Ensayos In Situ j1p20

Page 2 Mecánica de Suelos y Rocas Ensayos in Situ Página 2 de 194 ÍNDICE 1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................................. .................... 5 2 ENSAYOS IN SITU......................................................................................................................... .... 14 2.1 ENSAYO DE PENETRACIÓN STANDARD (SPT) ..................................................................... 14 2.1.1 Evolución histórica............................................................................................................. .. 14 2.1.2 Metodología original del ensayo........................................................................................ .. 15 2.1.3 Sobre la alteración de las muestras: .................................................................................. . 16 2.1.4 Normalización del método según norma ASTM 1856 ......................................................... 17 2.1.5 Elementos y características relevantes del método propuesto por la ASTM ............... 17 2.1.6 Aplicabilidad del método SPT........................................................................................... ... 18 2.1.7 Principio y Realización del ensayo ...................................................................................... 19 2.1.8 Aplicabilidad de la prueba ............................................................................................ ....... 20 2.1.9 Factores del sistema que afectan el resultado .................................................................... 21 2.1.10 Correcciones de Nspt ........................................................................................................... 25 2.1.11 Parámetros geotecnicos: terrenos granulares.................................................................... 27 2.1.12 Parámetros geotecnicos: terrenos cohesivos...................................................................... 37 2.2 ENSAYO DE PENETRACIÓN ESTÁTICA Y PIEZOCONO........................................................ 39 2.2.1 Descripción del ensayo ................................................................................................ ....... 39 2.2.2 Descripción de los equipos.................................................................................................. 41 2.2.3 Ejecucion del Ensayo .................................................................................................. ........ 48 2.2.4 Factores que Afectan las Medidas y Procesado de Datos.................................................. 52 2.2.5 Análisis Teórico de la Penetración .................................................................................... .. 55 2.2.6 Presentacion de Resultados................................................................................................ 57 2.2.7 Aplicaciones del Ensayo T/TU................................................................................... 57 2.2.8 Ventajas............................................................................................................................... 92 2.3 ENSAYO PRESIOMÉTRICO MÉNARD ..................................................................................... 93 2.3.1 Definición. ...................................................................................................................... ...... 93 2.3.2 Instalación y Tipos de Presiómetros................................................................................ .... 94 2.3.3 Aplicación de la carga ................................................................................................ ......... 98 2.3.4 Lectura de las Deformaciones – Sonda Presiométrica ....................................................... 98 2.3.5 Centrales de Control y Toma de Datos ............................................................................. 100 2.3.6 Calibrado y Correcciones .............................................................................................. .... 101 2.3.7 Compresión y Estiramiento de la Membrana – Calibrado ................................................. 103 2.3.8 Metodología del Ensayo ................................................................................................ .... 106 2.3.9 Tensión Controlada .................................................................................................... ....... 106 2.3.10 Deformación Controlada.......................................................................................... .......... 107 2.3.11 Metodología Mixta .................................................................................................... ......... 107 2.3.12 Otros Procedimientos ........................................................................................................ 107 2.3.13 Evolución y Finalización del Ensayo ................................................................................. 108 2.3.14 La Curva Presiométrica ..................................................................................................... 109

Page 3 Mecánica de Suelos y Rocas Ensayos in Situ Página 3 de 194 2.3.15 Análisis del Ensayo Presiométrico.....................................................................................111 2.3.16 Fase Elástica......................................................................................................... .............112 2.3.17 Fase Plástica..................................................................................................................... .115 2.3.18 Determinación de la Presión Límite ................................................................................... 116 2.3.19 Determinación de Parámetros ...........................................................................................118 2.3.20 Factores que Afectan la Interpretación Teórica .................................................................120 2.3.21 Correlaciones Empíricas .............................................................................................. ......120 2.3.22 Ventajas y aplicaciones........................................................................................... ...........124 2.4 ENSAYO PRESIO-DILATOMÉTRICO OYO .............................................................................125

2.4.1 Descripción del ensayo................................................................................................ ......125 2.4.2 Descripción de los equipos ............................................................................................ ....125 2.4.3 Ventajas .............................................................................................................................127 2.5 ENSAYO DE MOLINETE VANE TEST Y SONDEO VANE BORER.........................................128 2.5.1 Descripción del ensayo......................................................................................................128 2.5.2 Descripción de los equipos ............................................................................................ ....129 2.5.3 Ejecución del ensayo .........................................................................................................129 2.5.4 Resistencia al Corte y Sensitividad....................................................................................131 2.5.5 Factores que Influencian los Resultados ...........................................................................134 2.5.6 Presiones Intersticiales ......................................................................................................137 2.5.7 Aplicaciones........................................................................................................... ............138 2.6 ENSAYO DILATÓMETRO PLANO DE MARCHETTI ...............................................................139 2.6.1 Descripción del ensayo................................................................................................. .....139 2.6.2 Descripción de los equipos ................................................................................................141 2.6.3 Interpretación del ensayo DMT.......................................................................................... 142 2.6.4 Interpretación de parámetros geotécnicos.........................................................................144 2.6.5 Tipo de suelo y peso específico relativo ............................................................................145 2.6.6 Historia Tensional (OCR)...................................................................................................145 2.6.7 Coeficiente de empuje en reposo K0.................................................................................148 2.6.8 Parámetros resistentes ......................................................................................................150 2.6.9 Parámetros de deformación.............................................................................................. .152 2.6.10 Otras aplicaciones directas de interés ...............................................................................153 2.6.11 Ventajas ............................................................................................................. ................157 2.6.12 Aplicaciones.......................................................................................................... .............158 2.7 ENSAYO DE PENETRACIÓN DINÁMICA (DPSH)..................................................................159 2.7.1 Introducción........................................................................................................... .............159 2.7.2 Descripción del ensayo.................................................................................. ....................161 2.7.3 Descripción de los equipos ............................................................................................ ....162 2.7.4 Relaciones entre penetrómetros dinámicos.......................................................................162 2.7.5 Aplicaciones........................................................................................................... ............163 2.8 PIEZOCONO SÍSMICO: STU...............................................................................................164 2.8.1 Descripción del ensayo................................................................................................. .....164

Page 4 Mecánica de Suelos y Rocas Ensayos in Situ Página 4 de 194 2.8.2 Descripción de los equipos................................................................................................ 165 2.8.3 Ventajas y Aplicaciones................................................................................................ ..... 166 2.9 ENSAYO DE PLACA DE CARGA NO REPETITIVA (LNV 98-86) (ASSHTO T 222-81).......... 167 2.9.1 Introducción .......................................................................................................... ............. 167 2.9.2 Descripción de los equipos................................................................................................ 168 2.9.3 Procedimiento.......................................................................................................... .......... 170 2.9.4 Pasos finales ..................................................................................................................... 17 3 2.9.5 Cálculos. ............................................................................................................. ............... 174 2.9.6 Correcciones y gráficos ............................................................................................... ...... 174 2.10 EQUIPOS BÁSICOS ................................................................................... .............................. 179 2.10.1 CAMIÓN IASA 6x6 ...................................................................................................... ...... 179 2.10.2 CAMIÓN GINAF ................................................................................................................ 181 2.10.3 CAMIÓN TERBERG........................................................................................................ .. 182 2.10.4 PENETROSONDA MIXTA MENHIR ................................................................................. 183 2.10.5 PENETRÓMETRO SOBRE ORUGAS .............................................................................. 184 2.10.6 PENETRÓMETRO LIVIANO DE TRANSPORTE MANUAL ............................................. 184 2.10.7 CONOS T Y TU ..................................................................................................... .. 185 2.10.8 PIEZOCONO ROCTEST DUO-LOG ................................................................................. 186 2.10.9 VANE BORER Y VANE TEST........................................................................................... 187 2.10.10 DILATÓMETRO PLANO DE MARCHETTI................................................................... 188 2.10.11 PRESIOMETRÍA ........................................................................................................ ... 189 2.10.12 CENTRAL DE TOMA DE DATOS ................................................................................ 192 3 BIBLIOGRAFIA .............................................................................................................. ................... 193

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1 INTRODUCCIÓN El presente trabajo ha sido realizado para la asignatura de Mecánica de Suelos y Rocas de la Universidad Politécnica Superior de Belmez. La Geotecnia es un conjunto de técnicas, tanto de campo como de laboratorio, que permiten conocer el terreno para utilizarlo adecuadamente como elemento de construcción, bien directamente como material (en caminos, diques, canales, etc.), bien como soporte de una estructura determinada (cimentaciones). Es durante el presente siglo, en concreto a partir del año 1.925 en que el profesor Dr. Karl VonTerzaghi publicó su teoría sobre mecánica de suelos, lo que ha dado lugar a la actual geotecnia. Así fue como nació "La Geotecnia", que se llama con frecuencia "Mecánica del suelo", puede parecer en algunos casos como una rama de la Geología aplicada, mientras que, en realidad es una adaptación de un conjunto de teorías de la mecánica racional; elasticidad, plasticidad, hidráulica, por citar sólo las principales. Pero todas estas teorías no son aplicables más que a medios homogéneos y continuos, mientras que el suelo es, por naturaleza incluso, discontinuo, heterogéneo y anisótropo. Resulta, pues, que sólo se podría utilizar para los suelos que cumpliera estos postulados. Esto no quiere decir que no haga falta teoría, ni matemáticas, sino simplemente que no hay que ver en un razonamiento matemático o en el resultado de un cálculo más que un medio de apreciar el aspecto cualitativo de los fenómenos, y no siempre es razonable ni prudente dar demasiada importancia al rigor de las cifras. Para aplicar los métodos de la Mecánica del Suelo, el proyectista necesita conocer en la forma más perfecta posible, y con los mínimos detalles, el medio sobre el que va a trabajar, y para ello hay que reconocer el suelo. Esta idea de reconocimiento del suelo implica, ante todo, una idea de descripción física de la materia propiamente dicha, con todas las sutilezas que ello comporta;


aspecto visual, color, consistencia, estructura, espesor de las capas, inclinación, estratificación, nivel freático, etc. Toda esta información debe ir completada con ensayos de laboratorio identificación y/o resistentes, a efectos del posterior cálculo. Los métodos o sistemas que podemos utilizar en el reconocimiento del suelo podemos dividirlos en dos grandes grupos: - Los métodos indirectos o geofísicos Los métodos indirectos están basados en la medida de una característica física de los materiales que componen el subsuelo, por medio de aparatos sofisticados dispuestos en la superficie del suelo o a muy poca profundidad. Estos métodos determinan por ejemplo la resistividad eléctrica o la velocidad de propagación de las ondas sísmicas. - Los métodos directos Los métodos directos tratan de recuperar una muestra de terreno para su análisis,

o bien miden la resistencia y/o la deformación de los terrenos. Los métodos indirectos son mucho más baratos que los directos; sin embargo nunca se debe cambiar los métodos directos por los indirectos, ya que estos sólo son de complemento. En este trabajo nos ocuparemos solamente de los métodos directos. - Importancia de los ensayos in situ 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, distinto.


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 una fuerte influencia es estos desarrollos. 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 solo 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 puede estudiar las propiedades de los suelos en condiciones estrictamente controladas. No obstante, el punto de partida es siempre el mismo: la Muestra Inalterada. Como vemos, la determinación de las propiedades del suelo a partir de ensayos realizados en el laboratorio, método que consiste en tomar muestras del terreno y ensayarlas posteriormente, manteniendo en lo posible, las condiciones iniciales, presenta algunos inconvenientes. Entre las limitaciones que presenta pueden destacarse la alteración de las propiedades del suelo durante la toma de muestras. Las arcillas pueden sufrir una disminución en su resistencia debido al inevitable remoldeo.


Otros inconvenientes de las muestras son la modesta representatividad de la masa total suelo. Por ejemplo, es frecuente, en suelos residuales con trozos de roca semi

descompuesta, que la muestra tomada no sea representativa de una gran masa de terreno. Abundan los fragmentos rocosos que forman parte del suelo debido a la inevitable pequeñez de las muestras. Al mismo tiempo se añade la dificultad de la toma en estas zonas. Además está el hecho de que estos ensayos suelen ser lentos y costosos. Se traduce también en un problema el intento de reproducir en el laboratorio los cambios de tensiones que pueden ocurrir in situ. 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 del suelo. El posterior traslado y almacenamiento pueden aumentar aún más esta perturbación. La toma de muestras inalteradas, por otro lado, solo es posible en suelos dotados de cierta cohesión. 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. Teniendo en cuenta el margen de error presente a la hora de caracterizar el suelo mediante los ensayos de laboratorio es conveniente recurrir, siempre que sea posible, a los ensayos in situ. Los ensayos in situ se han convertido en una herramienta muy importante para la evaluación del terreno sobre el que va a trabajar. Un ejemplo de su importancia es le evaluación del terreno como herramienta fundamental en asientos en obras con estructuras de gran magnitud, sobre todo si están situados sobre terrenos dónde la extracción de muestras representativas para hacer ensayos de laboratorio es difícil. Los motivos de esta dificultad y a veces imposibilidad de tomar muestras son la fragilidad del suelo y la modesta fracción de este que puede ensayarse en laboratorio. Es por este motivo que los ensayos in situ están cogiendo mucha


fuerza en este campo y se usan cada vez más para hacer previsiones de asientos. Existen varios tipos de ensayos que permiten hacer este tipo de estimaciones. 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 conocemos, se sostiene sobre dos pilares que son el laboratorio y los ensayos in situ.


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 debido al tipo de ensayo que se realiza. Resistencia, rigidez y estado tensional in situ son los responsables de la respuesta de un ensayo y los métodos avanzados de interpretación deben tener en cuenta esta interacción ya que los factores utilizados para derivar un parámetro pueden a su vez depender del valor de otro. La interpretación de los EGIS para obtener los parámetros geotécnicos se puede dividir en tres grandes grupos (Jamiolkowski et al., 1988): 1. Ensayos en los cuales los elementos del suelo siguen trayectorias de tensiones muy parecidas a las reales. Por ejemplo, presiómetro autoperforante o pruebas sísmicas. Los parámetros geotécnicos se pueden calcular con soluciones teóricas fijando modelos apropiados para las condiciones de drenaje y para las relaciones esfuerzo-deformación. 2. Ensayos en los cuales los elementos del suelo sigan 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 piezconos. 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 (véase por ejemplo Wroth, 1984; Jamiolkowski,

1988, etc.). Esta forma de trabajar con los resultados de los ensayos in situ es la que se denomina método indirecto, anteriormente descrito. 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 Schmertman (1978) constituye otro de los numerosos ejemplos de aplicaciones directas de los EGIS. 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 2 se resume los principales EGIS y su aplicabilidad en diferentes tipos de terreno. En la tabla 1.1, se presenta además un análisis comparativo entre los distintos tipos de ensayos de penetración, dinámicos y estáticos.


SPT BORROS DPSH T mecánico T eléctrico Tipo de suelo La mayoría La mayoría Gravas NO Gravas NO Continuidad/perfiles NO SI, datos cada 20 cm SI, datos cada 10 ó 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 Regular/Buena Buena Buena/Muy Buena Excelente Correlaciones empíricas para determinar propiedades del suelo SI SI SI SI Interpretaciones teóricas para determinar propiedades del suelo NO NO SI SI Posibilidad de otros captores o sensores NO NO NO SI Tabla 1.1: 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.

Page 13 Mecánica de Suelos y Rocas Ensayos in Situ Página 13 de 194 Parámetros del Suelo Tipo de Terreno Grupo Tipo T ipo Su elo Es tratig rafía

u *Ø S U

DR % m v

C V

k G

0

σ h

OC R σ -ε Roca D u ra Roca bland a G rava Arena Limo Arcilla Orgánicos Dinámico CB-CCC---C-C--CBABBB SPT AB-CCB---C-C--CBAAAA T mecánico B AB - C C B C - - C C C - - C C A A A A T eléctrico BA C B AB C B BC B - - C C A A A A TU A A A B B AB B AB B B BC B C - C - A A A A T/TU sísmico A A A B AB AB B AB B A B B B - C - A A A A Punta resistividad BB-BCAC-------C-AAAA Penetróm etos Dilatométrico Plano /DMT) BACBBCB--BBBCCC-AAAA Con sondeo previo (PBP) BB-CBCBC-BCCCAABBBAB Autoperforante B B A1 B B B B A1 B A2 AB B AB - B - B B A B Pre s iómetros Hinca (FDP) B B - C B C C C A2 CCC-C-BBAA Vane-Text (FVT) B C - - A - - - - - - BC B - - - - - A B Placa de carga C CBBBCCACBBBABBAAA Placa helicoidal (screw plate) CC-CBBBCCACB----AAAA

Permeabilidad en sondeos C-A----BA----AAAAAAB Fracturación hidraúlica -B----CC-B--BB--CAC Otro s Cross hole/ Down hole/ Sísmica CC-------A-B-AAAAAAA

APLICABILIDAD: A= alta B=media C= baja - =ninguna *Ø´ = dependerá del tipo de suelo; 1= cuando exista sensor de u; 2= sólo cuando exista sensor de desplazamiento. u: presión hidrostática in situ Ø´: ángulo de rozamiento interno efectivo SU :resistencia al corte sin drenar DR%: densidad relativa mv :módulo confinado CV :coeficiente de consolidación k: coeficiente de permeabilidad G0 : módulo de corte para bajos esfuerzos OCR: razón de preconsolidación σ-ε: relación tensión-deformación Tabla 1.2: Principales ensayos geotécnicos In Situ y su aplicabilidad. Adaptada de Lunne et al. 1997


2 ENSAYOS IN SITU 2.1 ENSAYO DE PENETRACIÓN STANDARD (SPT) 2.1.1 Evolución histórica En el año 1902 Charles R. Gow desarrolló la práctica de hincar en el suelo un tubo de 1 pulgada de diámetro exterior, para obtener muestras, marcando el inicio del muestreo dinámico de los suelos. En 1922, su empresa se transformó en una subsidiaria de Raymond Concrete Pile, la que difundió esa nueva metodología de estimar la resistencia del material en base al trabajo de hinca del tubo. La cuchara partida de 2 pulgadas de diámetro exterior según se muestra en la figura 1 fue diseñada en el año 1927, basándose en el trabajo de campo realizado en Philadelphia por G. A. Fletcher y el desarrollo de investigaciones realizadas por H. A. Mohr (gerente regional de Gow Company en Nueva Inglaterra, U.S.A.). En 1930 comenzó a reglamentarse el método de ensayo con la realización de mediciones de la resistencia a la penetración de una cuchara partida (de 2 pulgadas) bajo una carrera de 12 pulgadas, empleando una maza de 63,5 kg. que caía desde 76,2 cm. de altura. En su trabajo titulado “Exploration of soil conditions and sampling operations” publicado por la Universidad de Harvard en el año 1937, H. A. Mohr (ref. 22) reporta que el método de exploración del suelo y su muestreo se estableció en febrero de 1929, fecha del primer informe del ensayo de penetración, realizado por la Gow, División de Raymond Concrete Pile. Según Fletcher, en aquel momento la técnica de la perforación, era el principal

obstáculo para la normalización del método. Ni Fletcher ni Mohr dieron muchos detalles del diseño de la cuchara partida de 2” de diámetro externo, pero si lo hizo Hvorslev en 1949 en su reporte clásico sobre exploración y muestreo del subsuelo. En la 7ma. Conferencia de Texas sobre Mecánica de Suelos e ingeniería de las fundaciones, en el cual fue presentado el trabajo titulado “Nuevas tendencias en la exploración del Subsuelo” se citan las primeras referencias concretas sobre el método al que le dieron el nombre de Standard Penetration Test, (“Ensayo Normal de Penetración”).


En el primer libro de texto donde se hace referencia al ensayo descripto es la edición de “Mecánica de Suelos en la Ingeniería Práctica” de Terzaghi y Peck en 1948. Figura 2.1.1: Cuchara partida 2.1.2 Metodología original del ensayo La metodología propuesta por Flechter exhibía las siguientes tareas: Ejecutar una perforación en la zona donde se analizaba el subsuelo, la cual se limpiaba por medio de inyección de agua hasta la profundidad a la que se deseaba extraer la muestra, luego se bajaba la cuchara partida enroscada al extremo de las barras de sondeo. Una vez que la cuchara llegaba al fondo de la perforación, comenzaba el ensayo de penetración propiamente dicho, materializado por medio de un dispositivo que dejaba caer libremente una maza de 140 libras (63,5 kg), figura 2, desde una altura de 30” (762 mm) sobre la cabeza de golpeo de las barras de sondeo para que el sacamuestras penetrara primero 6”(15 cm). A continuación se lo hincaba 12”(30 cm) más. Se anotaba entonces el № de golpes necesarios para cada 6” (15 cm) de carrera.


Las primeras 6” de penetración, se denominaban “hinca de asiento”. El № de golpes necesarios para la hinca de las restantes 12”, se llamó resistencia normal a penetración (N). Una vez finalizada la hinca, se extraía la muestra, abriendo longitudinalmente la cuchara, se la colocaba en un recipiente hermético y se la etiquetaba indicando: Obra, № de sondeo, № de muestra, profundidad y el valor (N). En todo momento las muestras debían estar al resguardo de heladas o el sol hasta su llegada al laboratorio para la determinación de los parámetros correspondientes. Figura 2.1.2: Dispositivo de perforación Figura 2.1.3: Maza 2.1.3 Sobre la alteración de las muestras: El sacamuestras tiene una estrecha relación con la alteración de la muestra durante su extracción. El SPT es un método dinámico de exploración del subsuelo, se hinca un sacamuestras por golpes sucesivos de un martinete, que provocan una gran alteración del subsuelo. Es muy pertinente la expresión de Terzaghi “Sería muy extraño que este brutal tratamiento del subsuelo, no tuviera influencia en la estructura del mismo”


La relación geométrica que mide la alteración de las muestras extraídas es el Indice de Areas (Ar ) del sacamuestras que puede definirse como: De: Diámetro externo del sacamuestras. Di: Diámetro interno del sacamuestras La relación de área de la cuchara partida usada comúnmente en el Ensayo Normal de Penetración es de aproximadamente 112%. Para que una muestra se considere inalterada la relación de áreas descripta debe ser aproximadamente 10% a 15%; para lograrlo, las regulaciones internacionales indican el uso de un sacamuestras de pared delgada, hincado estáticamente. Los tubos tienen una longitud que varía entre 75 y 90 cm. y se bisela el extremo inferior de los mismos. Sin embargo este análisis escapa a los alcances del método SPT y por consiguiente al presente trabajo. 2.1.4 Normalización del método según norma ASTM 1856 La primera descripción de la ASTM sobre el SPT fue publicada en abril de 1958 y se denominó “Método tentativo de ensayo de penetración y toma de muestras del suelo con tubo testigo hendido longitudinalmente”. En 1967 la ASTM lo transformó en método normalizado. La normalización actual D 1586 – 84 (reaprobada 1992) no contiene grandes cambios desde sus ediciones originales. 2.1.5 Elementos y características relevantes del método propuesto por la ASTM 1- Maza de 63,5 kg. 2- Altura de caída: 76 cm 3- Sacamuestras: de diámetro externo = (50 mm ó 2 pulgadas). Figura 2 4- Sacamuestras: de diámetro interno = (35 mm ó 1 3/8 pulgadas).


5- Variante con diámetro interno 38mm y tubo portamuestras (diametro interno final 35mm) 6- Mecanismo de liberación del martinete mediante soga y malacate. 7- Barras de sondeo. 8- Cabeza de golpeo. Figura 2.1.4 Sacamuestras partido ASTM D1586-84 El rechazo se define de acuerdo a las siguientes alternativas: 9- 1) Total de 50 golpes aplicados en cualquiera de las tres carreras de 6” ; 10- 2) Cuando se han acumulado un total de 100 golpes ; 11- 3) Cuando no se observa ningún avance del sacamuestras durante la aplicación de 10 golpes sucesivos del martinete. 2.1.6 Aplicabilidad del método SPT De acuerdo a lo informado sobre trabajos realizados in situ y las investigaciones llevadas a cabo en laboratorio, la aplicabilidad del método SPT en relación con los parámetros del subsuelo se describen en la tabla 1: Parámetros del subsuelo Aplicabilidad del STP Tipo de Suelo

B Perfil estratigráfico B Densidad relativa (Dr) B Angulo de fricción (Ø) C


Parámetros del subsuelo Aplicabilidad del STP Resistencia al corte (UU C Presión neutra (U) N Relación de preconsolidación N Módulos (E y G) N Compresibilidad (mv & cc ) C Consolidación (cv) N Permeabilidad (k) N Curva–(σ-ε) N Resistencia a la liquefacción A Tabla 1: Aplicaciones del STP Las referencias sobre la aplicabilidad son las siguientes: A: Aplicabilidad alta B: Aplicabilidad moderada C: Aplicabilidad limitada N Aplicabilidad nula

2.1.7 Principio y Realización del ensayo De forma resumida, la realización del ensayo es la siguiente (ver esquema en la Figura 1) 1. Se ejecuta un taladro hasta la cota deseada y en el fondo del mismo (una vez limpiado cuidadosamente 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 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 cm (30 pulgadas) en una cabeza de golpeo o yunque, lo que corresponde a un trabajo teórico de 0,5 kJ por golpe.

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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 sobrecompactación en el segundo. Los valores de golpeo de los tramos centrales de 15 cm sumados conducen al parámetro N30spt o Nspt, denominado también resistencia a la penetración estándar. Cuando el terreno es muy resistente se detiene la prueba para determinado número de golpes (rechazo, R), anotando la penetración realizada. Por ejemplo la norma ASTM D1586-84 indica que la prueba se puede dar por finalizada: 1. Cuando se aplican 50 golpes para un tramo de 15 cm. 2. Cuando se aplican 100 golpes en total. 3. Cuando no se observa penetración alguna para 10 golpes1. El tomamuestras permite por otro lado recoger una muestra alterada del suelo que posibilita su identificación. No realmente esta muestra se introduce en un recipiente o bolsa en los que se indican en una etiqueta, además de lo s 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 E l valor de l parámetro Nspt será 7+6 = 13 en el primer caso y 13+21 en el segundo. Asimismo, para este segundo ejemplo se ha llegado al rechazo (50 golpes en un tramo de 15 cm) habiendo penetrado sólo 5 centímetros. Incluso en rocas blandas o meteorizadas 2.1.8 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 1

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


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. 2.1.9 Factores del sistema que afectan el resultado Los principales factores intrínsecos del sistema que afectan el valor Nspt son: 1. Preparación y calidad del sondeo. 2. Longitud del Varillaje 3. Diámetro del sondeo 4. Pandeo del varillaje 5. Dispositivo de golpeo 2.1.9.1 Preparación y calidad del sondeo Una cuidadosa preparación del sondeo es fundamental para garantizar la

representatividad del ensayo En primer lugar, 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 . E l fondo del taladro debe estar limpio de desprendimientos de zonas superiores. Al trabajar por debajo del nivel freático, debe mantenerse una columna de agua dentro de la tubería de revestimiento a fin de evitar sifonamientos. 2.1.9.2 Longitud del varillaje y diámetro del sondeo La longitud del varillaje incide e n el hecho de que el peso del elemento percutido aumenta con la profundidad al añadir varillaje suplementario La relación Masa Percutiente / Masa Percutida disminuye co n la profundidad del ensayo, lo que en un suelo homogéneo debería traducirse en un aumento de parámetro Nspt. La relación de masas es, no obstante, una fuente de un error poco


importante (Cassan, 1982). Se puede evitar este efecto utilizando una corredera de golpeo dispuesta justo por encima del tomamuestras (en el fondo del taladro), dispositivo raramente utilizado en la práctica. Uto y Fujuki (1981) recomiendan la siguiente corrección de los valores Nspt cuando se ensaya a más de 20 metros de profundidad: N = N'- (1,06 - 0,003 l) Donde: N' es el valor obtenido de Nspt, y l la longitud del varillaje en metros. Skempton (1986) propone factores de corrección al valor Nspt medido de acuerdo a la profundidad del ensayo y el diámetro del sondeo: Estas correcciones se refieren principalmente a suelos granulares. En suelos cohesivos la influencia del diámetro del sondeo es despreciable. Longitud del varillaje Factor de corrección > 10 m 1,00 6 a 10 m 0.95 4a6m 0.85 3a4m 0.75 Tabla 2: Corrección de N por la longitud del varillaje

Longitud del varillaje Factor de corrección 65-115 mm 1,00 150 mm 1.05 200 mm 1.15 Tabla 3: Corrección de N por el diámetro del sondeo


2.1.9.3 Dispositivo de Golpeo En primer lugar, existen distintos tipos de martillos como puede a preciarse en la Figura 2.1.5. El tercero de ellos (donut hammer) es el de uso más frecuente en España. Figura 2.1.5: Distintos tipos de martillos

El dispositivo de golpeo afecta de forma rotunda el rendimiento de la energía liberada en el golpe. Existen dos dispositivos de golpeo; • Manual, con cuerdas y poleas (Figura 2.1.6) • Desenganche automático de la maza. En la Figura 2.1.7 pueden apreciarse dos tipos de martillos automáticos mecánicos. Existen otros, como por ejemplo mediante sensores de cercanía electromagnéticos, etc. Las normativas actuales sólo contemplan los dispositivos automáticos, que garantizan evidentemente la repetitividad del golpeo y la altura de caída de la maza. Figura 2.1.6: Dispositivo manual de golpeo Figura 2.1.7: Dispositivos automáticos de golpeo


En el sistema antiguo, manual, la velocidad de impacto está muy influenciada por el número de vueltas de la cuerda en las poleas utilizadas, el estado de la cuerda, su longitud, su grado de humedad y la pericia (y cansancio) del operador. Se ha demostrado (Kovaks et al., 1978, 1979, 1981, 1982) que operando con 2 o con 3 vueltas de cuerda en el cabrestante, la eficiencia del sistema (ERi) pasa del 70% al 60%, terminando en el orden del 40% (ver Figura 8). 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 cabrestante. Figura 2.1.8: Influencia del número de vueltas en la Polea (Kovacs, et al. 1978; Kovac, 1979 en Cestari, 1990

2.1.9.4 Normalización por el Sistema de Hinca Los factores de variabilidad dependientes de los distintos sistemas de hinca, se pueden tener en cuenta: 1. Siguiendo el procedimiento de referencia publicados en el ISSMFE 1988 que definen exactamente las características geométricas de todo el sistema (maza, yunque, varillaje, tomamuestras).


1. Siguiendo el procedimiento de referencia publicados en el ISSMFE 1988 que definen 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 ERi próximo o ligeramente superior al 60% (Cestari, 1990). 2. Midiendo el rendimiento del sistema ERim, se determina el valor de N referido a un rendimiento de referencia del 60%: 2.1.10 Correcciones de Nspt Existen otros factores, independientes del propio sistema, que influencian el valor de Nspt. Este importante tema se trata en los subepígrafes siguientes. 2.1.10.1 Corrección por nivel freático En arenas gruesas o con gravas, la saturación del terreno no afecta los resultados; en arenas finas y limos bajo el nivel freático, Terzaghi y Peck recomiendan corregir el valor obtenido, si N>15, por la relación: que traduce el debilitamiento de la resistencia al corte bajo el efecto de las presiones intersticiales en exceso que se generan en el momento del golpeo. 2.1.10.2 Normalización por la Presión de Confinamiento El valor de N está influenciado por las sobrecargas debidas al peso de las tierras (Gibbs y Holtz, 1957) y se puede normalizar refiriéndolo a un valor unitario de la presión vertical efectiva σ‘v0 = 1 kp/cm2 a fin de comparar ensayos realizados a diferentes profundidades: donde CN es el coeficiente de corrección, función de σ‘v0.


Se han propuesto diferentes expresiones de CN, básicamente similares entre si. Liao y Whitman (1985) 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 proponen una expresión más simple de CN: donde n= 0,5. Jamiolkowski et al. (1985) propusieron un valor de n = 0,56. Figura 2.1.9.- Comparación de distintos factores de corrección CN (Liao y Whitman)


Skempton (1986), a su vez, propone diversas expresiones de CN según el tamaño de las partículas: Tabla 2.1.10 Valores de CN para distintos tipos de suelos (Skempton)

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: 2.1.11 Parámetros geotecnicos: terrenos granulares. Existen numerosas correlaciones empíricas con diversos parámetros geotécnicos. Debe entenderse claramente que estas relaciones son aproximativas y su uso resulta tanto más adecuado cuanto mayor sea la experiencia de quien las utiliza. 2.1.11.1 Densidad Relativa Terzaghi y Peck (1948) publicaron la primera correlación entre Nspt y la Densidad Relativa (DR%), válidas para arenas cuarzosas (ver figura 2.1.9). Se define la

DR% como:


o bien como: donde e es el índice de huecos y γap es la densidad aparente. Figura2.1.10 Relación entre N y DR%. Terzaghi y Peck, 1948

DR% y la clasificación de Terzaghi y Peck En base a los valores de la DR%, Terzaghi y Peck establecieron lo que hoy es un clásico sistema de clasificación de las arenas. Este sistema, modificado por Skempton en 1986 para tener en cuenta las normalizaciones del valor de N (N160) se presentan en la tabla 2.1.10. Figura 2.1.10 Clasificación para Terzaghi y Peck (1948) Modificada por Skempton (1986)

N160 DR% Compacidad 0-3 0-15 Muy suelta 3-8 15-35 Suelta 8-25 35-65 Medianamente densa 25-42 65-85 Densa 42-58 85-100 Muy densa


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 siguiente figura 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. Figura 2.1.11: Ábacos de Gibbs y Holtz (1957 ) comparado con el de Terzaghi y Peck. Elaboración de Coffman (1960)

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):


1. Para valores DR < 70% los valores obtenidos del ábaco resultan superiores a los reales. 2. Para valores bajos de tensión efectiva vertical (< 5 kPa), la DR% que se obtiene resulta demasiado alta. 3. No resulta apropiada para golpeos N<10. Meyerhof (1957) ajustó el ábaco de Gibbs y Holtz mediante la expresión: Otro de los trabajos muy conocidos sobre este tema es el de Bazaraa (1967), cuya expresión es (en Giuliani y Nicoll, 1982) es: siendo, σ‘v0 a b < 15 t/m2 1,00 0,20 > 15 t/m2 3,25 0,05 Giuliani y Nicoll (1982) efectuaron un minucioso análisis estadístico de los métodos de Gibbs y Holtz y los de Bazaraa y propusieron la relación: donde la tensión efectiva vertical está expresada en t/m2.


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 N60. Según este autor, esta relación puede expresarse como: donde la tensión efectiva vertical está expresada en kp/cm2. Esta expresión es análoga a las de Meyerhof y Bazaraa. Los parámetros „a‟ y „b‟ pueden ser considerados constantes en el entorno (Cestari, 1990): 85% > DR > 0,35 2,5 > σ‘v0 > 0,5 kp/cm2 En definitiva, podemos decir que una arena puede estar caracterizada por medio de los parámetros N160 y N160/DR2. DR%, Consideraciones Finales 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 (1973). Las mayores divergencias se observan para valores elevados de DR (Marcuson, 1978). La técnica del ensayo, así como la granulometría, composición y angulosidad de las partículas son factores que juegan un papel importante.

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2.1.11.2 Ángulo de Rozamiento Interno Los datos que se obtienen del ensayo SPT permiten estimar el ángulo de rozamiento interno Ø de los materiales granulares, bien indirectamente, deducido de los valores estimado de la DR, bien directamente a partir del valor Nspt (tendencia actual). Algunas de estas relaciones se indican a continuación. Ángulo de Rozamiento Interno En la Figura 2.1.12 se presentan conjuntamente los ábacos propuestos por Meyerhof (1956) y Peck et al. (1974). Figura 2.1.12: Estimación de Meyerhof (1956) y Peck et al.(1974) Tornaghi 1981


Las expresiones propuestas por Meyerhof (1956) son la siguientes: ∅ = 25 + 0,15 DR% (> 5% arena fina y limo) ∅ = 30 + 0,15 DR% (< 5% arena fina y limo) Existen otras numerosísimas propuestas para estimar ∅. Las dispersiones entre las distintas propuestas son notables. De entre ellas mencionaremos la de Muromachi (1974): ∅ = 20 + 3,5 * N1/2 Mediante métodos estadísticos Giuliani y Nicoll propusieron: tg(∅) = 0,575 +0,361 DR0,866 relación no válida para arenas finas limosas saturadas con bajos valores de N. En la Figura 2.1.13 se presenta la correlación de ∅´ de De Mello (1971). Para valores bajos de σv0 (<10 kPa), ∅ resulta sobrevalorado; también para valores de ∅ > 38º (Cestari, 1990). En depósitos arenosos finos con limo se ha demostrado que los valores de la DR y φ estimados a partir del valor de N, resultan claramente subestimados. Un ejemplo de ello en España lo constituyen las arenas finas del puerto de Motril (Olalla et al., 1988). Figura 2.1.13: Estimación de fi en función de Nspt y tensión efectiva vertical (De Mello, 1971)


Deformabilidad En los terrenos granulares, la determinación de los parámetros de deformación (así como la de los parámetros resistentes) representa un problema complejo en el que intervienen numerosas variables tales como la granulometría, composición mineralógica, estructura, cementación, historia tensional del depósito. Existen numerosas correlaciones entre el valor de Nspt o el ensayo de penetración estática (t) con otro tipo de ensayos de campo o laboratorio (o a partir de datos a escala real) que permiten deducir reglas empíricas o semiempíricas a partir de las cuales se puede estimar los parámetros de deformabilidad. 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 se presentan el la Figura 2.1.14. Se observa la gran dispersión de los valores. De estas correlaciones, sólo la de Schultze y Meltzer (1965) tienen en cuenta la presión de confinamiento. Natarajan y Tolia (1977) efectúan también una revisión de publicaciones, concluyendo que la DR y σv0 deben también tomarse en consideración. Las relaciones entre N spt y Es, pueden expresarse de forma general mediante la relación empírica: En la figura 2.1. (Denver, 1982) se presentan de esta forma las relaciones de varios autores. Los valores de D'Appolonia son considerados demasiado conservadores. En este mismo trabajo, Denver propone la relación:

Page 35 Mecánica de Suelos y Rocas Ensayos in Situ Página 35 de 194 Figura 2.1.14: Relación entre el Módulo Confinado y Nspt (Mitchell y Gardner, 1975). Figura 2.1.15: Valores de S1 y S2 según distintos autores. Denver, 1982

2.1.11.3 Estimación del Potencial de Licuefacción Si bien el ensayo T permite obtener una información más precisa, el ensayo SPT resulta también 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 Cr (Cyclic stress ratio) fue definido por Seed (1976). Los trabajos más utilizados para predecir el comportamiento frente a un sismo son los de Seed et al. (1985) y Tokimatsu (1988). En la Figura 2.1.16 y la Figura 2.1.17 (Cestari, 1990), las líneas de los gráficos indican el límite entre terrenos licuables y no licuables. Figura 2.1.16: Relación entre el valor spt normalizado (N1)60 y el potencial de licuefacción para arenas con diferentes porcentajes de finos (Seed et al., 1985 Tokimatsu, 1988) en Cestari (19


Figura 2.1.17: Relación entre el valor Nspt normalizado (N1)60 y el potencial de licuefacción para arenas con para distintas magnitudes de sismos (Tokimatsu, 1988 en Cestari , 1990).

2.1.12 Parámetros geotecnicos: terrenos cohesivos En los terrenos cohesivos, las correlaciones basadas sobre los resultados del ensayo spt sólo deben considerarse orientativas. En las figuras 2.1.18 y 2.1.19 se presentan relaciones entre Nspt y la resistencia a la compresión simple. La estimación de parámetros de deformabilidad en suelos arcillosos en base al golpeo Nspt sólo es factible sobre la base de experiencia local y en depósitos geotécnicamente bien caracterizados. 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.


Figura 2.1.18: Propiedades de suelos arcillosos. Hunt, 1984, en IGME, 1987 Figura 2.1.19: Valores de la resistencia a compresión simple a partir de Nspt para suelos cohesivos de distinta plasticidad. NAVFAC, 1971 en IGME, 1987

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

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2.2 ENSAYO DE PENETRACIÓN ESTÁTICA Y PIEZOCONO 2.2.1 Descripción del ensayo Estos ensayos se realizan hincando a presión en el suelo una punta cónica en el terreno a velocidad reducida y constante y medir el esfuerzo necesario para la penetración del cono, denominado qc, de modo que el registro de datos se produzca de manera continua. El empuje se aplica mediante un dispositivo hidráulico que requiere una reacción: bien el propio peso del vehículo sobre el que va montado, bien anclajes en el terreno. En los conos de tipo móvil, se mide además el rozamiento lateral local, denominado fs, en un manguito especial, colocado encima de la base del cono (Figura 2.2.1). Figura 2.2.1: Cono TU y sus lecturas


Las modalidades más extendidas en España, y en toda Europa, son el llamado «cono holandés » (o T, Cone Penetration Test), normalizado por UNE 103804, y el piezocono (TU). Este último es una variante que incluye un sensor para la evaluación de la presión intersticial generada durante la hinca, así como la evolución de su disipación cuando ésta se detiene, lo que permite caracterizar la capacidad drenante del terreno. El cono se muestra en la figura 2.2.2. En el ensayo del «cono holandés» la punta, de 10 cm2 de sección y 60º de ángulo de apertura en el vértice (30º de semiángulo cónico), se hinca a una velocidad de 2 cm/s (± 0,5 cm/s), a través del varillaje al que va unido. Los equipos actuales permiten que la penetración no se interrumpa, con lectura continua de la resistencia por punta y fuste, además de la determinación de la presión intersticial en el caso del piezocono. Los equipos más antiguos requieren que se interrumpa el ensayo para distinguir la resistencia por punta, qC, y el rozamiento en el fuste, fS. El resultado del ensayo permite conocer la resistencia al corte sin drenaje de arcillas blandas. Suele emplearse la siguiente expresión: Donde: Su = Resistencia al corte sin drenaje del terreno atravesado. NK = Factor adimensional de proporcionalidad. qc = Resistencia unitaria por la punta al avance del cono (descontado el rozamiento en el fuste) σV = Presión vertical total al nivel del ensayo. El coeficiente NK depende del tipo de terreno, de la profundidad y de otros factores no bien determinados aún. Es habitual adoptar un valor NK = 15, aunque en realidad dicho valor puede variar entre 5 y 20, por lo que resulta recomendable acudir a correlaciones con suelos locales suficientemente contrastadas, o a otras documentadas en publicaciones técnicas.


Las ventajas del ensayo son que resulta rápido y proporciona datos

prácticamente continuos con la profundidad, con escasa alteración del terreno y que permite incluso obtener información acerca de la permeabilidad y capacidad drenante, si se emplea el piezocono. No obstante, su empleo puede estar limitado a terrenos que oponen poca resistencia a la penetración, capaces de proporcionar la reacción mediante anclajes. A partir de estos parámetros primarios se definen otros secundarios. Todos o algunos de ellos se grafican en función de la profundidad. Los resultados numéricos son analizados por programas de interpretación y permiten clasificar y caracterizar geotécnicamente el suelo atravesado. En los suelos saturados, la penetración del cono provoca el cizallamiento que se acompaña de una variación u de la presión intersticial u > 0 en suelos contractantes. u < 0 en suelos dilatantes. Si la penetración es detenida, la presión intersticial tiende a disiparse, más o menos rápidamente según el tipo de suelo, hasta alcanzar la presión hidrostática de equilibrio, obteniendo así información de la permeabilidad y de las características de consolidación. 2.2.2 Descripción de los equipos El equipo está constituido por los siguientes elementos: - 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 (sobre orugas para facilitar el y la movilidad en terrenos difíciles). La velocidad de penetración está estandarizada en 2 cm/s. No se debe avanzar a “golpes” o rotando.


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 2.2.2 la Figura 2.2.3 se presentan el exterior e interior de un típico camión T de 20 t de reacción. Figura 2.2.2: Típico camión T de 20 t. Exterior Figura 2.2.3: Interior: cilindros de hinca y sistema de toma de datos al fondo

En la Figura 2.2.4 se observa un camión mixto con maquinaria de sondeo y cilindros independientes de hinca T.


Figura 2.2.4: Típico camión mixto T/sondeos. Reacción: 18 t.

- Unidad de anclaje y preperforado de inicio del ensayo: Es una unidad muy versátil y de fácil manejo que permite perforar unos taladros

en el terreno e introducir unas barras de anclaje en 4 puntos y atadas en cabeza para fijar la unidad penetrómetro al terreno y proporcionar las fuerzas de reacción necesarias para el ensayo. Constituye una unidad auxiliar montada sobre el penetrómetro. - Punta o Sonda T/TU: La instalación de un captor adicional de la presión intersticial constituye el equipo denominado piezocono (TU) 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 2.2.5 se presentaba un esquema de una punta TU con su terminología.


Figura 2.2.5 Esquema de punta eléctrica y su terminología Con respecto a su geometría, la sonda dispone de una punta cónica de 10 y 15 cm2 de sección con un ángulo de apertura 60º y de una extensión cilíndrica con un diámetro exterior de 35,7 mm. Por encima de la punta cónica se ubica el manguito (friction sleeve) destinado a medir el rozamiento lateral específico fS. Su superficie estándar es de 150 cm2. Características del filtro poroso y su ubicación en la punta El elemento poroso o filtro permite poner en o el agua del suelo con el captor de presión intersticial. El elemento poroso debe reunir las siguientes características (Smits, 1982):


▪ Rigidez, a fin de que las presiones de agua medidas no están influenciadas por la compresión del filtro. ▪ Alta permeabilidad y elevada relación área/espesor anular, (conjuntamente con un fluido de saturación de baja viscosidad y baja compresibilidad). Claramente, no todos estos requisitos pueden ser cumplidos a la vez. Se debe alcanzar un compromiso entre una alta permeabilidad para lograr una rápida respuesta del captor de presión y una baja permeabilidad para evitar la entrada del aire (pérdida de saturación). El filtro debe ser además resistente a la abrasión. Se utilizan normalmente distintos tipos de materiales para la fabricación de filtros: cerámicos, bronce sintético, carborundum, arena cuarzosa cementada, teflón, polipropileno, aerolith-10, etc. No existe aún un estándar para la localización del filtro poroso en el cono. En la práctica, se utilizan dos posiciones básicas del filtro, sobre la cara del cono o sobre la base del cono. Estas posiciones se denominan en la literatura actual como Tipo 1 (U1) y Tipo 2 (U2), respectivamente (Figura 2.2.5). La localización del filtro debe seleccionarse de acuerdo al tipo de suelo y objetivos del estudio (Hekma, 1991).


- Conos: Existen dos tipos principales de puntas: Mecánicas Eléctricas Las primeras puntas mecánicas permitían medir sólo la resistencia de punta qc (Barentsen, 1936) y se denominan tradicionalmente como “cono holandés” (mantle cone o Dutch mantle cone, (Figura 2.2.6). Posteriormente (Begemann, 1953), diseñó un dispositivo que permite medir por separado qc y fs (friction sleeve cone), (Figura 2.2.7). 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. Figura 2.2.6 Cono holandés Figura 2.2.7 Cono con medida de (Dutch Mantle Cone) rozamiento lateral o Begemann Las puntas eléctricas se introdujeron en 1948 (Geuze, 1953), aunque su uso generalizado comenzó a partir de la década de los „60s. Estas puntas permiten medir qc y fs por medio de captores de presión montados en el interior del cono.La información recogida se transmite a superficie por medio de un cable que pasa por el interior de las varillas de hinca. Figura 2.2.8 Cono T 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. - Unidad de adquisición de datos y software de control para cono TU: Los sistemas eléctricos están equipados con modernos sistemas de adquisición de datos que permiten registrar en tiempo real los parámetros medidos con el ensayo. Brevemente, al realizar el ensayo las células de carga incluidas en el interior de la punta envían señales analógicas, que tras ser amplificadas, son convertidas en señales digitales por medio de un convertidor A/D. Las señales digitales son interpretadas por un ordenador en superficie, restituyendo en forma gráfica y/o numérica los valores de qc, fs y u, etc., en tiempo real (Figura 2.2.3). Existen en el mercado otros dos sistemas, actualmente perfeccionados, que no utilizan un cable para la transmisión de los datos: - Transmisión por señal acústica. - Almacenado de datos en el interior del cono hasta el final de la prueba (memocone). Los intervalos de lectura son de 20 cm para las puntas mecánicas y de 5, 2 o 1 cm para las eléctricas. De hecho, un intervalo de 5 cm es más

que aceptable para las lecturas de qc y fs. El intervalo de lectura deseable para el valor de u es el de la altura del filtro (0,5 cm). Esto, no obstante, es en la práctica muy difícil de llevar a cabo. - Cono Sísmico y unidad de generación de ondas P y S: Como complemento se incorpora a los ensayos T, una unidad adicional sobre la misma sonda de TU, el cono sísmico permite el estudio de la propagación ondas en el terreno y el registro de sus tiempos de tránsito desde una fuente sísmica situada en superficie. - Unidad de adquisición de datos sísmicos: Interfase de conexión de la sonda sísmica al ordenador de campo para el registro de datos del ensayo.


- Paquete de programas de control y explotación de datos sísmicos: Comprende el Conjunto de programas dedicados a la adquisición de datos y al análisis y presentación de resultados y esta compuesto por: ▪ Programa ST-Log, que permite definir los parámetros de adquisición y el cálculo y presentación de los tiempos de llegada. ▪ Programa ST-Análisis para el proceso de los datos recogidos y el calculó y presentación de velocidades de onda S en los distintos niveles del sondeo. Los ensayos eléctricos visualizan en pantalla en tiempo real todas las variables medidas y sus combinaciones, además de la inclinación del ensayo. Los datos pueden ser interpretados e impresos en el campo. Existen conos especiales para aplicaciones tanto geotécnicas como geoambientales, tales como el cono sísmico que permite realizar ensayos down hole (STU), conos que permiten medir la resistividad (RTU), humedad, vibraciones, georadar, etc. 2.2.2.1 CALIBRACION DE LOS EQUIPOS Todos los componentes electrónicos (punta, cables, conexiones, central de toma de datos) necesitan un correcto mantenimiento y han de ser recalibrados periódicamente. En Holanda, por ejemplo, es obligatoria la recalibración de los equipos cada 3 meses, aunque debe tenerse en cuenta que en este país se trata de un ensayo rutinario. En todo caso, recalibrar los equipos cada 2.500 m de penetración resulta lo más apropiado. 2.2.3 Ejecucion del Ensayo Antes de ejecutar una campaña de ensayos, los componentes deben estar correctamente inspeccionados, limpios y calibrados. La ejecución de un ensayo T/TU consta de una serie de pasos que deben ser cuidadosamente observados.


1- Realizar un sondeo previo o sondeo de avance hasta el Nivel Freático (TU). 2- Instalar el equipo de empuje verticalmente.

3- Saturar correctamente el filtro poroso y la punta en su conjunto (TU). 4- Verificar todas y cada una de las conexiones eléctricas del sistema. 5- Introducción de la punta + varillaje en el interior del sondeo de avance, evitando la aireación del sistema. 6- Esperar unos minutos antes de comenzar la penetración a fin de igualar lo más posible (±5ºC) la temperatura del suelo y la punta. 7- Verificar los ceros iniciales (voltaje a carga 0). 8- Penetrar en el suelo a una velocidad constante de 20 (±5) mm/seg. 9- Registrar los parámetros medidos (qc, fs, u) con una tolerancia en la medida de la profundidad de 0,1 m. 10- Al finalizar el ensayo y retirar el varillaje obtener nuevamente el cero inicial (una vez desensamblada la punta) y descartar si no cumple con la precisión adecuada. Existen pocas diferencias en los procedimientos de realización del ensayo TU con respecto al ensayo T, excepto aquellas relacionadas con la saturación del elemento poroso y las pausas para realizar los ensayos de disipación de las presiones intersticiales.

Page 50 Mecánica de Suelos y Rocas Ensayos in Situ Página 50 de 194 - 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 Camla, 1988 y Parez y Fauriel, 1988: 1- Desaireación del filtro poroso en laboratorio con bomba de vacío en un fluido saturante adecuado (aceite de glicerina es el más utilizado). 2- Una vez en el campo, eliminar las burbujas de aire de las cavidades y conductos del cono con la ayuda de una jeringuilla. 3- Ensamblaje del cono y filtro dentro de un recipiente con agua, preferiblemente desaireada. 4- Desaireación del conjunto, ya montado, con bomba de vacío (este paso, propuesto por Parez y Fauriel, 1988), no es imprescindible pero si asegura al 100% la correcta saturación del sistema (Figura 2.2.9). 5- Protección de la punta ensamblada y saturada con un capuchón de caucho hasta que entra en o con el agua del terreno.

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Figura 2.2.9 Saturación sistema Parez y Fauriel, 1988 - 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). 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 2.2.10).


Figura 2.2.10 Ejemplo de un ensayo de disipación La disipación de la presión de poro en exceso generada por la penetración depende del coeficiente de consolidación horizontal Ch del suelo que a su vez es función de la compresibilidad y permeabilidad horizontal Kh del terreno. 2.2.4 Factores que Afectan las Medidas y Procesado de Datos Existen distintos factores, propios o ajenos al sistema, que afectan las lecturas. Al utilizar conos eléctricos, los datos de voltaje de salida deben ser corregidos a fin de obtener los parámetros básicos obtenidos con este ensayo (no se incluyen aquí los captores considerados como opcionales): Resistencia por punta corregida qT Resistencia por fuste corregida fT. Presión intersticial u


- Efectos de la presión de poros sobre las áreas desiguales de la punta Durante la penetración bajo el nivel freático, la presión intersticial actúa en la superficie de la punta y también en los extremos del manguito. Esto hace que la resistencia a la punta qc (y el rozamiento lateral del manguito fs) medidos, no representen exactamente la resistencia total del suelo. El valor leído de qc se debe corregir mediante la siguiente expresión: Donde: Ac = Área exterior An = Área interior U = Presión de poro generada sobre la punta del cono An/Ac= a= relación de áreas (punta)

Figura 2.2.11 Efecto de las áreas desiguales sobre la punta Esta relación, propuesta por Baligh et al. (1981) y Camla et al. (1982), resulta importante, sobre todo en arcillas donde qc suele ser baja y u relativamente fuerte. Una corrección similar sería necesaria para el valor fs medido (obteniendo fT), sin embargo sería necesario conocer la presión u en los dos extremos del manguito. A fin de evitar esta corrección, actualmente los conos están diseñados con áreas iguales.


- 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 (Camla 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; Camla et al., 1982). Numerosos estudios comparativos sobre este tema han sido llevados a cabo. Robertson y Camla han encontrado que para arcillas y limos normalmente consolidados, las presiones medidas en la cara del cono (U1 según la nomenclatura actual) son unas 3 veces superior a la presión de equilibrio (U0) y un 20% mayores que las medidas inmediatamente sobre el cono (U2): A medida que la sobreconsolidación aumenta, la presión medida en la cara del cono aumenta: 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: siendo 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.


- 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 ite 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 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. 2.2.5 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: limos y arenas de derrame, etc. (Devincenzi et al., 2003). 1. Plasticidad clásica: Teoría de la Capacidad Portante 2. Teoría de la Expansión de una cavidad (cilindrica o esférica) 3. Deformación en régimen de flujo estacionario 4. Análisis de Elementos Finitos 5. Ensayos en Cámaras de Calibración (principalmente para arenas) 6. Otras aproximaciones teóricas Todas las teorías se pueden expresar mediante formulaciones del tipo: donde, Nc = factor de cono para arcillas Nq = factor de cono para arenas Su = resistencia al corte sin drenar σ0 = tensión total in situ σ’v0 = tensión efectiva vertical in situ


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El factor de cono Nc es una función de la geometría de la zona de rotura y el factor Nq depende del ángulo de rozamiento interno de la arena, del ángulo de rozamiento de la interfase cono/arena y de la geometría del cono. 2.2.6 Presentacion de Resultados Para la interpretación de los resultados, los siguientes parámetros básicos son necesarios: Presión intersticial inicial uh -

Tensión efectiva vertical in situ σ´v0 Diferentes relaciones entre estos parámetros básicos dan lugar a parámetros secundarios, utilizados para la interpretación de los resultados. Para una interpretación preliminar, los siguientes son muy a menudo utilizados: Los resultados de los ensayos T/TU 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. 2.2.7 Aplicaciones del Ensayo T/TU • Suelos Granulares - Densidad Relativa DR% - Angulo de rozamiento interno - Módulos de deformación: E, M, Gmax


• Suelos Cohesivos - Resistencia al corte sin drenar Su - Sentividad St - Historia tensional OCR - Módulos de deformación: E, M, Gmax • Disipación De Las Presiones intersticiales - Coeficiente de consolidación ch - Permeabilidad horizontal kh - Presión de poro de equilibrio - Gradientes hidráulicos • Otros Parámetros Geotécnicos - Potencial de liquefacción - Correlación valor Nspt • Aplicaciones Directas - Estratigrafía - Cálculo de capacidad portante de cimentaciones superficiales y profundas. - Cálculo de asientos. - Cálculo de consolidación - Control de tratamientos del terreno • Aplicaciones Geoambientales - Resistividad - Bioprobe: pH, ORP, Tº

- Detección de Hidrocarburos por fluorescencia inducida - Humedad


2.2.7.1 Descripción de las principales Aplicaciones del Ensayo 1. Estratigrafía ➢ Perfil Estratigráfico Siempre que el tipo de suelo permita la aplicación de este ensayo, no existe mejor herramienta de investigación geotécnica para la definición del perfil estratigráfico, a lo cual se suma la evaluación de los parámetros geomecánicos. El análisis de las curvas de qc, fs, u, FR% y Bq en función de la profundidad constituyen una potente herramienta para analizar el perfil estratigráfico del sitio ensayado. El valor de qc es una medida de la resistencia del suelo a la vez que fs es, entre otras cosas, una medida de la presión horizontal que se desarrolla durante la penetración y está afectada por el tipo de suelo y por su grado de sobreconsolidación (OCR). Las transiciones entre distintos tipos de suelo se manifiestan así por un cambio en la relación FR%. La presión u registrada en el ensayo es representativa del nivel en que se mide, pudiendo registrar la presencia de capas muy delgadas (< 5 cm). Se debe tener presente, no obstante que el OCR también influye en el valor de U alcanzado, como se verá más adelante. En arenas densas, donde los valores de qc son elevados y los de u muy bajos o nulos (incluso negativos), parámetro Bq es prácticamente nulo. A la inversa, en arcillas blandas, qc suele ser en general baja y los valores de u elevados por lo que Bq pueden adoptar valores de 0,4 a 0,8, o incluso más si la arcilla es muy blanda. En términos generales, las propiedades del suelo que afectan los resultados de los ensayos T/TU pueden resumirse como sigue (Larsson, 1995)


• Resistencia a la penetración qc ➢ A granulometría más gruesa, mayor valor de qc. ➢ A mayor tensión efectiva horizontal (σh0), mayor valor de qc. ➢ A mayor compactación o densidad, mayor valor de qc. ➢ A mayor OCR, mayor valor de qc. • Resistencia por fuste fs ➢ A granulometría más gruesa, menor valor de fs. ➢ A mayor sensitividad St, menor valor de fs. ➢ A mayor OCR en suelos cohesivos, mayor valor de fs. • Presión intersticial u ➢ A granulometría más fina, mayor valor de u y viceversa.

➢ A granulometría más fina, mayor tiempo requerido en los ensayos de disipación. ➢ A mayor resistencia al corte sin drenar Su , mayor valor de u. ➢ A mayor OCR, menor valor de u (aplicado principalmente a la posición U2). ➢ A mayor OCR, mayor diferencia de los valores de U1 y U2. ➢ A mayor sensitividad St, mayor valor de u. En la Tabla 2.2.1 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 2.2.12, realizado en la ciudad de Murcia, de la siguiente forma:


1. Primer nivel de arcillas hasta los 11,5 m aproximadamente, caracterizado por bajos valores de qc y elevados valores de FR% (superiores a 5). Los valores de u dinámica, sin embargo, son similares a la presión hidrostática. Este hecho es debido a que se trata de una arcilla sobreconsolidada (y por lo tanto, fisurada) debido a la explotación del acuífero de las arenas inferiores. 2. Nivel de arenas entre los 11,5 m y los 18 m de profundidad, caracterizado por elevados valores de qc y bajos valores de FR%. Los valores de u dinámica son inferiores al valor piezométrico (∆u negativo). Con mayor detalle se puede distinguir una subcapa superior con intercalaciones limosas. 3. Nivel inferior de arcillas normalmente consolidadas caracterizadas por un bajo valor de qc y un elevado valor de u y FR%. Obsérvese como se detecta una delgada capa arenosa de menos de medio metro de espesor hacia los 27 m de profundidad, el valor de qc aumenta y disminuye drásticamente el valor de u y FR%. Una gran ventaja del piezocono es que puede medir la presión en exceso en el entorno inmediato del cono y por lo tanto identificar con mayor exactitud la presencia de intercalaciones arenosas y/o acuíferos confinados, hecho muy importante para valorar las características de drenaje. La identificación de estas capas granulares intercaladas en una masa de suelo cohesivo es sumamente importante a la hora de valorar los tiempos de consolidación del suelo. De hecho, se pueden evitar tratamientos de mejora de suelos o de aceleración de la consolidación (o al menos disminuir la intensidad de su aplicación) con el consiguiente ahorro económico para la Propiedad, que no sería posible con una recomendaciones geotécnicas responsables, más que habiendo detectado capas drenantes de entidad suficiente gracias al T/TU.


Tabla 2.2.1 Bases para la interpretación estratigráfica del ensayo T y TU

Figura 2.2.12 Ejemplo de TU en la ciudad de Murcia


➢ Clasificación del Suelo El ensayo de penetración estática es una herramienta muy útil de cara a la clasificación del suelo. Tradicionalmente las variables que se manejaban para determinar el tipo de suelo ensayado han sido qc y FR%, posteriormente se comenzó a hacer uso de la presión intersticial u. Unas de las primeras clasificaciones para puntas mecánicas propuestas fue la de Begemann (1965). Otras clasificaciones para este tipo de puntas fueron desarrolladas por Schmertman (1969) y Searle (1979). Se han publicado también numerosos gráficos para las puntas eléctricas utilizando qc y FR%, entre ellas las de Douglas y Olsen (1981), Robertson y Camla (1983), Douglas (1984), Olsen (1984), Robertson (1985), Olsen y Farr (1986), Olsen y Malone (1988), Robertson (1990), Olsen (1994), Olsen y Mitchell(1995). Se debe tener en cuenta, no obstante, que el valor de fs medido es menos preciso que el de qc. Por estas razones, numerosos autores han confeccionado ábacos de clasificación basados en qc (o qT) vs. U (o algún parámetro secundario en el que la presión intersticial interviene, principalmente Bq). Entre estas clasificaciones se encuentran las de Baligh et al. (1980), Jones y Rust (1982), Senneset y Jambu (1984), Robertson y Camla (1986), Larsson y Mulabdic (1991). Camla y Robertson (1988) Robertson et al. (1986) o Robertson (1990) han propuesto utilizar las tres variables disponibles con este ensayo: qc, u y fs en la forma de qT, Bq y FR%. Los ábacos de clasificación resultan una aproximación a utilizar como guía, preferiblemente contrastadas con correlaciones locales. Factores tales como historia tensional, sensitividad, compacidad, índice de huecos, compresibilidad, etc., influirán las clasificaciones basadas tanto en FR% como en Bq (Camla et al., 1988).


Ocasionalmente un suelo puede caer en campos distintos en ambos ábacos en cuyo caso los ensayos de disipación constituyen un criterio adicional importante para juzgar el tipo de suelo. Por otro lado, la tensión efectiva influye también en las medidas de qc y fs, que tienden a aumentar con la profundidad. Los ábacos de clasificación están basados predominantemente en ensayos de hasta 30 metros de profundidad. Es importante notar que los ábacos no se refieren al tamaño real de las partículas, sino más bien al tipo de comportamiento del suelo en cuanto a sus condiciones de drenaje, es decir, desde un punto de vista geotécnico, y deben ir acompañadas de correlaciones locales basadas en sondeos, ya que puede ser fácil equivocarse en la interpretación, confundiendo una arcilla altamente sobreconsolidada con una arena limosa normalmente

consolidada basándose solamente en el análisis de la carta qT f(Bq). El principal propósito del ensayo T 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 2.2.14 se presenta un ejemplo de un modelo 3D de la distribución espacial de qc correspondiente a sedimentos deltaicos del Río Llobregat donde se pueden distinguir cinco unidades geológicas principales.


El ejemplo corresponde a la zona donde se ubica la nueva E.D.A.R. de Barcelona, con un área de 95 km2, aproximadamente. Desde un punto de vista sedimentológico (Figura 2.2.15), 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). ZONE SOIL BEHAVIOUR TYPE: 1 Sensitive fine granied 5 Clayey silt to silty clay 9 Sand 2 Organic material 6 Sandy silt to clayey silt 10 Gravelly sand to sand 3 Clay 7 Sandy sand to sandy silt 11 Very stiff fine grained 4 Silty clay to clay

8 Sandy to silty sand 12 Sand to clayed sand

Figura 2.2.13 Clasificación de suelos según Robertson (1990)


Figura 2.2.14 Modelo 3D de la distribución espacial de qc. Delta de Llobregat, Barcelona. Colàs, 2003; Devincenzi et al., 2003. Figura 2.2.15 Análisis sedimentario, facies de Prodelta, Frente Deltalico y Plana Deltaica. Delta de Llobregat, Barcelona. Colàs, 2003; Devincenzi et al. 2003


2. 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 qc. La Figura 2.2.16 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: donde qc y σ´v0 se expresan en t/m2. Figura 2.2.16 Influencia de la compresibilidad en la Densidad Relativa para arenas normalmente consolidadas cuarzosas. Jamiolkowski et al., 1985


Figura 2.2.17 Relación entre el factor de capacidad portante y el ángulo de rozamiento a partir de ensayos en cámara de calibrado (Robertson y Camla, 1983)


Figura 2.2.18 Relación entre qc y el ángulo de rozamiento pico para arenas cuarzosas no cementadas. Robertson y Cama (1983)

➢ Evaluación del Ángulo de Rozamiento Existen numerosas teorías empíricas o semiempíricas que correlacionan la resistencia al corte drenada a partir del ensayo T o TU. Dos de las teorías utilizadas se basan en:


Como ha notado Vesic (1963) no existe una relación única entre la resistencia a la penetración estática y el ángulo de rozamiento ya que qc en terrenos no cohesivos depende de: ➢ La resistencia al corte ➢ La deformabilidad. Numerosas pruebas llevadas a cabo en cámaras de calibración han confirmado la imposibilidad de encontrar una relación φ' - qc simple y general. La Figura 2.2.17 muestra la Relación entre el factor de capacidad portante y el ángulo de rozamiento a partir de ensayos en cámara de calibrado (Robertson y Camla, 1983). Robertson et al. (1988) recomiendan que para las arenas, el ángulo de rozamiento pico puede estimarse en base a la Figura 2.2.18, 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): 3. Evaluación de los parámetros de deformabilidad Como se ha mencionado, el valor de qc en suelos granulares es una función compleja de los parámetros resistentes y de deformabilidad y por lo tanto no es posible una solución analítica que relacione estas variables.


Existen, no obstante numerosas correlaciones empíricas entre el módulo de deformación y qc. ➢ Módulo Confinado M La mayoría de las correlaciones se refieren al módulo tangente, como el determinado en ensayos edométricos, donde un incremento de presión ∆P resulta en un cambio relativo de volumen ∆V/V. donde mv es el módulo de compresibilidad volumétrico. Mitchel y Gardner (1975) han hecho una revisión de las correlaciones existentes para arenas. Las correlaciones toman generalmente la forma: El coeficiente α varía en el rango de 1,5 a 4 para arenas NC y de 8 a 15 para arenas OC. En sedimentos deltaicos predominantemente granulares con intercalaciones cohesivas del delta del río Guadarranque (Cádiz), Gómez y Devincenzi (1995), han determinado α = 2,36. En base a un exhaustivo análisis retrospectivo, para sedimentos aluviales sudafricanos, Jones y Roust (1995) han encontrado α = 2,75. En todo caso, se trata de una aproximación extremadamente simplista ya que αm sería en todo caso una función compleja de OCR, σ’v0 y la DR%, entre otros factores. Vésic (1970), por ejemplo, ha propuesto: El valor de la constante αm debe elegirse con gran precaución y sólo resulta válido para correlaciones locales.


➢ Módulo de Young E Bellotti (1989) y Berardi et al. (1991) recomiendan la Figura 2.2.19 para la evaluación de E. Figura 2.2.19 Estimación de E a partir de qc (Bellotti, 1989; Berardi et al., 1991)


➢ Módulo de deformación tangencial Gmax Investigaciones similares de laboratorio se han llevado a cabo para relacionar qc y Gmax (Seed e Idris, 1970; Handin y Drnevich, 1972). Rix y Strokoe (1992) propusieron la correlación que se presenta en la Figura 2.2.20 Figura 2.2.20 Estimación de Go. Rix y Stokoe, 1992.

Jamiolkowski (1988) propuso una relación entre Gmax, qc, DR% y el esfuerzo vertical efectivo medio (σ’m): donde pa = 98,1 kPa y DR es una fracción de la unidad (no expresado en porcentaje).


4. Historia Tensional: OCR De la medida de la penetración drenada en arenas sólo pueden obtenerse aproximaciones muy groseras sobre el grado de sobreconsolidación (OCR Over Consolidation Ratio) del depósito. Por ejemplo si se estiman D.R.% >> 100%, esto es un indicio de altas tensiones efectivas horizontales (indicativo de un alto OCR o cementación). De todas formas es en la práctica imposible distinguir entre una arena NC densa de una arena OC suelta. La medida de u tampoco aporta información en este sentido ya que la elevada permeabilidad de las arenas hace que se disipe casi tan rápido como se produce, resultando en lecturas cercanas a la presión hidrostática de equilibrio. 5. Resistencia a la Licuefacción de las arenas Véase también el apartado 2.1.11.3. El ensayo T permite obtener una información precisa y útil para estimar el potencial de licuefacción de depósitos arenosos, siempre que los datos obtenidos sean lo suficientemente representativos de la variabilidad de las facies granulométricas. Los valores deben estar debidamente normalizados. La licuefacción de un suelo granular saturado sobreviene como resultado de un rápido incremento de la presión intersticial, derivado de la acción de un esfuerzo cíclico de las ondas sísmicas. La presión del fluido que ocupa los poros puede alcanzar un valor tal que anule la presión efectiva del suelo, que pasa a comportarse como un fluido. El potencial de licuefacción depende de la relación entre el esfuerzo de corte cíclico medio que actúa

sobre planos horizontales del suelo durante la carga sísmica y los esfuerzos efectivos verticales que actúan sobre el suelo antes de dicha carga.


El índice utilizado para determinar la resistencia a la licuefacción de un terreno CSR (Cyclic Stress Ratio) fue definido por Seed e Idriss (1971). donde amax es la aceleración máxima en la superficie del terreno y rd es un factor de reducción que da cuenta de la flexibilidad del perfil del terreno. Para proyectos no críticos se pueden utilizar las ecuaciones propuestas por Liao y Whitman (1986) para estimar el valor de rd: para z ≤ 9,15 m para 9,15 m ≤ z ≤ 23 m Robertson y Camla (1983) propusieron estimar el CCR para arenas limpias a arenas limosas en base al T utilizando la resistencia a la penetración normalizada definida como: Donde: qc1: resistencia del cono normalizada (sin dimensiones. Pa: presión atmosférica (usualmente 100 kPa) σ´v0: Tensión efectiva vertical.


Figura 2.2.21 CCR a partir de qc1 (Lunne et al., 1997) Figura 2.2.22 CCR a partir de qc normalizada. Robertson y Fear, 1995.


La Figura 2.2.21 y la Figura 2.2.22 presentan la estimación del valor de CCR a partir del valor de qc1 6. Suelos Cohesivos La evaluación de parámetros geomecánicos en suelos cohesivos se basa principalmente en la utilización de puntas eléctricas. Aplicar los resultados obtenidos con puntas mecánicas resulta muchas veces inadecuado, teniendo en cuenta la imprecisión de las medidas sobre todo en suelos muy blandos. Las valoraciones, por lo tanto, se deben efectuar con cautela. ➢ Evaluación de la resistencia al corte no drenada (Su) El complejo comportamiento del suelo cohesivo y las elevadas variaciones de los esfuerzos y deformaciones generadas por la penetración hacen difícil establecer una base teórica para determinar el valor de Su. Por otro lado, se debe tener en cuenta que la resistencia al corte de una arcilla no es un parámetro unívoco, sino que dependerá de: ▪ Tipo de ensayo con el que se determina (trayectoria de tensiones seguida). ▪ Velocidad de deformación.

▪ Orientación de los planos de rotura Uno de las primeras utilidades del ensayo T fue, no obstante, la evaluación de Su. Revisiones sobre este tema han sido presentadas, entre otros, por Baligh et al., 1980; Lunne y Kelven, 1981; Jamiolkowski, 1982; Robertson et al., 1986; Robertson y Camla, 1988; Robertson, 1990; Riaund y Miran (1992), Larsson (1995) y Lunne et al. (1997). En general el valor de Su se estima empíricamente o en base a soluciones teóricas aproximadas.


➢ Uso de qc La estimación de Su puede realizarse mediante la relación: donde Nk = factor de cono = 15 ± 3. Función del ángulo de apertura del cono y del Indice de Rigidez Ir = G/ Su (G, módulo de deformación tangencial no drenado). Este factor se obtiene de correlaciones empíricas, preferentemente de los valores de Su obtenidos con el Vane Test, corregidos para tener en cuenta la influencia del IP (Bjerrum, 1972). Parece ser independiente de OCR. Para suelos sensitivos se deben adoptar valores inferiores de Nk (~10 o menor). Conociendo el limite líquido (L.L.) del suelo, Larsson y Mulabdic (1991) propusieron la expresión: ➢ Uso de ∆U El valor de u, sobre todo en arcillas blandas, puede ser medido con notable exactitud, en contra de lo que ocurre con qc. La presión intersticial en exceso depende principalmente de: ▪ Historia tensional del depósito ▪ Sensitividad ▪ Indice de rigidez y en particular, ▪ ∆U disminuye al aumentar OCR ▪ ∆U aumenta al aumentar la sensitividad ▪ ∆U aumenta al aumentar el índice de rigidez en terrenos poco plásticos.


Se han propuesto varias relaciones entre Su y ∆U, basadas en aproximaciones teóricas que utilizan la teoría de expansión de una cavidad (Vésic, 1972; Randolph y Worth, 1979; Bataglio et al., 1981; Massarach y Broms, 1981; Camla et al., 1985, etc. mediante la relación: donde N∆U puede variar entre 2 y 20 y varía con OCR, sensitividad St y G/Su La ventaja de estas relaciones es la exactitud con que se puede medir u, especialmente en suelos blandos. Las relaciones vistas anteriormente del tipo ∆U / N∆U son sensibles al LL del suelo y se pueden modificar a otras del tipo (Larsson y Mulabdic, 1991 ): o, alternativamente: Estas relaciones son muy sensibles a la homogeneidad del suelo y su

OCR, por lo que sólo se deben aplicar a arcillas NC o ligeramente OC. Relaciones similares pueden obtenerse para la posición normal del filtro (U2) para suelos NC: sin embargo esta relación es extremadamente sensible al OCR (Larsson, 1995) y se debe aplicar con mucha precaución o incluso no aplicarse si no existen correlaciones locales.


➢ Evaluación de la Sensitividad La sensitividad (St) de un suelo arcilloso, que es la relación entre su resistencia en sus estados inalterado y remoldeado, se puede estimar a partir de la relación propuesta por Schmertmann (1978): Schmertman sugirió valores de Ns = 15 para ensayos con T punta mecánica. Robertson y Camla (1988) sugirieron un valor de Ns = 6 para conos eléctricos. ➢ Evaluación de los parámetros de deformabilidad ▪ Módulo confinado M En suelos predominantemente cohesivos es posible relacionar el Módulo Edométrico con la resistencia por punta qc mediante la relación: idéntica a la vista para suelos granulares. Dependiendo el factor de correlación del tipo de suelo. En la Tabla 2.2.3 se presentan estos valores según Sanglerat (1972), adaptado por Mitchell y Gardner (1975).


Tabla 2.2.3 Valores del coeficiente α para distintos tipos de arcillas. Mitchell y Gardner, 1975, Adaptado de Sanglerat, 1972

Se debe destacar que este método puede llegar a producir errores del 100% (Robertson y Camla, 1988), por lo que siempre resultan necesarias correlaciones locales con ensayos edométricos, triaxiales o análisis retrospectivos a escala real. Kulhawy y Mayne (1990) sugirieron la relación: que se ilustra en la Figura 2.2.22


Figura 2.2.22 Relación general entre módulo confinado y la resistencia a la penetración neta (Kulhawy y Mayne, 1990).

▪ Módulo de Young no drenado Eu Robertson y Camla (1988) y Lunne et al. (1997) recomiendan el uso de la Figura que muestra la variación de Eu /Su en función del estado de tensiones para siete distintos suelos cohesivos. Esta relación puede expresarse de la forma:

El procedimiento recomendado por estos autores es: ▪ Estimar Su ▪ Estimar OCR ▪ Estimar Eu para el nivel tensional apropiado al problema.


El conocimiento del IP resulta una ayuda adicional para su determinación. ➢ Historia Tensional: OCR El coeficiente de sobrecosolidación (OCR, Over Consolidation Ratio) se define como el cociente entre la máxima presión actuante sobre un elemento de suelo, σć, y la presión efectiva vertical actual σ´v0 El análisis de la curva qc con la profundidad puede dar información aproximada de la historia tensional de los depósitos. En arcillas normalmente consolidadas (NC), en que OCR = 1, qc crece linealmente con la profundidad. Si ha habido sobreconsolidación por erosión o desecación, OCR > 1 en los metros superiores del perfil del suelo, disminuyendo hasta una profundidad a partir de la cual el depósito es NC. Esta evolución se puede observar analizando los gráficos qc - z (profundidad): qc es sensiblemente constante o incluso disminuye hasta una profundidad a partir de la cual se incrementa linealmente. Diversos autores han presentado relaciones empíricas entre para determinar σć y OCR. Por ejemplo Larsson y Mulabdic (1991) han propuesto:


La ecuación se resuelve por sucesivas iteraciones insertando un valor estimado de σ´v0 y OCR (σć / σ´v0). Otro método propuesto por los mismos autores consiste en utilizar la presión de poro en exceso ∆U: donde a = 2,05 + 2,62 LL ≤ 4,7 Para suelos con un OCR > 2 y piedra porosa en la cara del cono, σć debe estimarse en base a: También esta ecuación se resuelve por sucesivas iteraciones. Una relación equivalente para una posición normal del filtro (U2) se puede expresar como: donde, b = 2,0 + 1,16 LL ≤ 3,16 Utilizando la resistencia del cono neta, se puede aplicar la relación: Robertson (1990) presentó una versión simplificada de los trabajos que Schmertmann (1978) realizó sobre este tema (Figura 2.2.23).


Figura 2.2.23 Estimación de OCR (Robertson, 1990)

➢ Evaluación del coeficiente de consolidación ch A partir de los datos obtenidos con los ensayos de disipación se puede estimar el valor de coeficiente de consolidación en dirección horizontal ch Como se ha visto, la realización de un ensayo de disipación consiste en detener la penetración y medir los valores de u el tiempo que sea necesario hasta que alcance una cierta aproximación a la presión de equilibrio.


La disipación en el tiempo de la presión intersticial en exceso está evidentemente relacionada con las condiciones de drenaje del suelo, o sea, con su coeficiente de consolidación, que, a su vez, depende de la compresibilidad y de la permeabilidad del terreno. La velocidad a la cual se disipa ∆U es por lo tanto un índice de las características de consolidación de la arcilla que se encuentra alrededor de la punta del piezocono. La interpretación para evaluar el coeficiente de consolidación horizontal ch (o más estrictamente, el coeficiente de consolidación radial cr) se debe basar en el valor inicial de la disipación, es decir una vez que ésta comienza (∆Ui) y no en el valor leído al detener la penetración (∆Up), ya que estos valores pueden no ser iguales (Kurup, 1993; Kurup et al., 1994; Kurup y Tumay, 1995). La estimación del coeficiente de consolidación es, en suma, compleja a causa de los numerosos factores teóricos, del terreno y del cono que influyen en su cálculo. Existen principalmente dos métodos para estimar Ch. El método propuesto por Baligh y Levadoux (1986) es sólo aplicable a arcillas inorgánicas con un OCR < 3. ch se estima en base a: donde, T = Factor tiempo R = Radio del cono t = Tiempo para alcanzar un determinado valor de disipación Normalmente se utiliza el tiempo para alcanzar el 50% de la consolidación (T50).


Teh y Houlsby (1991), definen el Factor Tiempo modificado T* en el que también interviene el Indice de Rigidez Ir, ya que la zona alrededor del cono en la que se desarrollan las presiones en exceso varía con este parámetro y es más representativo que el radio del cono. De acuerdo a estos autores: En la Tabla 2.2.4 se presentan los valores de T* para distintos grados de consolidación. Tabla 2.2.4 Valores de Factor Tiempo modificado para distintos % de

disipación. Houlsby y Teh, 1988

Gómez y Devincenzi (1995) han presentado un método práctico que permite analizar la consolidación global de la masa del suelo de sedimentos aluviales y deltaicos del río Guadarranque, Cádiz.


Estos sedimentos se caracterizan por su escasa continuidad lateral y por lo tanto, se desconocía su eficacia como bordes drenantes. Los autores han calculado los coeficientes de consolidación horizontal por el método de Teh y Houlsby y han observado una relación funcional entre el ch y el FR% (Figura 2.2.24): o, en términos del T50: Los valores de las constantes a, b y c son válidas evidentemente para el caso estudiado y para el intervalo 0,1 < FR% <4,0. La observación de los autores realmente significativa consiste en que el valor de ch se incrementa rápidamente para valores FR% < 1,5. Figura 2.2.24 Relación entre FR% y ch. Gómez y Devincenzi (1995, 1996)


El siguiente paso consistió en la diferenciación de capas de consolidación a largo plazo en que FR% > 1,5, considerando el resto de las capas (si su espesor es superior a 0,2 m) como drenantes. A partir de ensayos de consolidación en célula edométrica sobre muestras inalteradas de sondeos próximos se calcularon los coeficientes de consolidación vertical cv y se estableció una correlación directa cv - FR%. Se intentaron otras correlaciones del FR%, como por ejemplo con el contenido de finos pasantes por el tamiz # 200 (A.S.T.M.) aunque los parámetros estadísticos de correlación no resultaron satisfactorios. Mediante la mencionada correlación directa entre cv y FR%, se pudo atribuir un valor diferente de cv a cada capa de consolidación a largo plazo. Mediante la aplicación de la teoría clásica de Terzaghi a estas capas se hizo también una predicción de asientos y su evolución en el tiempo con otra hipótesis más simplista y conservadora, que atribuía un valor de cv = 4 x 10-4 cm2/seg (sin tener en cuenta los valores del FR% en cada capa). Un ensayo a escala real por medio de un terraplén experimental instrumentado de 12 m de altura, permitió comprobar la evolución real de los asientos, que resultó estar entre las dos predicciones antes mencionadas. La consolidación real resultó ser mucho más rápida que la estimada sin tener en cuenta los ensayos TU y los ensayos de disipación. La conclusión práctica más importante es que se pudo diseñar una precarga estática válida para el tiempo disponible, sin necesidad de drenes verticales ni aplicación de otros métodos de mejora de suelos más sofisticados (y caros).


7. Evaluación de Otros Parámetros ➢ Permeabilidad La permeabilidad horizontal kh puede ser estimada groseramente a partir del gráfico preparado por Parez et al. (1988) en función del T50, presentado en la Figura 2.2.25. ➢ Densidad Una aproximación de la densidad en suelos cohesivos puede realizarse en base a la Figura 2.2.26 presentada por Larsson (1995) basada en la resistencia a la penetración neta y el parámetro Bq. ➢ Correlaciones con el ensayo SPT Robertson, et al. 1983 presentaron la relación qc / Nspt como una función del tamaño medio de grano D50 (Figura 2.2.27). Figura 2.2.25 Estimación de la permeabilidad horizontal en función del T50. Parez y Fauriel (1988)


Figura 2.2.26 Estimación de densidad de suelos finos. Laarson, 1995 Figura 2.2.27 Variación qc/NSPT con el tamaño de grano. Robertson et al. (1983)


2.2.8 Ventajas Además de ser un ensayo rápido, repetible y que altera mínimamente el suelo, presenta las siguientes ventajas: - Distinguir entre penetración drenada, parcialmente drenada o no drenada. - Detección de capas delgadas con una precisión muy superior a la de los sondeos convencionales. - Clasificación del suelo. - Evaluación de parámetros geotécnicos. Así mismo las principales ventajas del ensayo TU sobre el convencional T son (Camla 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.


2.3 ENSAYO PRESIOMÉTRICO MÉNARD 2.3.1 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 2.3.1 y Figura 2.3.2): Figura 2.3.1 Equipo presiométrico Ménard

• Unidad de control y lecturas (V) que permanece en superficie. • Sonda presiométrica. • Tubulares que unen la V y la sonda presiométrica. El ensayo Presiométrico se analiza a partir de la teoría elastoplástica de la expansión de una cavidad cilíndrica en un medio indefinido, permitiendo determinar tres parámetros básicos, Módulo de corte G, Presión de fluencia Pf y Presión Límite Pl, a partir de los cuales se pueden deducir los parámetros geotécnicos fundamentales.


Los presiómetros suelen ser conocidos también en España como dilatómetros o presio-dilatómetros cuando se trata de ensayos que alcanzan elevadas presiones, hasta 20 MPa, (utiizados en rocas) para diferenciarlos de los clásicos presiómetros Ménard, que alcanza menores presiones de trabajo (8 MPa) y cuya aplicación es en suelos o, a lo sumo, rocas blandas. En el presente trabajo 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). Figura 2.3.2 Equipo presiométrico OYO Elastmeter 2

2.3.2 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 2.3.1 y Figura 2-3.2. • Sondas autoperforantes o SBP (self bored pressuremeter). Figura

2.3.3 y Figura 2.3.4. 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 (T). Figura 2.3.5. Figura 2.3.3 Sonda autoperforante Figura 2.3.4 Sonda autoperforante , detalle Figura 2.3.5 Sonda PIP


La instalación de la sonda en el terreno tiene un efecto muy importante sobre los resultados obtenidos y por lo tanto en la interpretación del ensayo. Los efectos del método utilizado se ponen claramente de manifiesto sobre todo en la primera fase de la curva presiométrica (ver 3.8). En la Tabla 2.3.1 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. Tabla 2.3.1 Aplicación de los distintos tipos de presiómetros

En la Tabla 2.3.2 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 sa NF P 94-110 indica que debe cumplirse la relación:


Tabla 2.3.2: Técnica de perforación adecuada para presiómetros PBP en función del tipo suelo (Devincenzi, 1995)


La norma ASTM D-4719-87 especifica también un diámetro mínimo para el taladro: 1,03ds < dt < 1,20 ds 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 provo-

cada 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. 2.3.3 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. 2.3.4 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 2.3.7), las células extremas, denominadas células de guarda, están destinadas a garantizar la expansión cilíndrica de ésta, fundamento teórico del ensayo. La Figura 2.3.8 muestra sondas MPM de dos diámetros distintos, 55 y 60 milímetros. En la Figura 2.3.9 se ilustra la sonda OYO con lectura de las deformaciones por desplazamiento.


Figura 2.3.7: Célula central de sonda volumétrica Figura 2.3.8: Sonda Ménard de 55 y 60 mm Ménard Figura 2.3.9: Sonda OYO Elastmeter 2 Figura 2.3.10: Sonda 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. Figura 2.3.11: Esquema de la sonda PRD-4


2.3.5 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 2.3.12). Figura 2.3.12 Central de control Figura: 2.3.13 Bomba, sonda y central de lectura presiómetro Ménard presionómetro OYO Figura 2.3.14 Sistema con central de toma de datos y gestión de ensayo

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 2.3.13).


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 2.3.14) 2.3.6 Calibrado y Correcciones 2.3.6.1 Corrección por Carga Hidráulica En los sistemas que miden la deformación por incremento de volumen como el presiómetro MPM, las presiones leídas se deben incrementar con la presión debida a la carga hidráulica producida por la columna de agua situada dentro de los tubulares entre la V y la cota del ensayo (Ph). 2.3.6.2 Inercia de la Membrana Consiste en presurizar el equipo al aire para medir la resistencia propia de la membrana. El grado de expansión debe ser similar al que se alcanzará posteriormente en el terreno. En la Figura 2.3.15 se muestra una prueba de calibrado. Figura 2.3.15 Ejemplo de una prueba de inercia 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. En la Figura 2.3.16 y Figura 2.3.17 se presenta una curva de inercia realizada con tensión controlada. La lectura de la presión corregida será entonces: 2.3.16 Curva de inercia de sonda de caucho OYO Figura 2.3.17 Curvas de inercia de sonda de poliuretano

Es importante tener presente que las membranas nuevas deben ser infladas y desinfladas varias veces antes de proceder a realizar una inercia.


2.3.7 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. Figura 2.3.18 Tubos de calibrado


En la Figura 2.3.18 se observa una batería de tubos de calibrado de distinto diámetro interior y el la Figura 2.3.19 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: Figura 2.3.19 Ejemplo de un prueba de calibrado de una sonda de caucho OYO

El valor de a debe ser inferior a 6 cm3/MPa para un presiómetro Ménard con manguera de 50 m (NF P 94-110). El valor corregido de la deformación (en términos de volumen o diámetro) será:


Desplazamiento (mm)

Figura 2.3.20: Curva de calibrado de membranas de poliuretano

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 2.3.20. Efectivamente, para todos los brazos captores, una vez que la membrana se ha puesto en o con el interior del tubo de calibrado, se observan dos tramos bien diferenciados, cuyas pendientes permiten obtener dos constantes de compresibilidad a1 y a2 en mm/MPa. El límite entre ambos comportamientos se sitúa alrededor de los 5 MPa para el tubo de calibrado de 76 mm de diámetro interior. Este resultado, a simple contradictorio, da cuenta de los dos fenómenos: compresión y estiramiento. Se ha comprobado a partir de las numerosas pruebas efectuadas para la puesta a punto de estas membranas que el primer tramo de la curva de calibrado corresponde mayoritariamente a la compresión de la membrana contra las paredes del tubo calibrador.


A partir de una determinada presión para un diámetro de tubo dado, en cambio, la influencia del estiramiento es cada vez más importante, hasta el punto de que los extremos de la membrana tienden a plegarse sobre los manguitos de sujeción. El hecho de que las membranas suelan romperse en esta zona es indicativo la deformación por estiramiento longitudinal. Este fenómeno es también a veces notable en las sondas del equipo OYO, dependiendo del tipo de caucho utilizado para la membrana, siendo común que exploten por sus extremos a altas presiones, cuando el estiramiento ya no es despreciable. El efecto del estiramiento se puede cuantificar a partir de una prueba de inercia, tomando los valores exteriores de desplazamiento de la membrana para los diferentes escalones de presión. o bien hinchando la sonda en el interior de tuberías de diámetros conocidos (Figura 2.3.18). En el momento en que la membrana entre en o 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. 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 2.3.8 Metodología del Ensayo Existen tres metodologías fundamentales para la puesta en carga del terreno: • Ensayos a tensión controlada (stres-controlled) • Ensayos a deformación controlada (strain-controlled) • Combinación de las dos anteriores 2.3.9 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 sa NF P 94-110. 2.3.10 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. 2.3.11 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. 2.3.12 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 2.3.21). 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 . Figura 2.3.21: Ciclos de carga y descarga en caliza de Vizcaya

2.3.13 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 itido por la célula central) o bien hasta alcanzar la presión máxima de trabajo. En suelos, el ensayo generalmente finaliza por la primera de estas 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.


2.3.14 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. En la Figura 2.3.22 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 o con las paredes del sondeo. El tramo A-B corresponde a la expansión de la membrana en la zona alterada del sondeo. La tercera parte de la curva, el tramo lineal B-C, representa el comportamiento elástico del suelo. A partir del punto C, también conocido como presión de fluencia Pf, comienza la fase plástica del ensayo. Esta fase está limitada teóricamente por una asíntota paralela al eje de las deformaciones (deformación infinita). Figura 2.3.22: Curva presiométrica bruta presiómetro PBP

Como se ha indicado, las lecturas de las deformaciones se realizan normalmente a los 60 segundos después de haber sido aplicado el incremento de carga. Si se realizan también lecturas a un tiempo inferior (usualmente 30 segundos), se puede además trazar la curva de fluencia o creep (ver Figura 2.3.23). Esta curva resulta de gran ayuda en suelos para identificar los valores de P0 y Pf. Estas curvas son curvas brutas, es decir, trazadas con los valores sin corregir. Figura 2.3.23 Curva fluencia bruta presiómetro PBP


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. Figura 2.3.24 Curva presiométrica SBP

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 2.3.24) 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 2.3.25). Obsérvese la gran diferencia en el tramo inicial de la curva entre los SBP y los PIP. Figura 2.3.25: Curva presiométrica PIP


En la Figura 2.3.26 se presentan ejemplos de curvas presiométricas en diferentes situaciones. La curva A corresponde a una curva presiométrica clásica. El ensayo B es un ejemplo de la explosión de una sonda. En el caso C se ha alcanzado la presión máxima del equipo y el ensayo se da por finalizado por esta causa. Finalmente, la prueba E corresponde a un sondeo con excesivo diámetro por lo que el ensayo se da por finalizado por alcanzar la capacidad máxima de la sonda. Figura 2.3.26: Ejemplos de curvas presiométricas en diferentes situaciones

2.3.15 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 (σr), circunferencial (σθ) y axial (σv) son las tensiones in situ principales. Figura 2.3.27 Definiciones de expansión en una cavidad (Clarke 1995)


Siendo la longitud mucho mayor que el radio, se asume que la deformación de la sonda presiométrica es la de un cilindro infinito en condiciones de simetría axial. Al dar comienzo el ensayo, el radio de la cavidad, ligeramente superior al de la sonda en los presiómetros PBP, es r0 (también denominado a0 o ρ0) y la presión es P0, igual al esfuerzo horizontal σh0. Al incrementar la presión de P0 a P o Pir, la cavidad se expande radialmente hasta a (ari, ρ, ρi r, ri...). En la Figura 2.3.28 se ilustra la geometría del problema. De arriba abajo: expansión de una cavidad cilíndrica, expansión de una sección de radio r y la distribución de tensiones en un elemento de radio r. La deformación de la cavidad εc (también conocida como deformación simple) se define como: 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: Siendo V el volumen actual =V0+∆V. O bien: 2.3.16 Fase Elástica El estudio teórico de la fase elástica de la curva presiométrica cae fuera del objetivo de este escrito. Se resumen, no obstante, las soluciones elásticas de un medio isótropo. 2.3.16.1 Módulo de Corte G Definición General La expansión de la cavidad es un proceso de corte y no de compresión del suelo que rodea la sonda del presiómetro. La pendiente de la curva tensión-expansión permite determinar el módulo módulo de corte G. Diversos tipos de módulos se mencionan en la literatura (ver Figura 2.3.29 y Tabla 3). La expresión general de G viene dada por etc:


o bien 2.3.16.2 Módulo de Corte Inicial Gi El módulo de corte inicial Gi se obtiene de la pendiente inicial de la curva presiométrica, una vez superada la fase del acoplamiento de la sonda a la pared de la cavidad (presiómetros PBP). Ver Figura 2.3.28. Para pequeñas deformaciones, r ≈ r0, por lo tanto la ecuación se simplifica en: o sea: o, en términos de volumen: Figura 2.3.28 Determinación de Gi y Gur. Mair y Wood (1987)


Tabla 3.3 Términos utilizados para definir los módulos obtenidos a partir del presiómetro. Adaptado de Clarke, 1995 2.3.16.3 Modulos en Carga y Descarga Gur La inevitable alteración de taladro hace que el valor de Gi sea poco fiables. Es necesario la expansión de la membrana para ensayar terreno inalterado. Valores de G en ciclos de carga y descarga (Gur) son entonces preferibles para determinar la rigidez del terreno no alterado. Asumiendo que todo el terreno que rodea la camisa responde elásticamente con el mismo módulo, Gur puede ser determinado a partir de la ecuación:

El factor r/r0 es frecuentemente omitido, utilizando la ecuación simplificada (2.3.1) ya que es cercano a la unidad en ciclos de carga/descarga con pequeñas deformaciones de la cavidad. No se debe realizar esta aproximación, si embargo, para deformaciones importantes.


Se observa que Gur varía con el rango de deformaciones sobre el que es medido. Se debe indicar por lo tanto el esfuerzo y deformación iniciales del ciclo así como las magnitudes del mismo. Para que los ciclos de carga y descarga tengan una respuesta elástica deben ser de una magnitud tal que no ocurran deformaciones plásticas. El tamaño puede estimarse teóricamente para un material ideal elasto-plastico a partir de los conceptos indicados en la Figura 2.3.29 (Wroth, 1982). En la práctica, no obstante estas magnitudes pueden ser excesivas. Figura 2.3.29 Rango de tensiones para respuesta elástica en ciclos de carga y descarga. Wroth, 1982.

2.3.16.4 Módulo de Deformación E Para un medio elástico e isótropo, el módulo de deformación E se deriva de G asumiendo un valor del coeficiente de Poisson µ: 2.3.17 Fase Plástica El final de la fase elástica del ensayo marca el comienzo de la fase plástica. La presión para la cual ocurre este cambio se denomina Presión de Fluencia (Pf). Al comienzo de la fluencia en las paredes de la cavidad se produce un cambio de comportamiento como resultado de un exceso de las presiones intersticiales (expansión no drenada) o bien con cambios de volumen del suelo (expansión drenada). En realidad todos los ensayos serán total o parcialmente drenados pero a la hora de realizar el análisis teórico de la fase plástica, se asume que el ensayo es completamente drenado o completamente no drenado.


En condiciones no drenadas, los suelos cohesivos se modelizan a partir del análisis en tensiones totales y utilizando el criterio de rotura de Tresca. Por otro lado, el comportamiento drenado de las arenas se estudia a partir del análisis en tensiones efectivas y utilizando el criterio de rotura de Mohr-Coulomb. La conclusión que deben recordarse, no obstante, es que se deducen relaciones funcionales de los parámetros de resistencia del suelo (cohesión cu y ángulo de rozamiento Φ) a partir de la Presión Límite (PL) del suelo, que, recordemos, es teóricamente la asíntota paralela al eje de las deformaciones (deformación infinita) de la curva presiométrica. En el caso de suelos arcillosos, a medida que la presión sobre la cavidad supera el valor de la Pf se desarrolla un anillo de suelo plastificado alrededor de la cavidad hasta una distancia que se denomina radio plástico, a partir del cual la respuesta del suelo circundante sigue siendo elástica. La arcilla que se deforma plásticamente no tiene resistencia al corte y si no fuese por el anillos elástico circundante se deformaría infinitamente. En esta fase se cumple:

Alcanzando el valor teórico de la Pl cuando: o bien, 2.3.18 Determinación de la Presión Límite La presión límite PL (también denominada como pL o Pl) no es una propiedad fundamental del suelo pero se utiliza para determinar otros parámetros y para comparar resultados de diferentes ensayos. Se define como la máxima presión a partir de la cual la cavidad continua expandiéndose indefinidamente.


En términos de deformación volumétrica (que es como se ha definido históricamente este parámetro), la presión límite es aquella para la cual: No es posible obtener PL durante el ensayo ya que en la práctica se traduciría en la rotura de la sonda. El valor de PL se puede estimar extrapolando la curva del ensayo al infinito tal como se observa en la figura 2.3.31. A fin de disminuir la incertidumbre en la extrapolación de PL Menard redefinió la presión limite convencional como aquella que produce un incremento de volumen ΔV igual al doble del volumen inicial del taladro, denominado volumen limite Vl. Esto es, cuando se cumple Debe observarse que la ecuación (3/20) corresponde a una relación: y, teniendo en cuenta la ecuación (3/9), a un εc = 0,41. Esta presión límite convencional, que debe ser indicada como PLM, no debe ser confundida con la presión límite verdadera, PL para la cual se cumple la ecuación (2.3.1). En la Figura 2.3.30 se observa claramente esta diferencia. Un método alternativo para extrapolar el valor de PL es utilizar el gráfico P : 1/εc (Figura 2.3.31). El cociente 1/ εc → 0 cuando εc → ∞. Este método es sensitivo a la curvatura de las últimas medidas del ensayo y generalmente da valores de PL más bajos que los obtenidos a partir de la gráfica P : loge (∆V/V). Ladd et al.(1980) indican que el método P:loge (∆V/V) y el método P : 1/ εc dan los valores superiores e inferiores de la PL, respectivamente. Mair y Wood desaconsejan la extrapolación en base a P : 1/ εc ya que no hay una justificación teórica para una extrapolación lineal mientras que si la hay para P : loge (∆V/V).


Figura 2.3.30: Extrapolación de PL a partir de la curva P : loge ΔV/V. Mair y Wood, 1987.

2.3.19 Determinación de Parámetros Resumiendo, a partir de la curva presiométrica se determinan tres parámetros básicos: • Módulo de Corte (G o Gur) • Presión de fluencia (Pf) (PL) • Presión límite


Figura 2.3.31: Extrapolación de PL a partir de la curva P : 1/ ε c Mair y Wood, 1987.

Como se ha comentado, a partir del estudio de la expansión de una cavidad se pueden deducir formulaciones teóricas para la obtención de parámetros de estado, resistencia y deformación. Resumiendo, se puede deducir la expresión de: • Resistencia al corte no drenada de arcillas (Cu) • Angulo de rozamiento interno de arenas (Φ´) • Angulo de dilatancia de arenas (Ψ) • Tensión efectiva horizontal in situ (σho‟) • Coeficiente de empuje en reposo (K0) Con equipos especiales se puede determinar también el coeficiente de consolidación horizontal del suelo y el ángulo de rozamiento en arcillas.


2.3.20 Factores que Afectan la Interpretación Teórica No obstante lo expuesto en el epígrafe anterior, existen discrepancias entre las deducciones teóricas entre los resultados obtenidos a partir de la teoría de la expansión de una cavidad y los valores de parámetros obtenidos a partir de otros ensayos. in situ o de laboratorio que parten de la misma teoría. Efectivamente, el ensayo presiométrico tiende a sobrestimar netamente los valores de la cohesión y subestimar los del ángulo de rozamiento interno. Diversos factores de índole práctica son los responsables de estas divergencias: • Alteración del terreno al introducir la sonda. • Sonda no situada verticalmente • La tensión vertical no es igual la tensión intermedia • Anisotropía del terreno • El terreno no se comporta como un medio continuo sino que existen discontinuidades • Drenaje parcial durante el ensayo • Las propiedades del terreno dependen del rango de tensiones del ensayo. • 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. 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. 2.3.21 Correlaciones Empíricas En la Tabla 2.3.4 se presentan correlaciones empíricas entre la cohesión de una arcilla y la presión límite neta. Ménard ha propuesto también una relación entre Pl y el ángulo de rozamiento interno, recomendando su aplicación sólo para el cálculo de empujes sobre muros y no para el cálculo de estabilidad de un cimentación (ver Figura 2.3.32):


Tabla 2.3.4: Correlación Pl / Cu, Amar y Jézéquel, 1972

recomendando su aplicación sólo para el cálculo de empujes sobre muros y no para el cálculo de estabilidad de un cimentación (ver Figura 2.3.33): Figura 2.3.32 Determinación del ángulo de rozamiento a partir de pl neta Módulo Presimétrico EM y Módulo Edométrico Las correlaciones entre el módulo presiométrico Ménard EM y el módulo edométrico Em (o M) para un mismo estado tensional viene dado por: Los valores de α dependen del tipo de suelo y son indicados en la Tabla 2.3.5.


Tabla 2.3.5: Correlación EM / Em, Ménard y Rousseau, 1962

Presión Límite PLM y Resistencia a la penetración estática qc. En la Tabla 2.3.6 se presentan las correlaciones entre PLM y la resistencia por punta a la penetración estática qc. Tabla 2.3.6: Correlación qc / PLM, Van Wambeke, 1982 Correlaciones con NSPT Una correlación muy aproximada entre el valor de la PLM* y NSPT en arenas se presenta en la Tabla 2.3.7. Tabla 2.3.7: Correlación entre PLM* y NSPT, Baguelin et al. (1978) Relación entre EM y PLM La experiencia muestra que existe una relación prácticamente constante entre el valor de Pf y PLM. Esta relación es menor que la deducida matemáticamente del estudio de la fase plástica a partir de la teoría clásica de ruptura de Mohr-Coulomb y resulta aproximadamente constante, tanto para medios cohesivos como granulares.


Si bien no existe una relación funcional entre EM y PLM (ambos parámetros cuantifican fenómenos de naturaleza diferente), Ménard ha notado que el cociente EM/PLM* guarda una estrecha relación con el grado de consolidación del suelo y se mantiene aproximadamente constante dentro de una misma formación geológica. Este autor ha establecido una clasificación de los suelos según este criterio tal como se indica en la Tabla 2.3.8. Esta clasificaión, verificada por la experiencia, permite además apreciar la calidad del ensayo pues en una perforación donde el terreno ha sido fuertemente alterado E/Pl* suele ser inferior a 5. Por el contrario, la posible

compactación de los materiales al introducir la sonda en el terreno puede verse reflejada en valores anormalmente altos de esta relación. Tabla 2.3.8 Clasificación de los suelos a partir de los parámetros presiométricos

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


Tabla 2.3.9 Valores típicos de E y P l

2.3.22 Ventajas y aplicaciones - Cálculo de Capacidad Portante de cimentaciones superficiales y profundas. - Cálculo de asientos de zapatas y pilotes. - Cálculo de rozamiento negativo de pilotes. - Diseño de pilotes cargados lateralmente. - Diseño de estructuras de sostenimiento - Diseño de anclajes. - Estimación de parámetros clásicos de corte.


2.4 ENSAYO PRESIO-DILATOMÉTRICO OYO 2.4.1 Descripción del ensayo El ensayo presio-dilatométrico consiste, de igual forma que el ensayo presiométrico, en efectuar una puesta en carga lateral progresiva del terreno. Como se mencionó con anterioridad en el Ensayo de Ménard, los presiómetros suelen ser conocidos también en España como dilatómetros o presio-dilatómetros cuando se trata de ensayos que alcanzan elevadas presiones, hasta 20 MPa, (utilizados 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. La sonda utilizada tiene un diámetro de 72 mm y es introducida en el taladro realizado anteriormente en el terreno. Las tensiones se aplican escalonadamente gracias a la inyección de un fluido (agua o nitrógeno), mediante la bomba multiplicadora de doble acción. La resolución de la medida de la deformación de la cavidad es de 10 m. Así pues, se obtiene una excelente curva de deformaciones del terreno respecto a las tensiones aplicadas. Los parámetros obtenidos son los siguientes: - Módulo de corte G. - Presión de fluencia. - Presión límite. 2.4.2 Descripción de los equipos El conjunto del equipo presio-dilatométrico se compone de los siguientes elementos:


Figura 2.4.1 Equipo presiométrico OYO Elastmeter 2

Sonda oyo elastmeter-2 de 72 mm. Alcanza una presión de trabajo de hasta 200 bares. (Ver Figura 2.4.2) Figura 2.4.2 Sonda OYO Elastmeter 2

Caja de lecturas electrónica externa, con almacenamiento de datos en un ordenador portátil.


Bomba de presión de doble acción mixta. Permite la inyección/succión del fluido utilizado en la sonda. (Ver Figura 2.4.3) Multiplicador: Permite inyectar/succionar 8 veces más fluido. Doble cable (electrónica/fluido) hasta profundidades de ensayo de 200 m. Figura 2.4.3 Bomba, sonda y central de lectura de datos del presiómetro OYO

2.4.3 Ventajas - Cálculo de capacidad Portante de cimentaciones superficiales y profundas - Cálculo de asientos de zapatas y pilotes - Cálculo de rozamiento negativo de pilotes - Diseño de pilotes cargados lateralmente - Diseño de estructuras de sostenimiento - Diseño de anclajes - Estimación de parámetros clásicos de corte


2.5 ENSAYO DE MOLINETE VANE TEST Y SONDEO VANE BORER 2.5.1 Descripción del ensayo El ensayo scisométrico o de molinete (Vane Test o Field Vane Test, FVT), en la literatura anglosajona, es un ensayo in situ utilizado para la determinación de la resistencia al corte sin drenar Su y la sensitividad St en suelos cohesivos saturados. Consiste en hincar en el terreno un "molinete" constituido por cuatro placas de acero ortogonales solidarias a un varillaje y medir el par de torsión T al girar el dispositivo hasta la ruptura del terreno, como se muestra en la figura 2.5.1. Al ser el cizallamiento relativamente rápido, el agua no tiene tiempo a ser evacuada y se trata entonces de un ensayo no consolidado y no drenado (uu). Fig. 2.5.1 Molinetes En la Figura 2.5.1 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.


2.5.2 Descripción de los equipos El equipo EVT-2000 está diseñado para realizar ensayos de molinete a medida que este se hinca en el terreno, bien dinámica, bien estáticamente, mediante la adición de varillaje, como si un ensayo de penetración se tratase. Los ensayos de corte se realizan normalmente cada 0,5-1 m. De esta forma se pueden realizar ensayos de forma prácticamente continua, obteniendo una columna de resistencia del suelo. El equipo dispone de un niple especial de unión entre el varillaje y las palas, de forma que se puede determinar el rozamiento del mismo niple más el de las varillas. 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 es monitoreado en tiempo real en un PC. 2.5.3 Ejecución 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 decrecer 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 2.5.2 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 2.5.3). Fig. 2.5.2 Volcado de pantalla de un ensayo real Fig. 2.5.3 Niple especial de unión varillaje/molinete

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 2.5.4).


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 2.5.4). Fig. 2.5.4 Equipo ETV 2000 para modalidad Vane-Borer

2.5.4 Resistencia al Corte y Sensitividad 2.5.4.1 Resistencia al Corte Para la interpretación del ensayo se ite 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 2.5.5


Fig. 2.5.5 Distribución de tensiones de corte Para calcular la resistencia al corte no drenada Su, se utiliza el máximo momento torsor T corregido para deducir los rozamientos parásitos: Siendo: T = Torsión máxima aplicada K = Constante dependiente de la geometría de la paleta.


Resumiendo, la expresión general para paletas rectangulares de altura H y diámetro D, es: para paletas trapezoidales, se obtiene: 2.5.4.2 Sensitividad La sensitividad de un terreno cohesivo saturado viene definida por la relación: Donde: Su max= resistencia pico del ensayo Su 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.


2.5.5 Factores que Influencian los Resultados 2.5.5.1 Factores relacionados con la ejecución del ensayo - La alteración que sufre el terreno aumenta con el tamaño de molinete hincado (La Rochelle et al., 1973; Roy y Leblanc, 1986). - Un aumento de la velocidad de rotación se traduce en un “endurecimiento” aparente de la arcilla. Por el contrario, con una disminución de la velocidad, se obtienen valore de Su max inferiores (Cadling y Odenstad, 1950; Skempton, 1948; Aas, 1965; Wiesel, 1973). Este efecto puede observarse en la Figura 2.5.6 (Tortensson, 1977 en Cestari, 1990). - Un retardo en el inicio de la prueba una vez hincada la paleta causa un conspicuo incremento de la Su max, que puede llegar del 20 al 50% en 24 horas (Aas, 1965; Flaate, 1966, Tortensson, 1977). - La relación H/D puede influir en el valor de Su max a causa de la resistencia movilizada en los extremos y a lo largo de la superficie vertical de las paletas, más por influencia de posibles anisotropías del suelo que por la distribución de las tensiones de corte (Aas, 1965).


Fig. 2.5.6 Influencia de la velocidad de rotación

2.5.5.2 Factores relacionados con el suelo y su historia tensional - Como es lógico suponer, la alteración del suelo al hincar el molinete es mayor en suelos de elevada sensitividad (La Rochelle et al., 1973). - La heterogeneidad del terreno debido a la presencia de conchillas, fibras vegetales, lentejones arenosos, etc., influye notablemente en el valor medido de Su - Estudios de deslizamientos en terraplenes construidos sobre arcillas plásticas (Bjerrum, 1972, 1973) han demostrado que la cohesión movilizada en el terreno es realmente más débil que la cohesión medida con este ensayo, siendo la diferencia función del Indice de Plasticidad IP. Bjerrum propone la introducción de un coeficiente corrector µ: Conclusiones similares fueron alcanzadas por Pilot (1972).


Fig. 2.5.7 Coeficiente corrector por el IP

En la Figura 2.5.7 se presenta la relación µ f(IP). Se observa que Cu vane está tanto más sobreestimada cuanto más plástico es el suelo. Esta corrección resulta importante para suelos con Incide de Plasticidad IP > 30 (Cassan, 1980). - La historia tensional del depósito influye de un modo complejo en el valor de

Su calculado con este ensayo in situ. Una relación entre la resistencia al corte normalizada (Su /σv0), IP y grado de sobre consolidación (Over Consolidation Ratio, OCR) se presenta en la Figura 2.5.8 (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):


De acuerdo a Aas (op. cit.) m = 1,2. La curva denominada Aged, en la misma Figura, representa a depósitos geológicos más antiguos (NC-A) y coincide con la curva de Bjerrum. Constituye aproximadamente el límite entre arcillas relativamente normalmente consolidadas (NC) y arcillas sobreconsolidadas (OC). Fig. 2.5.8 Relación entre Su, IP y OCR

2.5.6 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 por su rotación es más bien baja y se disipa rápidamente. Blight (1968) había propuesto justamente lo contrario y de acuerdo a este modelo están redactados los estándares aceptados.


Este hecho es significativo ya que se puede sobreestimar significativamente el valor de Su de suelos con un coeficiente de consolidación cv alto. Morris y Williams concluyen que esta posibilidad puede ser eliminada para todo tipo de suelos reduciendo el tiempo de espera entre la inserción de la paleta y el comienzo de la rotación de la misma a un minuto en lugar de los 5 minutos propuestos por la normativa vigente. 2.5.7 Aplicaciones - Resistencia al corte sin drenar (Su) de arcillas saturadas. - Sensitividad de arcillas (St). - Columna de resistencia del suelo


2.6 ENSAYO DILATÓMETRO PLANO DE MARCHETTI 2.6.1 Descripción del ensayo En el DMT se ensaya la capacidad de carga-deformación del suelo mediante deformación controlada. Su rango de aplicación es en suelos granulares o cohesivos, de poco a muy densos y de blandos a duros respectivamente. El Dilatómetro Plano de Marchetti (DMT) consiste una paleta plana que se hinca en

el terreno y está provista de una fina membrana metálica circular expandible horizontalmente en el suelo mediante gas a presión. La hinca de la paleta en el terreno se realiza mediante penetración estática, utilizando para ello los mismos camiones que se utilizan para la realización de ensayos de penetración estática y piezoconos. Figuras 2.6.1 y 2.6.2. Figura 2.6.1 Equipo de ejecución de un DMT Figura 2.6.2 Hinca del dispositivo (Marchetti, 2001)

La paleta está conectada a la unidad de control en superficie mediante una manguera de presión de nylon cuyo interior contiene un cable eléctrico que transmite las señales. La manguera y el cable discurren por el interior de las varillas de hinca, que son huecas. Figura 2.6.3


Figura 2.6.3 Paleta DMT

En intervalos de 20 cm se detiene la penetración y la membrana es hinchada mediante gas presurizado. Hay dos lecturas importantes a tomar: - P0 (A): presión requerida para iniciar el movimiento de la membrana. - P1 (B): presión requerida para un desplazamiento de 1.1 mm en el terreno. A y B son las lecturas de campo en la unidad de control. La precisión de las lecturas viene determinada por el desplazamiento de la membrana de la paleta, que es de 1.1 ± 0.02 mm; por lo que se trata de un instrumento de gran precisión. A partir de los valores de ID, KD y ED, que se grafican en función de la profundidad, se obtienen los parámetros geotécnicos. La hinca de la paleta en el terreno se realiza mediante penetración estática. Figura 2.6.4 Esquema de realización del ensayo DMT y equipo utilizado


Calibrado de Las Membranas Las lecturas de campo A y B deben ser corregidas por los efectos de la rigidez propia de la membrana para determinar las presiones P0 y P1 Para que las lecturas de campo A y B se puedan relacionar directamente con P0 y P1, deben ser corregidas por los efectos de la propia rigidez de la membrana: P0 =A+∆A P1 =B+∆B Donde ∆A es la presión exterior que se tiene que aplicar a la membrana al aire libre para mantenerla en reposo, y ∆B es la presión interna necesaria para desplazar la membrana 1,1 mm. Dichos valores se leen en el campo aplicando a la paleta una presión negativa mediante vacío y una presión positiva, respectivamente. Los valores de ∆A oscilan entre 0,05-0,30 bar y ∆B entre 0,05-0,80 bar. El cambio de ∆A o ∆B no debe ser superiora 0,25 bar antes y después del ensayo, si esto sucede, debe ser repetido. 2.6.2 Descripción de los equipos El equipo está constituido por los siguientes elementos: - Paleta Dilatométrica - Conector electropneumático

- Unidad de control en superficie La hinca del dispositivo puede realizarse bien con un equipo de penetración estática (T) o bien con la maza de golpeo de un penetrómetro dinámico.


2.6.3 Interpretación del ensayo DMT - Parámetros Primarios DMT A partir de los valores de P0 y P1 se derivan los tres parámetros intermedios característicos de este ensayo: o ID: Material Index, relacionado con el tipo de suelo. o KD: Horizontal Stress Index, relacionado con la razón de sobreconsolidación del suelo (OCR). o ED, Módulo Dilatométrico, determina-do a partir de la teoría de la elasticidad. A continuación se describen brevemente los conceptos básicos necesarios para la interpretación y valoración de los resultados A continuación se describen brevemente los conceptos básicos necesarios para la interpretación y valoración de los resultados. ID : Indice del material o tipo de suelo Definido por: donde µ0 es la presión intersticial. En general, ID es indicativo del tipo de suelo. En el campo de los suelos cohesivos, no obstante, ID puede clasificar a un suelo arcilloso como limoso, y viceversa. Una mezcla de arcillas y arenas también podría ser clasificada como un limo. Al utilizar este parámetro se debe tener presente que la clasificación del suelo no es el resultado de un análisis granulométrico, sino que responde a parámetros que reflejan un comportamiento mecánico del medio, en cierto modo un índice de rigidez.


Como recalca Marchetti, en cierto modo puede resultar más relevante una descripción basada en un comportamiento mecánico que una basada en un análisis granulométrico. Por ejemplo, si una arcilla por una razón determinada se comporta de una forma más rígida que la mayoría de las arcillas, desde el punto de vista del valor de ID será clasificada como un limo. Esta caracterización, si bien es incorrecta desde el punto de vista granulométrico, puede ser relevante desde un punto de vista del comportamiento mecánico. Los valores de ID oscilan de 0,1 a 10 (3 órdenes de magnitud) y su valor es constante en una capa homogénea de suelo. De acuerdo a Marchetti (1980), el tipo de suelo se identifica como: - Arcilla 0,1 < ID < 0,6 - Limo 0,6 < ID < 1,8 - Arena

1,8 < ID < (10) KD: Horizontal Stress Index Definido por: donde v0 σ es la tensión efectiva vertical. KD es la base para la interpretación de varios parámetros del suelo, y es clave para el resultado del ensayo. Este parámetro depende de la tensión efectiva horizontal y está relacionado con la razón de sobreconsolidación del suelo (OCR). Puede decirse que representa al valor de K0 amplificado por los efectos de la penetración de la paleta.


El perfil de KD es similar en forma al perfil de O.C.R. y, por lo tanto, es sumamente útil para entender la historia tensional de un depósito (Marchetti, 1980, Jamiolkowski etal.,1988). El valor de KD en arcillas normalmente consolidadas (NC) es: oscilando entre 1,8 y 2,3. ED: Módulo DMT ED se obtiene a partir de la teoría de la elasticidad. Resumiendo se tiene: Este parámetro no debe utilizarse en si mismo como un módulo de deformación, fundamentalmente por la falta de información de la historia tensional. Sólo debe ser utilizado en combinación con KD e ID y, especialmente, no debe ser confundido con el módulo de Young. 2.6.4 Interpretación de parámetros geotécnicos De forma abreviada, a partir de los parámetros ID, KD, y ED, definidos anteriormente, pueden estimarse los parámetros geotécnicos clásicos de resistencia, deformabilidad e historia tensional de un suelo: -Tipo de suelo (estratigrafía). - OCR y K0 en arcillas. - Cu en suelos cohesivos. - DR % y Φ en suelos granulares. - M DMT (módulo Edométrico) en suelos granulares y cohesivos.


2.6.5 Tipo de suelo y peso específico relativo Marchetti y Crapps (1981) desarrollaron el ábaco de la Figura 2.6.5 en el que se puede determinar el tipo de suelo y su peso específico relativo a partir de los parámetros ID y ED. Figura 2.6.5 Ábaco para determinar el tipo de suelo y peso específico relativo (Marchetti y Crapps, 1891).

2.6.6 Historia Tensional (OCR) En arcillas no cementadas, la correlación empírica entre la razón de sobreconsolidación (OCR) y KD propuesta por Marchetti (1980) y corroborada por numerosas investigaciones posteriores se indica en la ecuación:


La ecuación anterior fue derivada en correspondencia a un valor de KD = 2 para suelos arcillosos no cementados normalmente consolidados (NC), tal como demuestran numerosas investigaciones. Otras correlaciones similares se presentan en la Figura 2.6.6 Figura 2.6.6 OCR y KD (Kamey e Iwasaki,1995).

Esta relación no se debe aplicar en arcillas sobreconsolidadas (OC) o cementadas. No se ha encontrado una única relación entre KD y OCR para este tipo de suelos. La determinación (e incluso la definición) de OCR en arenas es mucho más difícil que en arcillas. La única forma de obtener cierta información de OCR en arenas, es utilizando la razón:


donde: M, es el módulo confinado determinado a partir de ED, y qC es la resistencia por punta del penetrómetro estático (T). El valor de α para arenas/limos (NC) oscila entre 5 y 10, y para arenas/limos OC entre 12 y 24 (Marchetti, 2001). En la Figura 2.6.7 se presenta un ejemplo de la variación del parámetro α en un suelo limoso cementado en su estado natural y después de saturarlo (Devincenzi y Canicio, 2001 a, b). El ejemplo corresponde a un depósito cuaternario tipo loéssico cercano a la ciudad de Girona. Los valores de α fueron obtenidos de la combinación de ensayos T y DMT, a partir de los cuales se obtuvieron los valores de qC y M, respectivamente. Figura 2.6.7 Valores MMDT/qC en un suelo limoso en estado natural y saturado. Devincenzi y Canicio, 2001.

En este gráfico se puede observar claramente que los valores de α para el suelo en su estado natural son similares a los de los suelos compactados o sobreconsolidados (OC), con una media de 20.


La sobreconsolidación aparente de este suelo viene dada principalmente por una incipiente cementación carbonática. Sin embargo, en su estado saturado, el suelo ha perdido su estructura pasando a un estado normalmente consolidado (NC), y los valores de α descienden a una media de 8. El valor del parámetro α proporciona así una valoración aproximada de la historia tensional de los depósitos arenosos. La combinación de los ensayos T y DMT constituye una excelente herramienta de investigación de campo para el estudio de estos sedimentos. 2.6.7 Coeficiente de empuje en reposo K0 La relación empírica para arcillas NC no cementadas, fue propuesta por Marchetti(1980):

(2.6.1) En arcillas cementadas, sin embargo, esta relación puede sobreestimar significativamente el valor de K0, ya que parte del valor de KD es debido a los efectos de la cementación. La determinación de K0 en arenas, sólo es factible en arenas mediante la combinación del ensayo de penetración estática T (Schmertmann, 1982, 1983). Baldi et al., (1986), a partir de los mencionados trabajos de Schmertmann y de las modificaciones posteriores de Marchetti(1985), propuso: En la práctica actual, la ISSMGE, recomienda la utilización de las anteriores ecuaciones utilizando para el último coeficiente valores de 0,005, en depósitos arenosos antiguos (seasoned sands), y de 0,002, en depósitos arenosos recientes (freshly deposited); si bien, dicha elección implica cierto grado de subjetividad.


Si bien este es uno de los muy pocos métodos para estimar el valor de K0 en arenas (o al menos, la forma del perfil de K0 ), su fiabilidad es difícil de establecer debido a la falta de valores de referencia. Figura 2.6.8, se presenta un ejemplo correspondiente a los depósitos deltaicos del río Llobregat, cerca de su desembocadura. El perfil litológico puede apreciarse claramente en el gráfico del piezocono (izquierda), donde se traza el valor de qT (qC corregida) y el valor de u (presión intersticial). En primer término se encuentra una capa de arenas densas, seguida de una segunda en la que abundan las intercalaciones limo-arcillosas. En tercer lugar, a partir de los 22 m aproximadamente, se encuentra una capa de arcillas limosas con delgadas intercalaciones granulares finas. Figura 2.6.8 Estimación K0 en sedimentos deltaicos del río Llobregat (Barcelona)

En este ejemplo, se presenta la estimación de K0 en base a la ecuación (2.6.1) (tramos cohesivos, serie de color rojo) y a la ecuación (10) (tramos arenosos, serie de color azul). Si bien, se observa una mayor dispersión del valor de K0 en los tramos arenosos, la tendencia general del gráfico parece bastante razonable.


2.6.8 Parámetros resistentes CU (arcillas) La correlación original propuesta por Marchetti (1980), es la siguiente: Un ejemplo de comparaciones entre CU ,determinada a partir del DMT y otros ensayos geotécnicos in situ (vane test, presiómetro autoperforante, T) y ensayos de laboratorio (triaxiales), se presenta en la Figura 2.6.9. Los resultados muestran la bondad de la correlación propuesta. Figura 2.6.9 Comparación entre CU determinada a partir del DMT y por otros ensayos en el National Research Siteof Bothkennar, UK (Nash et al.1992).

Φ (arenas) Básicamente, existen dos métodos para determinar el ángulo de rozamiento de arenas a partir del ensayo DMT (ver también Marchetti, 1997).

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El primer método (Schemertmann,1982,1983) está basado en resultados de ensayos en cámara de calibración (CC) y relaciona K0 - KD – Φ. Una variación de este método (Marchetti,1985) consiste en primero determinar K0, tal como se indicó en el epígrafe anterior, y utilizar el ábaco de la Figura 2.6.10 para estimar Φ a partir de K0, y qC determinado a partir del ensayo T. Figura 2.6.10 Ábaco qC ,K0 y Φ de acuerdo a Durgunoglu y Mitchell (Compilado por Marchetti 1985)

El segundo método es descrito en detalle por Marchetti (1997). Se determina Φ a partir de KD mediante la ecuación siguiente: Esta ecuación es conservadora y sólo debe aplicarse si no se dispone de otra información más precisa.


2.6.9 Parámetros de deformación El módulo M determinado a partir de los ensayos DMT (designado como MDMT) corresponde al módulo vertical drenado (unidimensional), tangente a la presión de confinamiento σ’v0 del ensayo, y es igual al determinado en el edómetro. La posibilidad de estimar el módulo confinado tanto en suelos cohesivos como en los granulares es una de las principales aportaciones del ensayo DMT. MDMT, se obtiene aplicando al parámetro ED el correspondiente factor de corrección RM, de cuerdo a: Las ecuaciones que definen RM en función de ID y KD (Marchetti, 1980) se presentan en la Tabla 2.6.1. El valor de RM se incrementa con KD. Se debe notar que RM, dependiente de ID y KD, no es una constante proporcional única que relaciona M y ED. Los valores de RM oscilan entre 1 y 3. Un ejemplo de comparación de MDMT y el módulo edométrico obtenido a partir demuestras inalteradas de alta calidad, se presenta en la Figura 2.6.11 Tabla. 2.6.1 Determinación de RM


Figura 2.6.11 Comparación entre M, determinado a partir de DMT y edómetros de alta calidad, en arcillas de Noruega (Lacasse 1986)

2.6.10 Otras aplicaciones directas de interés - Detección de superficies de rotura en taludes de arcillas OC Una de las interesantes aplicaciones directas del ensayo DMT, es la detección de superficies de roturas en taludes de arcillas sobreconsolidadas (OC). Este rápido y sencillo método fue presentado por Totani et al. (1997) y se basa en el análisis del perfil de KD. En la Figura 2.6.12 se resume el concepto del método. Como consecuencia de un deslizamiento, a lo largo de la superficie de rotura del talud se produce un remoldeo del suelo, con pérdida de su estructura original, pasando éste a un estado aproximadamente NC. Como en arcillas NC el valor típico del parámetro KD ≈ 2, el método en esencia consiste en identificar estas zonas dentro del talud (ver Fig. Figura 2.6.12). Nótese que lo que se busca es un valor numérico específico (KD ≈ 2) y no simplemente una zona más débil.


Figura 2.6.12 Método DMT-KD para detectar superficies de rotura en taludes arcillosos OC

Este método ha sido ampliamente validado por inclinómetros (Marchetti, 2001). Con éste método, no sólo se detectan superficies de deslizamiento actuales, sino que se pueden detectar deslizamientos fósiles (no identificables por inclinometría), que, dado el caso, podrían ser susceptibles de reactivarse, por ejemplo, después de una excavación. En el ejemplo de la Figura 2.6.13 se presenta un caso de deslizamiento fósil superficial en arcillas fuertemente sobreconsolidadas de la localidad de Montagut, Girona. Figura 2.6.13 Ejemplo de deslizamiento superficial fósil en Montagut, Girona


La línea roja en el gráfico representa un valor de KD= 2 (suelo NC). En los testigos de sondeos realizados se pudo comprobar la presencia de una zona con abundantes caras espejadas. El método en si mismo no permite establecer si el talud se está moviendo y cómo es este movimiento, por lo tanto, en la mayoría de los casos una combinación de DMT e inclinómetros es preferible, por ejemplo, para utilizar los perfiles de KD y optimizarla localización y profundidad de los inclinómetros. -Control de tratamientos de mejora del terreno El ensayo DMT ha sido utilizado frecuentemente con éxito en tratamientos de mejora de suelos blandos, debido a una mayor sensibilidad a detectar pequeños cambios en las tensiones horizontales (ver Figura 2.6.14). Figura 2.6.14 Ensayos DMT antes y después de un tratamiento de vibrocompactación, Van et al., 1994


Numerosos autores dan cuenta de este uso del ensayo (Schmertmann, 1986; Jendeby, 1992; Pascualini y Rosi, 1993, de Cock et al.,1993, etc.). La compactación y/o consolidación de un suelo tratado se refleja de inmediato por un incremento de MDMT y KD. Se ha comprobado (Schmertmann, 1986) que el incremento de MDMT en depósitos arenosos es aproximadamente el doble del incremento de qC del ensayo T. La combinación DMT/T, no obstante, es ventajosa ya que el ensayo T es de más rápida ejecución. Además, la combinación DMT/T, a través de la razón qC / MDMT = α muestra el proceso de cambio estructural sufrido por el suelo, es decir el incremento de α después de un tratamiento. Figura 2.6.15 Razón α = MDMT / qC antes y después de una compactación

dinámica en un relleno arenoso suelto (Jendeby, 1992)

En la Figura 2.6.15 se muestra este cambio. Esta figura es análoga a la Fig. 2.6.7, presentada por Devincenziy Canicio (2001 a,b), aunque en este caso el proceso es el inverso: se trata del empeoramiento de un suelo tras ser saturado. - Control de compactación de terraplenes Existe bastante experiencia en el uso del DMT para evaluar la idoneidad de compactación de subbases de terraplenes. Marchetti (1994), describe detalladamente el uso del ensayo para este fin en carreteras de Bangladesh. Una vez realizados suficientes ensayos DMT en zonas aceptadas del terraplén, se obtuvo un perfil tipo MDMT, utilizado luego para el control de calidad. Este perfil (Figura 2.6.16) puede ser utilizado como un método muy eficaz y económico dado la rapidez del ensayo comparado con otros, como por ejemplo el ensayo de placa de carga.


Figura 2.6.16 Ejemplo de perfil de aceptación MDMT, para control de subbases. Marchetti, 1994.

2.6.11 Ventajas Además de ser un ensayo rápido, repetible y que altera mínimamente el suelo, presenta las siguientes ventajas particulares: - Se trata de un ensayo dedos parámetros, P0 y P1, el primero de los cuales da información directa de la historia tensional del suelo, factor que controla su comportamiento. - El cálculo de asientos de cimentaciones superficiales es una de las principales aplicaciones de este ensayo, especialmente en arenas donde no se pueden realizar ensayos edométricos. - Es un excelente ensayo para el control de tratamientos del terreno. La compactación se manifiesta por un inmediato incremento de KD y M, incluso para pequeños cambios de densidad. - Localización de superficies de rotura de taludes en suelos arcillosos. - Curvas P-y para pilotes con carga lateral. - Determinación del potencial de liquefacción de arenas.


2.6.12 Aplicaciones - Determinación de los siguientes parámetros geotécnicos: - Tipo de suelo (estratigrafía) - OCR y K0 en arcillas - Cu en suelos cohesivos - DR% y f en suelos granulares - M (módulo Edométrico) y E en suelos granulares y cohesivos

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2.7 ENSAYO DE PENETRACIÓN DINÁMICA (DPSH) 2.7.1 Introducción Hay gran variedad de penetrómetros dinámicos, distinguiéndose en la forma y dimensiones del útil de penetración, el valor del intervalo o longitud de penetración, el peso de la maza, y la altura de caída libre. Los penetrómetros dinámicos o pruebas o ensayos de penetración dinámica son un tipo de ensayos de penetración, empleados en la determinación de las características geotécnicas de un terreno, como parte de las técnicas de reconocimiento de un reconocimiento geotécnico. Consisten en la introducción en el terreno de un elemento de penetración, generalmente de forma cónica, unido solidariamente a un varillaje. La hinca se realiza por golpeo de una maza con un peso definido, sobre una sufridera o cabezal colocado en la parte superior del varillaje. Dicha maza se eleva a una altura fijada, y se deja caer libremente. El resultado del ensayo es el número de golpes necesario para que el penetrómetro se introduzca una determinada profudidad. Exceptuando el ensayo de penetración estándar o SPT, que es un tipo de penetrómetro que se realiza exclusivamente en el interior de un sondeo y durante su ejecución, el resto, (DPSH, DPH y Borros), se consideran penetrómetros continuos, ya que proporcionan una medida continua de la resistencia a la penetración, desde la superficie hasta la profundidad máxima que se quiere alcanzar con el ensayo, o hasta obtener el rechazo a la hinca. • Prueba de penetración dinámica superpesada, o DPSH. • Prueba de penetración dinámica pesada, o DPH. • Penetrómetro Borros.


En España, los penetrómetros dinámicos de registro continuo son el DPSH y el DPH. El penetrómetro Borros, a pesar de no estar normalizado, ha sido siempre utilizado con gran profusión. En el ensayo DPSH, las pruebas de penetración proporcionan una medida indirecta, continua de la resistencia o deformabilidad del terreno, determinándose estas propiedades a través de correlaciones empíricas. Estos ensayos proporcionan una medición de la resistencia a la penetración de una puntaza mediante golpeo con una energía normalizada. El empleo de penetrómetros normalizados garantiza que las correlaciones empleadas tienen suficiente garantía y justificación. Es el caso de las pruebas tipo DPSH, reguladas por la norma UNE 103802 y UNE 103803. El Documento Básico SE-C “Cimientos” del Código Técnico de la Edificación regula el posible uso de las pruebas de penetración en la tabla 2.7.1 : Tabla 2.7.1 Utilización de las pruebas de penetración

De igual manera permite utilizar las pruebas de penetración para la identificación de unidades geotécnicas, como complemento a los sondeos mecánicos o las calicatas.


Los penetrómetros mencionados tienen las siguientes características: No obstante, estas diferencias es posible establecer una equivalencia relativa entre los resultados de los ensayos en base a la energía específica aplicada mediante la expresión: donde para cada ensayo comparado, 1 y 2: N es el número de golpes para la penetración característica d A es la sección transversal de la puntaza H la altura de caída de la maza, de peso W 2.7.2 Descripción del ensayo El ensayo de penetración dinámica continuo consiste en contabilizar el número de golpes N necesarios para hincar tramos de varillaje de 10 o 20 cm (N10, N20, respectivamente). Los golpes son dados por una maza de peso conocido que cae libremente desde una altura fija. En el extremo inferior del varillaje se coloca una puntaza de mayor diámetro con el fin de reducir el rozamiento parásito por fuste y facilitar su extracción, ya que la puntaza queda perdida en el interior del suelo al finalizar el ensayo.


El parámetro N permite calcular la resistencia a la penetración dinámica por punta y se correlaciona con los parámetros geomecánicos en suelos granulares, obteniendo una columna continua de resistencia del suelo. En los terrenos cohesivos, las correlaciones deben considerarse orientativas. La realización del ensayo se suspende cuando se superan los 50 golpes para el tramo de lectura (rechazo). Los resultados se presentan en forma de gráficas en los que se traza el golpeo N vs. profundidad, indicando en cada caso el tipo de penetrómetro utilizado. 2.7.3 Descripción de los equipos En el mercado disponen de varios tipos de penetrómetros dinámicos: Penetro-sonda mixta MENHIR 100 kN sobre remolque con una maza de 63,5 kg y altura de caída variable y regulable mediante sensores electromagnéticos, que cumple con los requerimientos de la Norma UNE 103-801-94. Penetrómetro TECOINSA PDP 2000P montado sobre orugas. Ideal para sitios de poca accesibilidad. Penetrómetro liviano de transporte manual PA-GANI DPM 30-20 indicado para sitios sin . 2.7.4 Relaciones entre penetrómetros dinámicos Las correlaciones más usuales que proporcionan tanto una caracterización geotécnica del terreno como definiciones estructurales, son las que utilizan los resultados del ensayo SPT. Por lo tanto, resulta interesante establecer una relación entre los golpeos de pruebas con penetrómetro continuo, y los que se hubieran obtenido si se hubieran ejecutado ensayos SPT. Al contrario que en el caso de comparación entre distintos penetrómetros dinámicos continuos, no es fácil obtener una relación "SPT-penetrómetro dinámico continuo". Y esto se debe a que tanto el útil de penetración (cuchara frente a punta cónica), como la forma de ejecución (fondo de sondeo frente a penetración con

varillaje desde superficie), son radicalmente distintos. Al contrario que en el caso de comparación entre distintos penetrómetros dinámicos continuos, no es fácil obtener una relación "SPT-penetrómetro dinámico continuo".


Y esto se debe a que tanto el útil de penetración (cuchara frente a punta cónica), como la forma de ejecución (fondo de sondeo frente a penetración con varillaje desde superficie), son radicalmente distintos. Este tema está suficientemente tratado en la bibliografía relacionada, existiendo muy pocas correlaciones que liguen los resultados de ambos tipos de penetrómetro. Entre ellas, la más conocida es la de Dahlberg (1974), que relaciona golpeo de Borros con SPT en arenas: NSPT = 25 log(NB) - 15'16 En un terreno arcilloso medio a firme, Dapena et al. (2000) han encontrado el siguiente ajuste: NSPT = 13 log(NDPSH) – 2 que con la relación anteriormente planteada ente Borros y DPSH, puede escribirse como: NSPT = 13 log(NB) - 1'13 Estas expresiones proporcionan valores muy similares entre el golpeo SPT y el Borros para el intervalo entre 5 y 20 golpes, por lo que es muy común simplificar, aceptando que: NSPT = NB 2.7.5 Aplicaciones - Determinación del perfil resistente del terreno. - Densidad Relativa y Angulo de rozamiento interno en suelos granulares. - Capacidad portante de cimentaciones superficiales y profundas. - Cálculo de asientos por métodos empíricos. - Control de calidad de tratamientos del terreno.


2.8 PIEZOCONO SÍSMICO: STU 2.8.1 Descripción del ensayo El Piezocono sísmico, STu, es una técnica fiable y efectiva para determinar la velocidad de propagación de las ondas sísmicas en el terreno. El equipo consiste en un módulo de acelerómetros dispuestos sobre un camión con Tu que permite medir la velocidad de llegada de las ondas de corte Vs y las ondas de compresión Vp relacionadas con el módulo de corte G0 y con el módulo confinado M0 y su densidad: G0 = Vs2 M0 = Vp2 El conocimiento de los módulos elásticos dinámicos es de gran importancia en cualquier tipo de solicitación dinámica del terreno.

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Diversos estudios han demostrado que la Vs determinada con el STu en suelos normalmente consolidados (NC) es repetible e igual a la determinada a partir de la técnica de cross-hole aunque con una importante reducción de costes. El STu puede ser aplicado en cualquier situación en la que se puede utilizar el STu, ampliando aún más los excelentes datos proporcionados por éste. La combinación de ambos ensayos constituye una gran aportación a la investigación Geotécnica. FUENTE DE ENERGÍA La onda de corte es generada en superficie mediante el golpe horizontal de una maza en una estructura de acero con impacto de gran energía que asegura la llegada de ondas de corte a gran profundidad. La estructurase presiona contra el terreno con el peso de los camiones T de 20 t. A intervalos de 1 m se detiene el piezocono y se impacta horizontalmente con una maza accionada de forma neumática. 2.8.2 Descripción de los equipos El equipo está constituido por los siguientes elementos: - Punta (T o TU) con geófono: ST - Fuente de ondas de corte - Cable conector - Central de toma de datos Los ensayos se visualizan en pantalla en tiempo real todas las variables medidas y sus combinaciones, además de la inclinación del ensayo. Los datos pueden ser interpretados e impresos en el campo.


2.8.3 Ventajas y Aplicaciones Además de las ventajas propias del ensayo T y TU, la utilización del cono ST permite la determinación del módulo de corte máximo G0 y el módulo confinado M0 de una forma más económica que con la realización de sondeos previos.


2.9 ENSAYO DE PLACA DE CARGA NO REPETITIVA (LNV 98-86) (ASSHTO T 222-81) 2.9.1 Introducción Los ensayos de placa de carga permiten determinar las características resistenciadeformación de un terreno. Consisten en colocar una placa sobre el suelo natural, aplicar una serie de cargas y medir las deformaciones. El resultado del ensayo se representa en un diagrama tensión deformación. A partir de este ensayo se pueden obtener numerosos datos entre los que se destacan: • Obtención de la capacidad de carga del suelo para un asentamiento determinado.

• Determinación del módulo de reacción ó coeficiente de Balasto (K). • Determinación de las características de la curva carga contra deformación del suelo. • Obtención del coeficiente de elasticidad del suelo (E). • Realización de estudios sobre la estabilidad de pavimentos ó bases de caminos ya existentes. La información proporcionada es posible usarla en la evaluación y diseño de pavimentos de tipo rígido ó flexible de carreteras y/o aeropuertos y aplicarse tanto a suelos en estado natural como compactados. Algunos términos utilizados en este ensayo son: Módulo de reacción. Es la presión que ha de transmitirse a la placa para producir al suelo una deformación prefijada. Deflexión. Es el descenso vertical de una superficie debido a la aplicación de una carga sobre ella. Deflexión residual. Es la diferencia entre el nivel original de una superficie y su posición final a consecuencia de la aplicación y retiro de una o más cargas en la superficie. Deflexión elástica. Es la recuperación de la deformación vertical que tiene lugar cuando la carga se retira de la superficie.


2.9.2 Descripción de los equipos • Elementos de reacción. Un camión, remolque ó combinación de ambos, un marco anclado u otra estructura pesada con suficiente masa para producir la reacción deseada sobre la superficie a ensayar. Si se usan vehículos, las ruedas deben estar a lo menos a 2,5 mts. desde la circunferencia de la placa de carga de mayor diámetro usada (figura 2.9.1). Figura 2.9.1 Elemento de reacción

• Conjunto hidráulico de carga provisto de un dispositivo de apoyo esférico, capaz de aplicar y retirar la carga en incrementos. La gata deberá tener la capacidad suficiente para aplicar la carga máxima necesaria y deberá estar equipada con un medidor calibrado con precisión suficiente que indicará la magnitud de la carga aplicada (figura 2.9.2). • Diales micrométricos: tres o más, graduados en unidades de 0,025 mm. (0,001") y capaces de registrar una deflexión acumulada de a lo menos 25 mm. Figura 2.9.2 Gata y diales


• Viga porta dial, sobre la cual se montan los diales micrométricos. La viga deberá estar formada por un tubo o cañería de 60 mm. de diámetro o un ángulo 75*75*6 mm. de un largo mínimo de 4,75 mt. La viga se apoyará en soportes ubicados a más de 2 metros desde el borde de la placa de ensayo o rueda más cercana, o soporte. El sistema completo de medición de deflexión debe protegerse de los rayos directos del sol. (Figura 2.9.3) Figura 2.9.3 Porta porta dial

• Placas de ensayo. Juego de placas de acero de menos de 25 mm. de espesor, confeccionadas de modo de poder disponerse en forma piramidal para asegurar su rigidez. Los diámetros de las placas deben variar entre 150 mm. a 760 mm. (6" a 30"). Los diámetros en las placas adyacentes a la distribución piramidal no deberán exceder los 150 mm. (Figura 2.9.4) Figura 2.9.4 Placas de ensayo

Pueden usarse placas de aleación de aluminio de 40 mm. de espesor en lugar de placas de acero. En la tabla 2.9.1 se indica el diámetro de la placa de ensayo según el tipo de suelo y ensayo requerido.


Tabla 2.9.1. Tabla d e diámetros de placas según el tipo de suelo ó ensayo

- Herramientas y rios. Nivel de burbuja para preparar la superficie a ensayar y las necesarias para operar el equipo y cortar una probeta de suelo no perturbado en un anillo de ensaye de consolidación, balanzas, horno y diversas herramientas para determinar humedad en terreno. 2.9.3 Procedimiento 2.9.3.1 Preparación del área de ensayo • Para un ensayo de carga no confinado efectuado directamente sobre una superficie natural de subrasante, se debe despejar el área de suelo a ensayar de cualquier material suelto. Esta área deberá ser a lo menos dos veces el diámetro de la placa, de modo de evitar que se activen posibles sobrecargas o efectos de confinamiento. • Para un ensayo de carga no confinado cuando la subrasante sea construida con material de relleno, deberá realizarse un terraplén o cancha de prueba de no menos de 75 cm. de altura, utilizando el material a emplear en el relleno, compactado con el contenido de humedad y densidad especificada para la etapa de

construcción. • Para un ensayo de carga confinado, el diámetro del área circular de la excavación debe ser el suficiente que permita el correcto acomodo de la placa seleccionada.


• Con el fin de evitar pérdidas de humedad del terreno, éste deberá cubrirse con plástico o papel impermeable hasta dos metros desde la circunferencia de la placa de ensayo, durante todo el tiempo que dure la prueba. Además con el objeto que la placa logre un apoyo uniforme con la superficie del terreno, éste se nivelará con una delgada capa de arena y yeso, o bien sólo de arena fina. (Fig.2.9.5) 2.9.3.2 Colocación de las placas, diales y otros Placa de ensayo. Deberá centrarse cuidadosamente bajo el dispositivo de reacción y se ajusta a nivel. Sobre ella se colocarán las placas menores concéntricas distribuidas en forma piramidal. Sobre la última placa dispuesta, se centra la gata hidráulica. Figura 2.9.5 preparación del terreno

Anillo de acero. Si se usa un anillo para medir la carga aplicada, éste deberá colocarse entre la gata hidráulica y la rótula que a su vez apoya contra el dispositivo de reacción de carga. Este dispositivo debe ser lo suficientemente largo de modo que sus soportes queden a lo menos a 2,5 metros de la placa de ensayo. Una viga de acero, entre dos camiones cargados otorga un buen dispositivo de reacción. Diales. Los diales micrométricos utilizados para medir la deformación del suelo bajo la acción de la carga (generalmente son tres), deben apoyarse sobre la placa de ensayo a no más de 6 mm. desde el borde, dispuestos en 120º uno del otro. Los micrómetros deben estar asegurados a una estructura (viga porta dial) cuyos soportes están a lo menos 2 metros desde el borde de la placa de ensayo. 2.9.3.3 Procedimientos de asentamiento Para asentar el equipo se empleará alguno de los métodos establecidos:


- Procedimiento Nº1. Apoyar el sistema de carga y la placa soportante mediante la aplicación de una carga de 3,2 KN. (7 Kpa.), cuando el espesor de diseño de pavimento sea menor de 380 mm. o una carga de 6,4 KN. (14 Kpa.), cuando el espesor de diseño del pavimento sea de 380 mm. o más. Una vez que se haya producido el total de la deformación debido a esta carga de apoyo se toman las lecturas de los tres diales micrométricos y se registran como lectura cero (la carga de apoyo también se considerará como carga cero). Una carga cíclica menor a la carga de asentamiento se puede emplear para asegurar un buen apoyo de los aparatos y de la placa de ensayo. - Procedimiento Nº2. Después de instalar adecuadamente el equipo, con toda la

carga muerta actuando (gata, placas, etc.), la placa y el conjunto deben asentarse con una rápida aplicación y descarga, de una carga suficiente para producir una deflexión de no menos de 0,25 mm. y no mayor a 0,50 mm. indicada por los diales. Cuando las agujas de los diales se estabilicen luego de la descarga, se reasienta la placa con la mitad de la carga que produjo la deflexión anterior (entre 0,25 y 0,50 mm.). Finalmente cuando las agujas se hayan estabilizado nuevamente se ajusta cuidadosamente cada dial a su marca cero. 2.9.3.4 Procedimientos de Carga Sin retirar la carga del asiento, debe aplicarse la carga de ensayo por alguno de los métodos establecidos. - Procedimiento Nº 1. Las cargas se aplican a velocidad moderada en incrementos uniformes. La magnitud de cada incremento de carga será tal que permita obtener un suficiente número de puntos (no menos de 6) para poder dibujar la curva carga-deflexión con precisión. Después que cada incremento de carga haya sido aplicado, debe ser mantenido hasta que una razón de deflexión, de no más de 0,25 mm/min, se logre para tres minutos consecutivos. Debe registrarse la carga y las lecturas finales para cada incremento de carga, continuando con este procedimiento hasta que se obtenga la deflexión total deseada ó hasta que la capacidad de carga del equipo sea alcanzada (cualquiera que ocurra primero).


En este punto se debe mantener la carga hasta que el aumento de deflexión no exceda a 0,025 mm/min, durante tres minutos consecutivos. Se registra la deflexión total y luego se disminuye la carga hasta el valor que fue empleada para ajustar en cero los diales. Esta carga se mantiene hasta que la razón de recuperación no exceda 0,025 mm. para tres minutos consecutivos y se registra la deflexión a la carga de ajuste cero. Cada conjunto de lecturas deberá promediarse y ese valor registrado será la lectura de asentamiento promedio. - Procedimiento Nº 2. Se aplican dos incrementos de carga de 16 KN. (35 Kpa.) cada uno los que se mantienen hasta que la razón de deformación en ambos sea inferior a 0,025 mm/min. Tomando las lecturas de los tres diales micrométricos al final de cada incremento, al completar los 32 KN. (70 Kpa.) de carga, se determina la deflexión promedio computando el movimiento total entre cero y 70 Kpa. para cada dial. 2.9.4 Pasos finales -Una vez calculado el valor de Ku, si éste es menor a 56, el ensayo está terminado y la carga puede retirarse. Si Ku= 56, se aplican incrementos adicionales de carga de 16 KN. (35 Kpa.) hasta alcanzar 96 KN. (210 Kpa.), permitiendo que cada uno de los incrementos de carga permanezca hasta que la razón de deformación sea menor a 0,025 mm/min. Deben leerse los tres diales micrométricos al final del proceso en cada incremento de carga. Finalmente, se toma una muestra inalterada del suelo ensayado para realizar en laboratorio la corrección por saturación. La muestra se toma del costado de la placa si el terreno es cohesivo y si es granular que descansa sobre suelo cohesivo, se toma del material cohesivo bajo la placa.


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2.9.5 Cálculos. - Calcular el módulo de reacción no corregido del suelo (Ku), mediante la siguiente expresión: Ku = 70 Kpa / deflexión promedio en mm. donde: Ku = módulo de reacción del suelo no corregido por saturación (Mpa/m) - Calcular el módulo de elasticidad (E) o deformación elástica del suelo mediante la siguiente expresión: E = q / s * D / 4 * ( 1 – u² ) * µ donde: • s = asiento de la placa en producido por una carga q (cm.) • q = carga aplicada (kgs/cm2) • D = diámetro de la placa (cm.) • µ = coeficiente de Poisson del suelo • q/s = tangente a la curva carga deformación del ensayo. 2.9.6 Correcciones y gráficos - Curva carga-deformación. Como antes se señaló si Ku<56 Mpa/m, el ensayo está terminado y no es necesario trazar la curva de carga-deformación. En caso contrario, si Ku= 56 Mpa/m, es necesaria la curva y debe corregirse por efectos como asentamiento deficiente de las placas, comportamiento carga deformación no lineal o falla por corte. La carga unitaria, (70 o 210 Kpa. dependiendo del valor de Ku) se dibuja en función de la deflexión promedio de cada incremento de carga. La deflexión se obtiene de las lecturas de cada dial entre cero y el final de cada incremento de carga. Si la relación carga-deformación corresponde a una línea recta que no pasa por el origen, la curva deberá corregirse. Generalmente la curva carga-deformación se aproximará a una línea recta entre las cargas unitarias de 70 y 210 Kpa.


La corrección consiste en dibujar una línea recta paralela a la porción recta de la curva trazada y que pase por el origen. Si la curva no es lineal en toda su extensión, la corrección de la línea recta se basará en la pendiente promedio de la curva a través de a lo menos tres puntos en la región de la curva que tenga menor curvatura (figura 2.9.6). Figura 2.9.6 Grafico de corrección de curvas presión-deformación


Si la curva carga-deformación es innecesaria (Ku<56 Mpa/m), la deflexión promedio, es el promedio de la deflexión total registrada en cada uno de los tres diales entre el cero y el término del incremento de carga. Sí se requiere la curva, la deflexión promedio será el valor obtenido de la curva corregida para una carga de 70 Kpa. El valor de Ku calculado anteriormente (Ku= 56 Mpa/m), debe ser corregido por flexión de las placas soportantes. Esta flexión redunda en una mayor deflexión entre el centro de la placa que en el borde donde se miden las deflexiones, por lo tanto el valor de Ku es mayor que el real. La corrección se hace por medio de un gráfico (figura 2.9.7).

Figura 2.9.7 Grafico para corregir Ku por deformación de placa .


donde se entra con el valor de Ku por la ordenada y se proyecta horizontalmente hasta interceptar la curva dibujada. Luego el valor de Ku corregido es determinado proyectando verticalmente la intersección del gráfico y leyendo su valor en la abscisa. - Corrección por saturación del suelo. El diseño de pavimentos se basa generalmente en el módulo de reacción del suelo saturado. Como no es factible saturar el suelo en el momento del ensayo, ni tampoco el suelo en estado natural se presenta en ese estado, se debe corregir para estimar el valor en el caso de que el suelo estuviera saturado. Si el ensayo se realiza sobre un suelo cohesivo, no es necesaria la corrección por saturación. En cambio si el ensayo se ejecuta sobre material no cohesivo, pero que descansa sobre material cohesivo, la corrección debe realizarse con ensayos sobre el material cohesivo. El factor de corrección por saturación es la razón de deformación entre una probeta de consolidación con humedad natural y la deformación de una probeta saturada, ambas bajo una presión de 70 Kpa. Cada probeta se someterá a la misma carga de asentamiento (7 o 14 Kpa.) usada en el ensayo de terreno. La carga de asentamiento se mantiene aplicada sobre la probeta que tiene humedad natural hasta que se produzca toda la deformación. En ese momento se realiza la lectura cero del dial de deformación vertical. Sin retirar la carga de asentamiento se aplica una carga adicional de 70 Kpa. y una vez completada la deformación, se toma la lectura del dial de deformación vertical. La otra muestra se deja saturando en el consolidómetro bajo la carga de asentamiento de 7 o 14 Kpa. Una vez saturada se registra la lectura cero. Al igual que el caso anterior, se aplica una carga adicional de 70 Kpa. sin retirar la carga de asentamiento. La carga adicional se mantiene hasta completar la deformación tras lo cual se registra la lectura final del dial. Si el suelo es propenso al hinchamiento, el anillo del consolidómetro no debe quedar completamente lleno, sino dejando una huelga de 1,5 mm. para permitir el hinchamiento. La corrección por saturación será aplicada en proporción a la deformación de las dos probetas bajo una carga unitaria de 70 Kpa., mediante la siguiente expresión:


K = Ku*( d / ds+ b/ 1905 * ( 1 - d / ds )) ( Mpa/ m ) donde: • K = módulo de reacción del suelo corregido por flexión de las placas • Ku = módulo de reacción del suelo no corregido por saturación (Mpa/m) • d = deformación de una probeta en consolidación con el contenido de humedad del terreno, bajo una carga de 70 Kpa. (mm.) • ds = deformación de una probeta saturada en consolidación bajo una carga unitaria de 70 Kpa. (mm.) • b = espesor del material granular (mm.) En ningún caso el valor de d/ds a usar en la fórmula anterior será mayor que uno.

Esta fórmula es aplicable para el cálculo de K corregido halla o no capa granular. Sin embargo, si el espesor de ésta es igual o mayor que 1,90 mt., no será necesaria la corrección por saturación del suelo cohesivo subyacente.


2.10 EQUIPOS BÁSICOS 2.10.1 CAMIÓN IASA 6x6 55

17 t DE REACCIÓN (T • TU • DMT • VANE • MI • DOWN HOLE) El camión sonda IASA 6x6 es el primer equipo en España pensado para la ejecución completa de una campaña de investigación geotécnica. El equipo está provisto de una sonda ROLATEC T-40 con una velocidad máxima de rotación de 700 r.p.m. y un par de 750 mKg. En la zona central del chasis tiene además dos cilindros hidráulicos de 200 kN para la ejecución de ensayos T/TU y otros ensayos mediante hinca estática. En la cabina trasera se encuentra montado un laboratorio móvil con la mayoría de los ensayos in situ disponibles en el mercado. Los ensayos T/TU electrónicos se realizan con una central de toma de datos RocTest provisto de 5 puntas T/TU de diferentes sensibilidades. La unidad de investigación dispone además de un equipo electrónico para la realización de ensayos de corte in situ (Vane-Test) en la modalidad VaneBorer, lo que permite la realización de estos ensayos sin necesidad de un sondeo previo (suelos muy blandos), un Dilatómetro Plano de Marchetti (DMT) y un presiómetro.


Aparte de la realización de estas aplicaciones, el equipo permite la instalación de minipiezómetros, toma de muestras inalteradas de alta calidad y utilización de puntas ambientales para la investigación de suelos contaminados: hidrocarburos, contaminación por sales y bases, metales pesados, estudios para bioremediación, etc.


2.10.2 CAMIÓN GINAF 20 t DE REACCIÓN (T • TU • DMT • VANE • MI • DOWN HOLE)

Camión GINAF 6 x 6 de 20 t de reacción preparado exclusivamente para la realización de ensayos mediante hinca estática provisto de dos cilindros hidráulicos de Gouda de 200 kN, central de toma de datos Geomil (2001), 5 puntas T/TU de diferentes sensibilidades,100 m de varillaje, 150 m de cableado especial GMF, ordenador, impresora, sistema de comunicaciones de Centro Base (moden/fax).La unidad de investigación dispone además de un equipo electrónico para la realización de ensayos de corte in situ (Vane-Test) en la modalidad Vane-Borer, lo que permite la realización de estos ensayos sin necesidad de un sondeo previo (suelos muy blandos) y de un Dilatómetro Plano de Marchetti (DMT).Aparte de la realización de estas aplicaciones, el equipo permite la instalación de minipiezómetros, toma demuestras inalteradas de alta calidad y utilización de puntas ambientales para la investigación de suelos contaminados: hidrocarburos, contaminación por sales y bases, metales pesados, estudios para bioremediación, etc.


2.10.3 CAMIÓN TERBERG 20 t DE REACCIÓN (T • TU • DMT • VANE • MI • DOWN HOLE)

BENZ Camión TERBERG 6x6 de 20t de reacción preparado exclusivamente para la realización de ensayos mediante hinca estática provisto de dos cilindros hidráulicos de Van der Berg de 200 kN, central de toma de datos CONEWELL (1997), 5 puntas T/TU de diferentes sensibilidades, 100 m de varillaje, 150 m de cableado especial, 20 m de entubado especial GMF, ordenador, impresora, sistema de comunicaciones con Centro Base (modem/fax).

La unidad de investigación dispone además de un equipo electrónico para la realización de ensayos de corte in situ (Vane-Test) en la modalidad VaneBorer, lo que permite la realización de estos ensayos sin necesidad de un sondeo previo (suelos muy blandos) y de un Dilatómetro Plano de Marchetti (DMT). Aparte de la realización de estas aplicaciones, el equipo permite la instalación de minipiezómetros, toma de muestras inalteradas de alta calidad y utilización de puntas ambientales para la investigación de suelos contaminados: hidrocarburos, contaminación por sales y bases, metales pesados, estudios para bioremediación, etc.


2.10.4 PENETROSONDA MIXTA MENHIR 100 kn (DPSH • BORROS • T • TU • DMT • VANE • MI) Penetrosonda mixta automática montada sobre remolque para realización de ensayos de penetración estática y dinámica provista de cabeza de rotación para la realización de sondeos helicoidales de 63 mm de diámetro. La altura de caída de la maza de golpeo se regula mediante sensores electromagnéticos. Dispone de dos anclajes helicoidales que proporcionan una reacción de 10 toneladas.


2.10.5 PENETRÓMETRO SOBRE ORUGAS Penetrómetro dinámico montado sobre orugas con dispositivo automático de hinca mediante central con motor de 10 CV. Permite la realización de ensayos DPSH, SPT y BORROS en sitios de difícil

para maquinaria convencional. Mediante este equipo de pueden realizar ensayos entubados, toma de muestras inalteradas y la hinca de sondas scisométricas u otros dispositivos de investigación geotécnica. 2.10.6 PENETRÓMETRO LIVIANO DE TRANSPORTE MANUAL Equipo de penetración dinámica para la realización de ensayos DPM “Dinamic Medium Penetrometrer” (DPM 3020).Permite la realización de ensayos de Penetración Dinámica en lugares de nula accesibilidad por su transporte y manipulación manual lo cual lo hace especialmente útil para la investigación del subsuelo en rehabilitaciones o ampliaciones de construcciones.


2.10.7 CONOS T Y TU Existen una amplia variedad de conos T/TU de tipo compresivo o sustractivo, de 10 y 15 cm2 de sección. En los conos compresivos, los sensores de punta y fuste están montados en soportes individuales lo que conlleva una mayor precisión. En los conos sustractivos, ambos captores están montados en un único soporte para mejorar la robustez. Los conos de 15 cm2 son más robustos que los de 10 cm2.Todos los conos están compensados por los efectos de la temperatura y tienen un amplificador interno


2.10.8 PIEZOCONO ROCTEST DUO-LOG El piezocono RocTest es un equipo de nueva generación constituido por una central de toma de datos DuoLog y conos DuoCone comunicados entre si por un cableado especial. La tecnología de la central DuoLog de cuatro canales está basada en un módulo de control y medida CR-10 con un módulo de expansión de memoria SM192 que permite almacenar sondeos de hasta 100 metros y la visualización en tiempo real de hasta 33 variables con un ordenador portátil conectado a través de un puerto serie RS232. Los conos DuoLog tienen dos células de carga con diferentes rangos para medir la resistencia por punta: qca y qcb de 0 a 100 kp/cm 2

y de 0 a 1.000 kp/cm 2

, respectivamente, característica que permite un alto grado de precisión en suelos estratificados con capas blandas y duras. La célula que mide el rozamiento del fuste trabaja independientemente a compresión, es decir, con mayor precisión que los conos sustractivos y un rango de 0 a 100 kp/cm 2

. El transductor de presión de poro tiene un rango estándar de 0 a 34,5 kp/cm 2

.El equipo se transporta con facilidad y puede acoplarse a cualquiera de los equipos de hinca, penetrómetro Menhir, camión Terberg 6x6 y/o camión.


2.10.9 VANE BORER Y VANE TEST ELECTRÓNICO ETV 2000 El equipo EVT 2000 electrónico permite la realización de ensayos Vane test a medida que el molinete o paleta se hinca en el terreno como si un ensayo de penetración se tratase. De esta forma se pueden realizar ensayos de forma prácticamente continua, obteniendo una columna de resistencia del suelo. Normalmente, los ensayos decorte se realizan cada 0,5 / 1 m.

El par torsor es aplicado por un motor eléctrico con un torque máximo de 130 Nm y permite regular la velocidad del ensayo. Mediante un captor y convertidores A/D el ensayo se es monitoreado en tiempo real en un PC. El registro del torque se hace cada 0,5º. La hinca del dispositivo se puede realizar en modalidad estática o dinámica, utilizando un varillaje de f 22 mm. El varillaje dispone de un niple especial de unión entre el varillaje y las palas, de forma que se puede determinar el rozamiento del mismo niple más el rozamiento parásito de las varillas que se deduce del torque máximo aplicado. El equipo puede desplazarse de forma independiente y ser montado en todos los vehículos de investigación (penetrómetro Menhir, camión Terberg6x6 y/o camión sonda IASA 6x6).Las paletas están estandarizadas en tres tamaños:55x110, 65x130 y 80x160 mm


2.10.10 DILATÓMETRO PLANO DE MARCHETTI IGeoTest dispone de un equipo para la realización de ensayos dilatométricos de Marchetti (DMT) que permite una presión máxima de trabajo de 60 kp/cm2. La hinca del dispositivo se puede realizar en modalidad estática o dinámica utilizando el mismo varillaje que el ensayo T y adaptadores. El equipo puede desplazarse de forma independiente y ser montado en todos los vehículos de investigación de IGeoTest (penetrómetro Menhir, camión Terberg 6x6 y/o camión sonda IASA 6x6). Funciones / Ensayos Dilatómetro plano de Marchetti (DMT)


2.10.11 PRESIOMETRÍA 2.10.11.1 PRESIÓMETRO TRICELULAR TIPO MENARD Los dos equipos más normalizados para la realización de ensayos presiométricos de Ménard permiten una presión máxima de trabajo de 100 kp/cm2. Los equipos pueden desplazarse de forma independiente montados en vehículos todo terreno si el cliente realiza los sondeos o bien en nuestro camión sonda IASA 6x6 conjuntamente con el resto de los equipos de ensayos in situ. La realización del ensayo comporta una maniobra similar a la realizada para otros ensayos como el spt, si bien el diámetro de perforación debe estar compren-dido entre 63

y 66 mm. Los equipos disponen de 100 m de tubulares de conexión, 4 sondas de 60 mm y 2 sondas de 44 mm para ser utilizadas dentro de tubos ranurados protec-tores que se utilizan para ensayos en terrenos derrumbables donde el dispositivo es hincado en el suelo.


2.10.11.2 PRESIODILATÓMETRO OYO ELASTMETER – 2 El presiodilatómetro OYO ELASTMETER-2 con conector de alta presión, permite presiones de trabajo de hasta 200 bares. Para dicha sonda, se utilizan camisas cilíndricas de 72 mm de diámetro, introducidas en el taladro realizado anteriormente. Las lecturas de las presiones y deformaciones se realizan electrónicamente en el interior de la sonda mediante un captor de presión y un calibre de diámetro. Estas lecturas se transmiten a la unidad de lectura en superficie vía cable estanco y apantallado. El fabricante recomienda trabajar con agua, aunque es posible trabajar únicamente con nitrógeno. Para altas profundidades, se puede usar una bomba de doble acción con multiplicador que permite recuperar el fluido mediante succión con nitrógeno, ahorrando hasta un 80% del tiempo de espera y gas. El presiodilatómetro OYO ELASTMETER-2 se desplaza con la furgoneta, laboratorio móvil adaptado especialmente para los equipospresio-dilatométricos.


El equipo OYO ELASTMETER-2 se compone de: • Sonda presiodilatométrica de 72 mm. Alcanza una presión de trabajo de hasta 200 bares.

• Caja de lecturas electrónica externa, con almacenamiento de datos en un ordenador portátil. • Bomba de presión de doble acción mixta. Permitela inyección/succión del fluido utilizado en la sonda. • Multiplicador. Permite inyectar/succionar 8 veces más fluido. • Doble cable (electrónica/fluido) hasta profundidades de ensayo de 200 m.


2.10.12 CENTRAL DE TOMA DE DATOS PARA PIEZOCONOY PUNTAS AMBIENTALES GME La central de toma de datos para ensayos T/TU y puntas ambientales GME está construida con una resolución de 16 bits y una precisión del 0,01%. Permite la entrada de 8 canales digitales o 4 analógicos y se comunica con un PC a través de un puerto serie RS-232. Dependiendo de los captores de cono disponibles, permite la medida de: • Resistencia por punta qc • Resistencia local por fuste fs • Inclinación en grados • Presión de poro dinámica • Conductividad • pH • Potencial Redox • Fuel Fluorescence • Humedad del suelo • Ondas sísmicas • Radiación Gamma El sistema dispone de un detector de errores y aviso de sobrecarga de los captores. Un simulador de ensayos permite verificar in situ la bondad del calibrado. El software T 6 permite la visualización en tiempo real de los parámetros (incluso las curvas de disipación) y su impresión tras finalizar el ensayo. El programa genera un fichero de historia de cada cono incluyendo los valores de zero-shift.


3 BIBLIOGRAFIA

Cassan Maurice, Los ensayos in situ en la Mecánica de Suelos, su ejecución e interpretación. Tomo 1. Editores técnicos asociados, S.A., Barcelona (1982) Terzaghi Karl – Peck Ralph B., Mecánica de Suelos en la ingeniería práctica. Editorial El Ateneo S.A. Barcelona(1975) Sainz Pascual Jorge, Curso de Geotecnia, Grupo INZAMAC Asistencias Técnicas, S.A., Zamora. Marchetti Silvano y Devincenzi Macelo, Artículo Geotecnia. www.marchetti-dmt.it/pdffiles/devince02_ensayo%20DMT.pdf López Menardi R. E., Determinacion in Situ de propiedades ingenieriles de los suelos y su relación con el Ensayo Normal de Penetracion, UNIVERSIDAD TECNOLÓGICA NACIONAL (UBA),(2003) García Hermoso Fernando, Estudios Geotécnicos, Escuela Politécnica Superior, Huescar (2006) Tupak Obando, La Geotecnia, un mundo para explorar la Tierra. Universidad Internacional de Andalucía (Huelva, España) (2009). Fernando García Hermoso, Estudios Geotecnicos, Escuela Politecnica Superior. Huesca (2006) Publicaciones IGEOTEST: Devincenzi Marcelo y Frank Norberto, Ensayos Geotécnicos in Situ, su ejecución e Interpretación. IGEOTEST S.L., Girona (2004)


Devincenzi Marcelo y Frank Norberto, Ensayos Geotécnicos in Situ, IGEOTEST S.L., Girona (1995) Ensayos in Situ, IGEOTEST S.L., Girona (2004) Celada, Benjamín; Galera, José Miguel; Rodríguez, Ángel. Ensayos de deformabilidad para la caracterización del terreno in situ. Ingeopres, Nº. 36, pags. 22-27. (1996).

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