G ur0 E M o E m - E m + E m Módulo de corte secante en ciclo de descarga Módulo de corte secante en ciclo de recarga Módulo de corte secante medido a un n% de deformación Módulo de corte máximo (también notado como G MAX Módulo de corte equivalente para el esfuerzo efectivo in situ Módulo Ménard Modulo elástico secante en ciclo de descarga Modulo elástico secante en ciclo de recarga o bien G 1 2 r dp = (3-10) r0 dεc dp G = V (3-11) dv E m0 E r0 Módulo elástico máximo en ciclo de descarga Módulo elástico máximo en ciclo de recarga Tabla 3-3: Términos utilizados para definir los módulos obtenidos a partir del presiómetro. Adaptado de Clarke, 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 Para pequeñas deformaciones, r r0, por lo tanto la ecuación 6 se simplifica en: Figura 3-29: Determinación de G i y G ur. Mair y Wood (1987) Página 43

43 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico Modulos en Carga y Descarga G ur La inevitable alteración de taladro hace que el valor de G i sea poco fiables. Es necesario la expansión de la membrana para ensayar terreno inalterado. Valores de G en ciclos de carga y descarga (G ur ) 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, G ur puede ser determinado a partir de la ecuación (3?10). El factor r/r 0 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 G ur 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 Fase Plástica ( + µ ) E = 2G 1 (3-15) 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 (P f ). 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 c u y ángulo de rozamiento φ) a partir de la Presión Límite (P L ) 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 P f 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: Figura 3-30: Rango de tensiones para respuesta elástica en ciclos de carga y descarga. Wroth, 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: G V p = σ h + Cu 1 + loge + Cu log 0 e Cu V (3-16) Alcanzando el valor teórico de la P l cuando: Página 44

44 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico p L o bien. G = σ h + Cu 1 + log e (3-17) 0 Cu V p = pl + Cu log e (3-18) V Determinación de la Presión Límite La presión límite P L (también denominada como p L o P l ) 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: Esta presión límite convencional, que debe ser indicada como P LM, no debe ser confundida con la presión límite verdadera, P L 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). V V = 1 (3-19) No es posible obtener P L durante el ensayo ya que en la práctica se traduciría en la rotura de la sonda. El valor de P L se puede estimar extrapolando la curva del ensayo al infinito tal como se observa en la Figura A fin de disminuir la incertidumbre en la extrapolación de P L, 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 V l. Esto es, cuando se cumple: V V 0 = 1 (3-20) Figura 3-31: Extrapolación de P L a partir de la curva P : log e V/V. Mair y Wood, Debe observarse que la ecuación (3?20) corresponde a una relación: V V = 0,5 (3-21) y, teniendo en cuenta la ecuación (3?9), a un ε c = 0, Determinación de Parámetros Resumiendo, a partir de la curva presiométrica se determinan tres parámetros básicos: Módulo de Corte (G o G ur ) Presión de fluencia (P f ) (P L ) Presión límite Página 45

45 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico 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). Figura 3-32: : Extrapolación de P L a partir de la curva P : 1/ε c. Mair y Wood, 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 (σ ho ) Coeficiente de empuje en reposo (K 0 ) Con equipos especiales se puede determinar también el coeficiente de consolidación horizontal del suelo y el ángulo de rozamiento en arcillas 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 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 Correlaciones Empíricas En la Tabla 3-4 se presentan correlaciones empíricas entre la cohesión de una arcilla y la presión límite neta. Rango (Pl - σ HS ) en kpa < 300 C u en kpa σ 5,5 Tabla 3-4: Correlación P l / C u, Amar y Jézéquel, 1972 Ménard ha propuesto también una relación entre P l 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): Pl HS P l σ HS > ϕ 24 P l σ HS = 2,5 2 4 (3-22) Página 46

46 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico P LM * (kn/m 2 ) Descripción Arena N SPT 0 a 200 Muy Suelta 0 a a 500 Suelta 4 a a Medianamente densa 10 a a Densa 30 a 50 >2.500 Muy densa > 50 Tabla 3-7: Correlación entre P LM * y N SPT, Baguelin et al. (1978) Figura 3-33: Determinación del ángulo de rozamiento a partir de p l neta Módulo Presimétrico E M y Módulo Edométrico Las correlaciones entre el módulo presiométrico Ménard E M y el módulo edométrico E m (o M) para un mismo estado tensional viene dado por: EM E m = (3-23) α 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 E M / E m, Ménard y Rousseau, 1962 Relación entre E M y P LM La experiencia muestra que existe una relación prácticamente constante entre el valor de P f y P LM. 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 E M y P LM (ambos parámetros cuantifican fenómenos de naturaleza diferente), Ménard ha notado que el cociente E M /P * LM 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/P l * 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. Presión Límite PLM y Resistencia a la penetración estática qc. En la Tabla 3-6 se presentan las correlaciones entre P LM y la resistencia por punta a la penetración estática q c. Arcillas E/P * LM < 5 Arcilla alterada y fragmentada 5 < E/P * LM <=8 Arcilla subconsolidada o ligeramente alterada 8< E/P * LM <=12 Arcilla normalmente consolidada Suelo Arcilla Limo Arenas Arenas/gravas q c/p LM Tabla 3-6: Correlación q c / P LM, Van Wambeke, < E/P LM * <=15 E/P LM * > 15 E/P LM * < 5 Arcilla sobreconsolidada Arcilla fuertemente sobreconsolidada Arenas Arena alterada Correlaciones con N SPT Una correlación muy aproximada entre el valor de la P * LM y N SPT en arenas se presenta en la Tabla < E/P LM * <=8 Arenas y gravas sueltas (bajo N.F.) E/P LM * > 10 Arenas o gravas secas y densas Tabla 3-8: Clasificación de los suelos a partir de los parámetros presiométricos Página 47

47 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico Rango de Valores de E M Y P LM En la Tabla 3-9 se presentan valores indicativos de E M y P LM para distintos tipos de suelos. Tipo de suelo E M (MPa) P LM (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 ,00 a > 10 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 (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 3 rd 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 (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, VAN WAMBEKE, A, y d HEMRICOURT, J, (1982), Correlation between the results of Static or Dynamic Probing and the Pressurometer Tests, Proc, 2 nd 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 Página 48

48 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo de Molinete 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 S u y la sensitividad S t 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 Página 49

49 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo de Molinete 4.3 Resistencia al Corte y Sensitividad 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 4-3: Niple especial de unión varillaje/molinete Figura 4-5: Distribución de tensiones de corte Para calcular la resistencia al corte no drenada S u, se utiliza el máximo momento torsor T corregido para deducir los rozamientos parásitos: Figura 4-4: Equipo ETV 2000 para modalidad Vane-Borer T S u = (4-1) k siendo: T = Torsión máxima aplicada k = Constante dependiente de la geometría de la paleta. 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). Resumiendo, la expresión general para paletas rectangulares de altura H y diámetro D, es: S u = T π ( D ) (4-2) 2 Página 50

50 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo de Molinete para paletas trapezoidales, se obtiene: S u = 2π ( D ) T 1 H Senα D 2 (4-3) Sensitividad La sensitividad de un terreno cohesivo saturado viene definida por la relación: S u max S t = (4-4) Su residual 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 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 S u 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 S u 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 S u 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 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 S u 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: C u = C u vane µ (4-5) Conclusiones similares fueron alcanzadas por Pilot (1972). Página 51

51 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo de Molinete Figura 4-7: coeficiente corrector por el IP En la Figura 4-7 se presenta la relación µ f(ip). Se observa que C u 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 S u calculado con este ensayo in situ. Una relación entre la resistencia al corte normalizada (S u /σ v0 ), 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): S u Su OC = σ v0 σ v0 NC (OCR) De acuerdo a Aas (op. cit.) m = 1,2. m (4-6) 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 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 S u de suelos con un coeficiente de consolidación c v 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 (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 pp 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 52

52 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo de Molinete 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 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. Página 53

53 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU 5 ENSAYO DE PENETRACIÓN ESTÁTICA (CPT) Y PIEZOCONO (CPTU) 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 N spt, 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 q c. En los conos de tipo móvil, se mide además el rozamiento lateral local, denominado f s, en un manguito especial, colocado encima de la base del cono (Figura 5-1). q c 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 f s u 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 Página 54

54 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU 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. Figura 5-2: Cono holandés (Dutch Mantle Cone) 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 Conos Existen dos tipos principales de puntas: Mecánicas Eléctricas Las primeras puntas mecánicas permitían medir sólo la resistencia de punta q c (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 q c y f s (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 60 s. Estas puntas permiten medir q c y f s 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 5-3: 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. Página 55

55 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU U3 U2 U1 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 cm 2 de sección con un ángulo de apertura 60 o 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 f s. Su superficie estándar es de 150 cm 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 (U 1 ) y Tipo 2 (U 2 ), respectivamente (Figura 5-4). La localización del filtro debe seleccionarse de acuerdo al tipo de suelo y objetivos del estudio (Hekma, 1991) 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. Página 56

56 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU 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) 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 q c, f s, 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 q c y f s. 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 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 m de penetración resulta lo más apropiado. Cilindros de hinca CPT 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 Torre maquinaria Figura 5-8: camión mixto CPT/sondeos. Reacción: 18 t. Figura 5-9: Penetrómetro sobre remolque con anclajes Página 57

57 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU 5.4 Ejecucion del Ensayo 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 (q c, f s, 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. 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 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) 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: Figura 5-10: Saturación sistema Parez y Fauriel, 1988 Página 58

58 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU q T q Ac + U ( 1 ) = qc + U (1 a) An = c ( 5-1) donde, Ac = Area exterior An = Area interior U = Presión de poro generada sobre la punta del cono a = relación de áreas 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 C h del suelo que a su vez es función de la compresibilidad y permeabilidad horizontal K h del terreno. Esta relación, propuesta por Baligh et al. (1981) y Campanella et al. (1982), resulta importante, sobre todo en arcillas donde q c suele ser baja y u relativamente fuerte. Una corrección similar sería necesaria para el valor f s medido (obteniendo f T ), 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. 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 q T Resistencia por fuste corregida f T. Presión intersticial u 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 q c (y el rozamiento lateral del manguito f s ) medidos no representen exactamente la resistencia total del suelo. El valor leído de q c se debe corregir mediante la siguiente expresión (ver Figura 5-12): Figura 5-12: efecto de las áreas desiguales sobre la punta 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). Página 59

59 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU 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 (U 1 según la nomenclatura actual) son unas 3 veces superior a la presión de equilibrio (u 0 ) y un 20% mayores que las medidas inmediatamente sobre el cono (U 2 ): U 1 3U 0 1, 2U 2.( 5-2 ) A medida que la sobreconsolidación aumenta, la presión medida en la cara del cono aumenta: U 1 U 0 U 2 (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: U 2 0 ( 1 U 0 = U + k U ) (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 Otros factores que afectan las medidas 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 u h 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: U = u u h (5-5) FR % f T / q 100 (5-6) B = T U /( σ v0 ) q = q T (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 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 Temperatura Las células de carga y transductores de presión se taran en laboratorio a temperatura ambiente. Sin 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 q c, f s, u, FR% y B q en función de la profundidad constituyen una potente herramienta para analizar el perfil estratigráfico del sitio ensayado. El valor de q c es una medida de la resistencia del suelo a la vez que f s 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%. Página 60

60 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU 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 q c son elevados y los de u muy bajos o nulos (incluso negativos), parámetro B q es prácticamente nulo. A la inversa, en arcillas blandas, q c suele ser en general baja y los valores de u elevados por lo que B q 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 q c A granulometría más gruesa, mayor valor de q c. A mayor tensión efectiva horizontal (σ h0 ), mayor valor de q c. A mayor compactación o densidad, mayor valor de q c. A mayor OCR, mayor valor de q c. Resistencia por fuste f s A granulometría más gruesa, menor valor de f s. A mayor sensitividad S t, menor valor de f s. A mayor OCR en suelos cohesivos, mayor valor de f s. 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 S u, 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 S t, 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 q c 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 q c 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 q c 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 q c 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. Página 61

61 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU Arenas Arcillas q c f s FR% u Bq Altos valores de q c. Forma dentada de la curva de penetración. Bajos valores de q c. Forma suave de la curva, aumenta linealmente con la profundidad Bajos valores de f s. Aumenta si existe cementación. Valores relativamente más altos de f s que las arenas. Bajos valores de FR%. Típico 1. En arenas carbonáticas puede llegar a 3. Valores elevados de FR%. Valores típicos superiores a 3 en arcillas normalmente consolidadas (NC). Disminuye al aumentar la sobreconsolidación ( fisuración). Valores de u dinámica similares a u h (hidrostática si acuífero libre). u puede ser negativo arenas dilatantes en Valores de u elevados en arcillas normalmente consolidadas (NC). En arcillas fisuradas, u similar a u h o incluso menor. u tiende a cero, luego B q también, o negativo si u es negativa B q 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 Página 61

62 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU 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 q c 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 q c 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 f s medido es menos preciso que el de q c. Por estas razones, numerosos autores han confeccionado ábacos de clasificación basados en q c (o q T ) vs. U (o algún parámetro secundario en el que la presión intersticial interviene, principalmente B q ). 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: q c u y f s en la forma de q T, B q 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 B q (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 q c y f s, 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 q T f(b q ). 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 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 q c 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 km 2, 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). Página 62

63 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU Figura 5-14: Clasificación de suelos según Robertson (1990) Figura 5-15: Modelo 3D de la distribución espacial de q c. Delta de Llobregat, Barcelona. Colàs, 2003; Devincenzi et al., Figura 5-16: Análisis sedimentario, facies de Prodelta, Frente Deltalico y Plana Deltaica. Delta de Llobregat, Barcelona. Colàs, 2003; Devincenzi et al Página 63

64 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU 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 Nc = factor de cono para arcillas Nq = factor de cono para arenas s u = resistencia al corte sin drenar σ 0 = tensión total in situ σ v0 = tensión efectiva vertical in situ El factor de cono N c es una función de la geometría de la zona de rotura y el factor N q 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 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 q c. 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: DR% log donde q c y σ v0 se expresan en t/m 2. q c σ ' v0,% (5-10) Todas las teorías se pueden expresar mediante formulaciones del tipo: donde, q c = N c su +σ 0 (5-8) q ' ' c = N q σ v0 (5-9) Figura 5-17: Influencia de la compresibilidad en la Densidad Relativa para arenas normalmente consolidadas cuarzosas. Jamiolkowski et al., 1985 Página 64

65 Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayos CPT y CPTU 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) 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 q c 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' - q c 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): φ ' NC q = 17,2º σ c ' v0 0,185 (5-11) φ ' OC 0,185 q c = 17,2º ' OCR 0 σ v 0,06 (5-12) Figura 5-19: Relación entre qc y el ángulo de rozamiento pico para arenas cuarzosas no cementadas. Robertson y Campanela (1983) Evaluación de los parámetros de deformabilidad Como se ha mencionado, el valor de q c 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 q c. Página 65