investigatii geotehnice in situ

BUCUREŞTI 2010

Investigaţii geotehnice in situ

Cuprins

1. PENETRAREA DINAMICÃ STANDARD (SPT)................................................................ 1

1.1. GENERALITATI, ISTORIC................................................................................................. 1

1.2. PRINCIPIUL METODEI...................................................................................................... 2

1.3. LIMITELE PROCEDURII................................................................................................... 3

1.4. PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII……………………………………………………. 5

1.5. INTERPRETAREA REZULTATELOR PENETRARII DINAMICE STANDARD......................... 7

1.5.1. Estimarea parametrilor fizico-mecanici......................................................... 7

1.5.1.1. Evaluarea stãrii fizice a nivelelor litologice interceptate.................. 7

1.5.1.2. Evaluarea modul de deformaţie liniarã............................................. 8

1.5.1.3. Evaluarea parametrilor rezistenţei la forfecare................................ 9

1.5.2. Aplicaţii SPT în probleme inginereşti............................................................. 12

1.5.2.1. Estimarea capacitãţii portante a terenurilor..................................... 12

1.5.2.2. Estimarea tasãrilor terenului de fundare a construcţiilor…………. 14

2. PENETRAREA DINAMICÃ PE CON (DP)......................................................................... 19

2.1. GENERALITATI, ISTORIC................................................................................................. 19

2.2. PRINCIPIUL METODEI, APARATURÃ................................................................................ 19

2.3. PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII................................................................................. 21

2.4. INTERPRETAREA REZULTATELOR PENETRÃRII DINAMICE........................................... 23

2.4.1. Estimarea parametrilor fizico-mecanici......................................................... 23

2.4.2. Aplicaţii DP în probleme inginereşti...................... ....................................... 24

3. PENETRAREA STATICÃ PE CON (CPT) ......................................................................... 25

3.1. GENERALITÃŢI....................................................... ........................................................ 25

3.2. ISTORIC....................................................... .................................................................... 26



3.4.1. Rezistenţã pe con (qc) ....................................................................................... 31

3.4.2. Rezistenţã pe manta fs ..................................................................................... 33

3.4.3. Presiunea apei din pori u.................................................................................. 34

3.4.4. Consideraţii practice......................................................................................... 35

3.5. INTERPRETAREA REZULTATELOR .................................................................................... 37

3.5.1. Interpretarea litologicã vizualã....................................................................... 37

3.5.2. Diagrame de interpretare................................................................................. 39

3.5.3. Evaluarea parametrilor geomecanici.............................................................. 44

3.5.3.1. Densitatea relativã (grad de îndesare) ............................................. 44

3.5.3.2. Greutate volumicã.............................................................................. 46

3.5.3.3. Modulul de deformaţie edometric...................................................... 47

3.5.3.4. Unghiul de frecare interioarã............................................................ 48

3.5.3.5. Rezistenţa la forfecare nedrenatã...................................................... 50

3.5.3.6. Efortul de preconsolidare. ................................................................ 53

3.5.3.7. Estimarea raportului de supraconsolidare........................................ 56

3.5.3.8. Proprietãţi de filtrare şi coeficientul de consolidare orizontalã....... 57

3.5.4. Aplicaţii ale CPT în probleme inginereşti...................................................... 61

3.5.4.1. Utilizarea CPT în verificarea calitãţii umpluturilor.......................... 61

3.5.4.2. Identificarea terenurilor susceptibile la lichefiere pe baza CPT....... 63

3.5.5 Interpretarea rezultatelor conform normativelor româneşti şi europene... 69

4. DILATOMETRU PLAT (DMT) ............................................................................................ 73

4.1. GENERALITÃŢI, ISTORIC....................................................... ......................................... 73



4.4. INTERPRETAREA REZULTATELOR.................................................................................. 77

4.4.1. Parametri Marchetti (primari) ....................................................................... 77

4.4.2. Parametri geotehnici derivaţi (secundari) ..................................................... 78

4.4.2.1. Diagrame de interpretare şi estimare a greutãţii volumice............... 78

4.4.2.2. Raportul de supraconsolidare ........................................................... 80

4.4.2.3. Coeficientul presiunilor laterale pentru starea de repaus ................ 81

4.4.2.4. Rezistenţa la forfecare nedrenatã...................................................... 81


Cuprins

4.4.2.5. Unghiul de frecare interioarã ........................................................... 81

4.4.2.6. Modulul de deformaţie....................................................................... 82

4.4.2.7. Determinarea coeficientului de consolidare orizontalã.................... 83

4.4.2.8. Determinarea coeficientului depermeabilitate.................................. 84

4.4.3. Aplicaţii ale DMT în probleme inginereşti..................................................... 84

4.4.3.1. Calculul tasãrilor sub fundaţii de suprafaţã...................................... 84

4.4.3.2. Utilizarea rezultatelor DMT în calculul piloţilor ............................. 86

4.4.3.3. Identificarea suprafeţelor de alunecare pe baza rezultatelor DMT.. 87

4.4.3.4. Utilizarea DMT în verificarea calitãţii umpluturilor ....................... 89

4.4.3.5. Utilizarea DMT în identificarea susceptibilitãţii la lichefiere .......... 89

5. PRESIOMETRIE (PMT) ................................................. ..................................................... 91

5.1. GENERALITÃŢI, ISTORIC................................................. ............................................... 91

5.2. PRINCIPIUL METODEI, APARATURÃ................................................. .............................. 91

5.3. PROCEDURA DE LUCRU, PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII.......................................... 93

5.4. INTERPRETAREA REZULTATELOR................................................. ................................ 95

6. FORFECARE IN SITU CU PALETE (VST) ....................................................................... 97

6.1. GENERALITÃŢI, ISTORIC................................................................................................. 97


6.3. PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII, INTERPRETAREA REZULTATELOR........................ 99

7. ÎNCERCAREA PE PLACÃ (PLT)......................................................................................... 102

7.1. GENERALITÃŢI................................................................................................................ 102

7.2. APARATURÃ..................................................................................................................... 102

7.3. PRINCIPIUL METODEI...................................................................................................... 104

7.3.1. Încercarea pe placã conform standardului românesc................................... 104

7.3.2. Încercarea pe placã conform DIN 18134........................................................ 105

7.4. ERORI ASOCIATE METODEI............................................................................................. 106

7.5. PARAMETRI MÃSURAŢI................................................................................................... 109

7.5.1. Determinarea modulului de deformaţie liniarã conform standardului

românesc............................................................................................................ 109

7.5.2 Determinarea modulului de deformaţie liniarã conform DIN 18134.......... 110

7.5.3. Determinarea coeficientului de pat................................................................. 113

8. CONSIDERAŢII FINALE...................................................................................................... 116

Bibliografie....................................................................................................................................... 124

Investigaţii geotehnice in situ SPT-Standard Penetration Test

1

1. PENETRAREA DINAMICÃ STANDARD 1.1. GENERALITATI, ISTORIC Penetrarea standard în foraj (SPT) este una din cele mai utilizate metode de investigaţie geotehnicã datoritã simplitãţii şi costului redus. SPT este un test simplu, aplicabil tuturor rocilor sedimentare neconsolidate, cu excepţia pietrişurilor mari şi a bolovãnişurilor. Este recomandat pentru investigaţii geotehnice de suprafaţã (<40m), de unde se pot preleva şi probe în tubul carotier. Variabilitatea rezultatelor depinde de tipul de aparaturã folosit şi de procedura de utilizare. În 1902, Charles R. Gow, începe sã execute lucrãri de explorare în cadrul companiei Gow Construction Co. Boston, utilizând un tub carotier de 2,5cm diametru şi un ciocan de 54,5kg. La jumãtatea anilor 1920, tubul carotier este perfecţionat de cãtre Sprague şi Henwood, Inc., iar Harry Mohr este primul care înregistreazã numãrul de bãtãi necesare pãtrunderii tubulaturii pe o adâncime de 30cm, folosind cu succes aceastã metodã de investigaţie geotehnicã timp de peste 30 de ani, în jurul oraşului Boston. Utilizatã în principal ca aparaturã de prelevare de probe netulburate numitã Raymond Sampler, aparatura de penetrare standard este în 1938 acceptatã de cãtre Committee on Sampling and Testing of the Soil Mechanics and Foundation Division of ASCE, sub auspiciile lui Karl Terzaghi şi Arthur Casagrande, Harvard University. Karl Terzaghi sesizeazã faptul cã rezistenţa la penetrare a tubului carotier oferã informaţii in situ care pot fi corelate cu starea de consistenţã sau densitatea aparentã a rocilor întâlnite. Astfel, în 1947, acesta este primul care introduce denumirea “Standard Penetration Test (SPT)” în prezentarea cu titlul “Recent Trends in Subsoil Exploration“ susţinutã la University of Texas, Austin în cadrul “7th Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering”. Primele date despre interpretarea datelor SPT sunt publicate în 1948 în lucrarea “Soil Mechanics in Engineering Practice” şi aparţin lui Terzaghi şi Peck care, utilizând baza de date a lui Harry Mohr, dezvoltã corelaţii remarcabile între numãrul de lovituri NSPT şi cele mai importante proprietãţi fizico-mecanice ale rocilor sedimentare. În 1953, Peck et.al., introduc criteriile de clasificare a rocilor în funcţie de NSPT (redate în tabelul 1.1.) care, ulterior, sunt general acceptate. Procedura de referinţã pentru testul SPT este prima dată standardizatã de American Society for Testing Materials (ASTM) în 1958 şi, în cele din urmã, unanim adoptatã în cadrul International Society for Soil Mechanics and Foundation Engineering în 1988. În România procedura a fost standardizatã în secolul trecut, sub titlul “Cercetarea terenului de fundare prin penetrare dinamicã standard”, STAS 1242/5-81, 88., iar în prezent, în ţara noastrã, este în vigoare norma europeanã EN ISO 22476-3:2006 “Cercetări şi încercări geotehnice. Încercări pe teren. Partea 3: Încercare de penetrare standard”.

Tabel 1.1. Primele corelaţii între NSPT şi starea rocilor penetrate (dupã Peck et.al., 1953) Starea de îndesare Starea de consistenţã Nisipuri şi pietrişuri NSPT(bat/1ft) Prafuri şi argile NSPT(bat/1ft) Foarte afânat 0÷4 Stare curgãtoare 0÷2 Afânat 4÷10 Plastic curgãtoare 2÷4 Îndesare medie 10÷30 Plastic moale 4÷8 Îndesat 30÷50 Plastic consistentã 8÷16 Foarte îndesat >50 Plastic vârtoasã 16÷32 Stare tare >32


2

1.2. PRINCIPIUL METODEI Procedura de lucru constã în lovirea repetatã (15÷30 bãtãi/minut) a tubulaturii (fig.1.2., foto 1.1.) cu un ciocan de 63,5kg, de la o înãlţime de 760mm, astfel încât sã se asigure o pãtrundere a acesteia fãrã întreruperi, pe o adâncime totalã de 450mm realizatã în 3 marşuri a 150mm (fig.1.1). Pentru fiecare marş de 150mm este înregistrat numãrul de bãtãi necesar pãtrunderii tubului carotier. Primul marş este destinat fixãrii tubulaturii în stratul care este testat, iar suma bãtãilor înregistrate la marşurile doi şi trei reprezintã “rezistenţã SPT” ce se noteazã N/300mm sau NSPT. În anumite situaţii se poate efectua un al patrulea marş, însã valorile obţinute nu sunt luate în calcul, ele fiind puternic influenţate de frecarea lateralã a tubulaturii.

Fig.1.1. Schema principialã a procedurii SPT ( dupã Mayne, P.W., 2001)

Fig.1.2. Aparaturã utilizatã în penetrarea dinamicã standard (dupã Mayne, P.W., 2001)

51mm 36mm

76mm

460mm 150mm

686mm

Sabot Tub carotier

Supapa aer/apă Tija de penetrare

0,15m

0,15m

0,15m

Cursa de batere 0,76m

Tub carotier L = 760mm φφφφext = 50mm φφφφint = 35mm

0,30m

Marş I -fixare

Marş II

Marş III

NI = nr. de bătăi/15cm

NII = nr. de bătăi/15cm

N SPT = NII + NIII

Rezistenţa de penetrare standard

NIII = nr. de bătăi/15cm

Greutate 63,5kg


3

Pentru execuţia încercãrii SPT, se întrerupe procesul de forare, se curãţã gaura de foraj, se verificã şi mãsoarã adâncimea tãlpii forajului precum şi nivelul apei subterane. Pentru o geostructurã uniformã din punct de vedere litologic, intervalul de execuţie al SPT este de 0,75m pânã la adâncimea de 3,00m, respectiv 1,50m÷2,00m sub aceastã adâncime. 1.3. LIMITELE PROCEDURII Deoarece încercãrile SPT depind de tipul şi starea echipamentului, precum şi de operator, acest test este considerat irepetabil. Factorii care influenţeazã aceastã încercare pot fi clasificaţi astfel: - Categoria A - factori ce ţin de natura terenului, respectiv starea de eforturi

litostaticã, granulometria terenului, compoziţia mineralogicã, vârsta depozitelor; - Categoria B - factori ce ţin de prezenţa apei subterane - presiunea apei din pori,

sensibilitatea la umezire a rocilor; - Categoria C - factori ce ţin de echipament şi întreţinerea acestuia - diametrul

gãurii de foraj, eficienţa şi masa standardizatã a ciocanului, starea tubului carotier, starea prãjinilor, lubrifierea prãjinilor, tipul echipamentului de foraj;

- Categoria D - factori ce ţin de procedura de execuţie a încercãrii SPT - curãţarea inadecvatã a gãurii de foraj, ascensiunea necontrolatã a nivelului apei subterane, notarea incorectã a numãrului de lovituri sau a înãlţimii de cãdere, înfigerea peste limitã a tubului carotier, mişcarea incorectã a ciocanului (ex. lovire excentricã, cãdere obstrucţionatã);

- Categoria E - factori ce ţin de condiţiile umane şi atmosferice din timpul testului. Tabelul 1.2., conţine câteva evaluãri ale influenţei factorilor mai sus enumeraţi.

Tabel 1.2. Factori ce influenţeazã testele SPT (dupã Kulhawy şi Mayne,1990) Cauze Efecte Influenţã asupra

valorilor NSPT Curãţarea inadecvatã a gãurii de foraj SPT-ul nu se executã în roca

tulburatã Creştere

Nivelul crescut al apei în gaura de foraj

Plutirea tubulaturii Scãdere

Mãsurarea defectuoasã a cursei ciocanului

Variaţia energiei induse ciocanului Creştere

Greutatea modificatã (faţã de standard) a ciocanului

Variaţia energiei aplicate. Din fabricaţie abaterile greutãţii ciocanului variazã cu 5%-7%

Creştere/ Scãdere

Lovirea excentricã a tubulaturii Scãderea energiei aplicate. Creştere Cursã incompletã a ciocanului- datoratã unor cauze multiple

Scãderea energiei aplicate.

Creştere

Deformarea tubului carotier Îndesarea materialului din gaura de foraj

Creştere semnificativã

Contorizarea defectuoasã a bãtãilor Rezultate imprecise Creştere/ Scãdere

Folosirea unui tub carotier nestandardizat

Mãsurãtori irelevante Creştere/ Scãdere

Prezenţa unor elemente de pietriş sau bolovãniş în stratul testat

Tub carotier deformat Creştere

Folosirea tubulaturii în poziţie înclinatã

Împiedicarea transferului de energie Creştere


4

Foto 1.1. Tub carotier utilizat în încercarea SPT.


5

Fig.1.3 . Erori asociate procedurii SPT. (dupã Rogers, J.D., 2006). 1.3.a. Interpretarea eronatã a contactului formaţiune acoperitoare/rocã de bazã pe baza “refuzului” SPT. 1.3.b. În apropierea rocii de bazã, începând de la o distanţã de ≈4÷7d, se înregistreazã o creştere a valorilor NSPT chiar şi în condiţiile unei consistenţe reduse a materialului coeziv.

Cele mai frecvente erori apar în stratele ce conţin claste ce depãşesc diametrul tubului carotier, caz în care valorile NSPT sunt semnificativ mai mari, interpretarea putând fi eronatã (fig. 1.3.a.). Se recomandã o pãtrundere pe minim 3m în “presupusa” rocã de bazã pentru o interpretare sigurã a rezultatelor. O eroare mai greu detectabilã intervine la contactul dintre un strat de consistenţã scãzutã şi roca de bazã. În zona de influenţã a tubulaturii (de diametru d) apreciatã ca având o grosime ce variazã între 4d şi 7d, valorile NSPT sunt semnificativ crescute, datoritã efectului de compresiune a aparaturii (fig. 1.3.b.). Cea mai evidentã sursã de erori rezidã în însãşi procedura de lucru, în care se raporteazã numãrul de lovituri necesare traversãrii unei distanţe de 30cm, astfel cã valorile NSPT înregistrate sunt reprezentative doar pentru strate de grosimi de minim 30cm plus grosimea zonei de influenţã (4÷7d). Procedura SPT mediazã astfel rezistenţa la penetrare a stratelor strãbãtute, iar orizonturile de consistenţã redusã cu grosimi mai mici de 50÷60cm pot fi total ignorate dacã încercarea nu este însoţitã de o analizã atentã a probelor prelevate în carotier. 1.4. PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII Valoarea NSPT reprezintã numãrul de lovituri necesare pãtrunderii tubulaturii pe o adâncime de 300mm. Mãsurãtorile efectuate în cazul acestor încercãri trebuie sã respecte câteva reguli elementare:

1. NSPT este totdeauna un numãr întreg; 2. un test se încheie şi se noteazã “refuz” dacã se înregistreazã 50 de lovituri pe

25mm;

ROCA DE BAZĂ

FORMAŢIUNEA ACOPERITOARE

Dispozitiv SPT

∆h=?

3.a. ROCA DE BAZÃ

FORMAŢIUNEA ACOPERITOARE

ZO

NÃ

DE

C

OM

PRE

SIU

NE

≈

4÷7d

d

3.b.

Dispozitiv SPT


6

3. dacã N<1 atunci înregistrarea se va nota “pãtrundere sub greutatea tubulaturii”.

Eficienţa sistemului se obţine comparând energia cineticã KE=1/2mv2 cu energia potenţialã PE=mgh, iar raportul energetic se defineşte ca KE/PEx100 [%]. În practica internaţionalã se utilizeazã frecvent valorile NSPT corectate la un raport energetic de 60% ce se noteazã N60. Trecerea de la NSPT la N60 se face aplicând o serie de corecţii valorilor înregistrate pe teren.

RSBESPT60 CCCCNN = [1.1.]

în care CE este corecţia de energie, CB corecţia de diametru al gãurii de foraj, CS corecţia de tub carotier, CR corecţia de lungime. Intervalele de variaţie a factorilor de corecţie sunt prezentate în tabelul 1.3. Tabel 1.3. Factori de corecţie a mãsurãtorilor SPT (dupã Skempton, 1986; Robertson şi Wride, 1997)

Factor Simbol Echipament Valoare corecţie

Raport energetic CE=ER/60 Echipament manual Echipament automat

0,5÷1,2 0,8÷1,5

Diametrul gãurii de foraj CB 65÷115mm 150mm 200mm

1,00 1,05 1,15

Tub carotier CS Standard Non standard

1 1,1÷1,3

Lungimea sistemului de batere CR 3÷4m 4÷6m 6÷10m 10÷>30m

0,75 0,85 0,95 1,00

Intervalul de variaţie al corecţiei de energie CE este foarte mare, motiv pentru care estimarea acestui factor este foarte importantã. Instalaţiile comercializate de SPT trebuie periodic etalonate în vederea stabilirii acestei corecţii prin proceduri standardizate (ASTM D 4633). Valorile corectate N60 sunt în continuare normalizate la 100KPa (1 at.) în concordanţã cu sarcina geologicã la adâncimea la care sunt mãsurate. Valorile corectate şi normalizate se noteazã (N1)60 şi se obţin cu formula: (N1)60= CNN60 [1.2.] în care CN ≤ 2 se numeşte parametrul de normalizare a efortului efectiv ce este definit de formula:

n'voN )/Pa(C σ= [1.3.]

În relaţia de mai sus:

- Pa este presiunea atmosfericã [KPa];

- 'voσ efortul unitar efectiv la adâncimea consideratã [KPa];

- n este un coeficient exponenţial care este evaluat astfel: o 1 pentru argile (Olsen, 1997; Mayne şi Kemper, 1988);


7

o 0,5÷0,6 în nisipuri (Seed.al, 1983; Liao şi Whitman, 1986; Olsen, 1997).

În legislaţia europeanã (EUROCOD 8), valorile NSPT înregistrate şi exprimate ca numãr de lovituri /300mm trebuie normalizate la o presiune litostaticã de referinţã de 100KPa şi pentru un raport energetic de 60% faţã de energia teoreticã de impact (ER/60). Pentru adâncimi <3m, valorile NSPT înregistrate trebuie reduse cu 25%. Normalizarea în raport cu efortul litostatic se face prin multiplicarea cu un factor:

2/1'voN )/100(C σ= [1.4.]

în expresia cãruia 'voσ este efortul vertical efectiv ce acţioneazã la adâncimea şi la

momentul la care s-a întregistrat NSPT, iar valoarea CN trebuie sã fie în intervalul 0,5÷2. 1.5. INTERPRETAREA REZULTATELOR PENETRARII DINAMICE STANDARD 1.5.1. Estimarea parametrilor fizico-mecanici 1.5.1.1.Evaluarea stãrii fizice a nivelelor litologice interceptate. Evaluarea stãrii de consistenţã pentru roci coezive şi a stãrii de îndesare pentru roci necoezive a fost prima aplicaţie a rezultatelor încercãrii de penetrare dinamicã standard în foraj, care rãmâne valabilã pânã azi.

Tabel 4. Corelaţii între starea fizicã a terenurilor şi rezultatele SPT

N30

(bãtãi/30cm)

Terenuri necoezive N30

(bãtãi/30cm)

Terenuri coezive Starea de îndesare/ Densitatea relativã

Starea de consistenţã

Terzaghi/Peck Gibs-Holtz STAS1242/5-88 Terzaghi/Peck < 4 Foarte afânatã 0÷15% < 2 Stare curgãtoare Foarte moale

4÷10 Afânatã 15÷35% 2÷4 Plastic curgãtoare Moale 10÷30 Îndesare medie 35÷65% 4÷8 Plastic moale Medie 30÷50 Îndesatã 65÷85% 8÷15 Plastic consistentã Rigid > 50 Foarte îndesatã 85÷100% 15÷30 Plastic vârtoasã Foarte rigid

30 Stare tare Tare

N30

(bãtãi/30cm)

Terenuri necoezive N30

(bãtãi/30cm)

Terenuri coezive Starea de îndesare/ Densitatea relativã

Starea de consistenţã/

Rezistenţa la compresiune qu KPa AASHTO, 1988 AASHTO, 1988

< 4 Foarte afânatã 0÷20% 0÷1 Foarte moale <25 4÷10 Afânatã 20÷40% 2÷4 Moale 25÷50

10÷25 Îndesare medie 40÷70% 4÷8 Medie 50÷100 25÷50 Îndesatã 70÷85% 8÷15 Rigid 100÷200 > 50 Foarte îndesatã 85÷100% 15÷30 Foarte rigid 200÷400

30÷60 Tare >400 >60 Foarte tare

Densitatea relativã este estimatã de cãtre diverşi autori (Mayne, P.W., 2001) în raport cu valorile penetrãrii dinamice standard (SPT) corectate şi normalizate (N1)60 cu urmãtoarele formule:


8

60

)N(D 6012

r = [-] [1.5.]

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0 10 20 30 40 50 60

Rezistenta SPT corectata si normalizata (N1)60

Den

sita

te r

elat

iva

Dr(

%)…

..

Fig. 1.4. Variaţia densitãţii relative în funcţie de valorile NSPT

sau

100CCC

)N(D

RSCAP

601r ⋅= [%] [1.6.]

în care

50P Dlg2560C += , corecţie de granulozitate (D50 diametrul corespunzãtor

procentului de 50% din curba granulometricã); )100/tlg(05,02,1CA += , corecţie de vârsta formaţiunii (t vârsta estimatã a

formaţiunii în ani); 18,0

R )RSC(C = corecţie a raportului de supraconsolidare.

1.5.1.2. Evaluarea modulului de deformaţie liniarã. Prin tipul de solicitare exercitat asupra terenului, încercarea SPT solicitã rocile în domeniul de comportament plastic. Cu toate acestea, literatura de specialitate a adoptat, încã de la debutul metodei, o serie de corelaţii între valoarea NSPT şi modulul de deformaţie liniarã al terenurilor, considerat un parametru specific domeniului de comportament elastic al rocilor. Astfel, A.Stanciu şi I.Lungu, 2006, preiau formulele: E=8N [1.7.] în care E este modulul de deformaţie liniarã [daN/cm2], N este numãrul de lovituri din încercarea SPT;

NCCm

121

v

+= [1.8.]

unde mv este coeficientul de compresibilitate volumicã, iar


9

2,4<C1<7,1 MPa, 0,33< C2<1,18MPa sunt coeficienţi aleşi în funcţie de natura terenului strãbãtut. Norma americanã de drumuri AASHTO, 1996, propune urmãtoarele corelaţii între tipul de roci şi modulul de deformaţie liniarã :

Tabel 1.5. Estimarea modulului de deformaţie liniarã dupã norma AASHTO Tip de rocã Modul de deformaţie liniarã (KPa) Prafuri, prafuri nisipoase sau alte roci slab coezive 400(N1)60 Nisipuri fine medii 700(N1)60 Nisipuri mari sau nisip cu rar pietriş 1000(N1)60 Nisipuri cu pietriş 1200(N1)60

Bowles, 1989 propune urmãtoarele relaţii pentru estimarea modulului de deformaţie liniarã E[KPa]: pentru nisipuri )15N(500E SPT +⋅= [1.9.]

pentru nisipuri prãfoase, argiloase )6N(300E SPT +⋅= [1.10.]

0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

0 10 20 30 40 50 60

Rezistenta SPT normalizata N1(60)

Mod

ul d

e de

form

atie

lini

ara

E(M

Pa)…

.

Fig.1.5. Estimarea modulului de deformaţie liniarã dupã Bowels

(dupã Mayne, P.W., 2001)

1.5.1.3.Evaluarea parametrilor rezistenţei la forfecare Din cauza dificultãţilor ce survin în determinarea parametrilor efectivi ai rezistenţei la forfecare (unghiului de frecare) pe probe netulburate provenind din roci necoezive, încercãrile in situ de tipul SPT, CPT sunt foarte frecvent utilizate pentru acest scop. Corelaţii ale valorilor NSPT cu unghiul efectiv de fricţiune pentru nisipuri ”curate” fãrã fracţiuni fine sunt recomandate încã din anul 1956 de cãtre Meyerhof.

Nisipuri

Nisipuri prãfoase


10

Tabel 1.6. Estimarea unghiului de frecare interioarã (dupã Meyerhof, 1956.)

N30

(bãtãi/30cm) Stare de îndesare

Densitate relativã

Unghi efectiv de frecare interioarã φ' (o)

<4 Foarte afânatã 0÷20% <30 4÷10 Afânatã 20÷40% 30÷35

10÷30 Îndesare medie 40÷60% 35÷40 30÷50 Îndesatã 60÷80% 40÷45

>50 Foarte îndesatã 80÷100% >45

În tabelul de mai sus: - pentru N’>15, reprezentând valorile corectate ale rezistenţei la penetrare

standard, executate în condiţii de presiune a apei subterane, N30=15+(N’-15)/2;

- pentru nisipuri argiloase se recomandã reducerea valorilor φ' cu 5o; - pentru nisipuri în amestec cu pietriş se recomandã creşterea valorilor φ' cu 5o.

O corelaţie foarte utilizatã între valorile corectate N60 şi φ', a fost propusã de Schmertmann, 1975, ec.1.11., fig.1.6 :

34,0

a

vo'

601

p3,202,12/Ntan'

σ+≈φ − [1.11.]

în care 'voσ este sarcina geologicã efectivã la adâncimea penetrãrii, iar pa presiunea

atmosfericã.

φ = 50φ = 50φ = 50φ = 50οοοο

φ=45φ=45φ=45φ=45οοοο





0

10

20

30

40

50

60

0 50 100 150 200 250 300Sarcina geologica efectiva (KPa)

Rez

iste

nta

SP

T c

orec

tata

(N

) 60

Fig.1.6. Corelaţia N60 şi φ' specificã nisipurilor “curate”

(dupã Schmertmann, 1975).


11

O altã corelaţie de acest tip este dată de Perry, 1977, sub forma:

vo

N2825

σ+=φ [1.12.]

Ulterior, în 1996, Hatanaka şi Uchida, utilizând un numãr semnificativ de probe netulburate în roci necoezive prelevate prin îngheţ, au reuşit sã realizeze o corelaţie de tipul (fig.1.7.):

ε±+=φ 3,22N5,3' )60(1 [1.13.]

respectiv,

20N4,15' )60(1 +⋅=φ [1.14]

în care φ' este unghiul efectiv de frecare interioarã [o], iar ε este eroarea standard utilizatã în regresia având media 0 şi deviaţia standard 2.3.

20

25

30

35

40

45

50

0 10 20 30 40 50 60

Rezistenta SPT corectata si normalizata (N1)60

Ung

hi e

fect

iv d

e fr

ecar

e in

teri

oara

'

(o)

Fig.1.7. Corelaţia între valorile SPT corectate, normalizate (N1)60 şi

unghiul efectiv de frecare interioarã φ' (dupã Hatanaka şi Uchida, 1996).

Relaţiile 1.13., 1.14. de mai sus subestimeazã cu circa 1o valorile unghiului efectiv de frecare interioarã pentru depozite situate la adâncimi <12÷16m, iar sub aceste adâncimi diferenţele faţã de valorile obţinute în laborator variazã cu 2o-3o. Autorii considerã cã variaţii ale valorilor unghiului de frecare interioarã de pânã la 4o sunt induse de utilizarea aparaturii automate de execuţie a penetrãrilor standard. Toate aceste corelaţii au fost stabilite în nisipuri în care fracţiunile praf sau argilã erau nesemnificative. Pentru cazurile nisipurilor argiloase, nisipurilor prãfoase sau ale nisipurilor micacee, valorile estimate ale unghiului de frecare interioarã sunt mai mici.

ε±+=φ 3,22N5,3' )60(1

20N4,15' )60(1 +⋅=φ


12

Nu se recomandã utilizarea acestor corelaţii în cazul nisipurilor având un conţinut semnificativ de pietriş deoarece valorile NSPT sunt adesea supraestimate prin faptul cã tubul carotier are diametrul mai mic decât anumite claste ale depozitelor grosiere, iar rezistenţa crescutã la penetrare nu este generatã de starea de îndesare a depozitului.

1.5.2. Aplicaţii SPT în probleme inginereşti. 1.5.2.1.Estimarea capacitãţii portante a terenurilor Primele relaţii privind presiunea admisibilã (convenţionalã) pentru fundaţii de suprafaţã sprijinite pe terenuri necoezive, sunt date de Terzaghi şi Peck, 1957, în situaţia unui factor de siguranţã Fs=3 faţã de presiunea criticã şi pentru o tasare absolutã de 2,5cm (fig. 1.8.). Pentru fundaţii tip radier general, considerând o tasare limitã de 5cm, aceiaşi autori recomandã valori ale presiunii admisibile în intervalul 0,7÷4,5 daN/cm2 expuse în tabelul 1.7., ce se pot majora cu 10÷20% dacã apa subteranã se aflã la adâncimi >B/2.

N=60

N=50

N=40

N=30

N=20

N=10

N=5

0

1

2

3

4

5

6

7

0 1 2 3 4 5 6Latimea fundatie (m)

Pre

siun

ea a

dmis

ibila

(da

N/c

m2)…

..

Fig. 1.8. Estimarea presiunii admisibile în funcţie de valorile NSPT

(dupã Terzaghi si Peck, 1957)

Tabel 1.7. Estimarea presiunii admisibile în funcţie de valorile NSPT N30

(bãtãi/30cm) Starea de îndesare

pa daN/cm2

<10 Afânatã necesitã compactare 10÷30 Îndesare medie 0,7÷2,5 30÷50 Îndesatã 2,5÷4,5

>50 Foarte îndesatã >4,5

Ulterior, Meyerhof estimeazã aceeaşi presiune admisibilã (convenţionalã) cu formula:

+

=

B

D1

30

NB281,3p f

a [1.15.]


13

în care:

pa = presiunea admisibilã (daN/cm2);

N = valoarea medie, corectatã NSPT sub talpa fundaţiei;

B = lãţimea fundaţiei (m);

Df = adâncimea de fundare (m). Acelaşi autor propune urmãtoarele formule pentru estimarea presiunii nete, necesare pentru realizarea unei tasãri de 25,4mm (1inch):

≥

+=

<=

1,22m Bpentru B28,3

128,3N99,7q

1,22m;Bpentru N98,11q

2

net

net

[1.16.]

în care:

ftotnet Dqq γ−= (KPa),

iar B şi Df au semnificaţia dată mai sus. Relaţiile Meyerhof sunt modificate de Bowles, 1977, pe baza experienţelor in situ, astfel cã sunt propuse urmãtoarele seturi de corelaţii:

≥

+=

<

=

1,22mBpentru 4,25

s

B28,3

1B28,3NF98,11q

1,22m;Bpentru 4,25

sNF16,19q

o2

dnet

odnet

[1.17.]

în care: so este tasarea admisibilã (mm);

( ) 33,1B/D33,01F fd ≤+= este un factor de adâncime adimensional.

sau

;

1,22mBpentru B

30,0B

08,0

Nq

1,22m;Bpentru F05,0

Nq

2

a

da

≥

+=

<=

[1.18.]

în care qa (KPa), reprezintã presiunea admisibilã necesarã unei tasãri de 25,4mm. În relaţiile de mai sus, N reprezintã NSPT stabilit pe baze statistice în cuprinsul zonei active a construcţiei, consideratã a se dezvolta între adâncimile 0,50Df şi 2B de la baza fundaţiei. Pentru aceeaşi tasare maximã admisibilã mm4,25so = , în funcţie şi de adâncimea

relativã de fundare (Df/B), Peck, Hanson şi Thornburn, 1974, au stabilit corelaţii în funcţie de valorile NSPT, ce sunt prezentate în figura 1.9. O abordare mai recentã, bazatã pe circa 200 de mãsurãtori in situ a tasãrilor în cazul construcţiilor fundate pe terenuri necoezive, aparţine lui Burland şi Burbidge, 1985.


14

Astfel, presiunea maximã corespunzãtoare unei tasãri de 25,4mm 5,2a qq = (KPa)

este estimatã de formula:

T7,0

4,1

5,2a10B

N2540qq == [1.19.]

în care B este lãţimea fundaţiei (m), N este valoarea medie a penetrãrii dinamice standard, calculatã pe o adâncime egalã cu B, iar T este o variabilã aleatoare din punct de vedere statistic, stabilitã pentru o distribuţie normalã cu o medie de 2,23 şi o deviaţie standard 0,26. Ecuaţia de mai sus are o variantã utilizatã atunci când probabilitatea de a se depãşi tasarea de 25,4mm este de cel puţin 30%:

7,0

4,1

5,2aB

N9,10qq == [1.20.]

Dacã se estimeazã tasãri mm4,25ss o =≠ , presiunile nesesare admisibile se stabilesc

prin interpolare liniarã. Presiunea criticã ultcr qp = (KPa) este evaluatã de Perry, 1977 prin relaţia liniarã:

N30qp ultcr == [1.21.]

în care N este o valoare medie reprezentativã pe intervalul de adâncime 0,75B, sub talpa fundaţiei. Ecuaţia Terzaghi privind depãşirea capacitãţii portante în cazul rocilor necoezive, este discutatã în raport cu rezultatele penetrãrii dinamice standard şi de Zekkos et.al., 2004. Astfel, în ecuaţia binecunoscutã a lui Terzaghi:

γγ+γ== BN'2

1DN'qp qultcr [1.22.]

γN,Nq sunt factori de capacitate portantã care depind exclusiv de unghiul efectiv de

frecare interioarã 'φ al terenurilor necoezive, exprimat prin corelaţie cu valorile (N1)60 conform ecuaţiei [1.13.]. Expresiile cele mai utilizate ale factorilor γN,Nq sunt:

Bowels, 1996:

φ+= φπ

2

'45taneN o2'tan

q [1.23.]

Brinch-Hansen, 1970: ( ) 'tan1N5,1N q φ−=γ [1.24.]

1.5.2.2. Estimarea tasãrilor terenului de fundare a construcţiilor. Se realizeazã pe baza unor formule empirice în care sunt raportate tasãrile mãsurate ale terenurilor de fundare a construcţiilor pozate pe roci necoezive şi rezultatele penetrãrilor dinamice standard corectate în raport cu diverşi factori (sarcinã geologicã, prezenţa apei subterane, etc.).


15

Fig. 1.9. Estimarea presiunii admisibile în funcţie de valorile penetrãrii dinamice standard, pentru o tasarea so<2,54cm. (dupã Peck, Hanson si Thornburn, 1974)

Df / B = 0,25

N=50

N=40

N=30

N=20

N=15

N=10

N=5

0

100

200

300

400

500

600

0 0.5 1 1.5

Latimea fundatiei B(m)

Pres

iune

a ne

ta a

dmis

ibil

a (K

Pa)...

Df / B = 0,50

N=50

N=40

N=30

N=20

N=15

N=10

N=5

0

100

200

300

400

500

600

0 0.5 1 1.5


Pres

iune

a ne

ta a

dmis

ibil

a (K

Pa)...

Df / B = 1

N=50

N=40

N=30

N=20

N=15

N=10

N=5

0

100

200

300

400

500

600

0 0.5 1 1.5


Pres

iune

a ne

ta a

dmis

ibil

a (K

Pa)...


16

Urmãtoarele relaţii sunt de referinţã pentru estimarea tasãrii instantanee si (cm): ⇒ relaţiile Mayerhof , 1965:

>

+=

<=

m25,1Bpentru33,0B

B

N

q84,2s

;m25,1BpentruN

q9,1s

2

i

i

[1.25.]

⇒ altã formã a relaţilor Mayerhof datã de Mayne 2001, este:

=

=

prafoasenisipuripentruN

Bq485,1s

pietrisurisinisipuripentruN2

Bq485,1s

i

i [1.26.]

în care q este presiunea netã transmisã de fundaţie (daN/cm2), iar N este valoarea medie a penetrãrii dinamice standard la o adâncime egalã cu B (lãţimea fundaţiei-m). ⇒ relaţia Perry, 1971:

TWDi CCCN

qBs

α= [1.27.]

în care:

α=200; q este presiunea netã transmisã de fundaţie (MN/m2); CD este un factor de influenţã al adâncimii de fundare redat în fig.1.10 a; CW este un factor de influenţã al nivelului apei subterane, care se poate determina cu una din relaţiile de mai jos.

≤≤+

−++=

≤≤+

+=

B2DDpentru)B75,0D(B2

)DDB2(D1C

DD0pentru4/B3D

D1C

wff

wfwW

fwf

wW

[1.28.]

Dw adâncimea apei subterane mãsuratã de la suprafaţa terenului (m); Df adâncimea de fundare (m); CT factor de influenţã al grosimii T a stratului compresibil, redat în fig.1.10b.; N valoarea penetrãrii standard la adâncimea 3B/4 sub talpa fundaţiei. Dacã N variazã sub talpa fundaţiei, se va considera valoare mediei ponderate:

6

NN2N3N 321 ++

=

în care: N1 valoarea medie NSPT înregistratã între talpa fundaţiei şi adâncimea 3B/4;


17

N2 valoarea medie NSPT înregistratã pe adâncimile 3B/4 ÷ 3B/2; N3 valoarea medie NSPT înregistratã pe intervalul 3B/2 ÷ 2B.

0

1

2

3

4

5

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

D/B

CD

0

0.25

0.5

0.75

1

0 0.5 1 1.5 2

T/BC

T

Fig.10.a Fig.10.b

Fig.1.10. Factori de influenţã în metoda Perry pentru calculul tasãrii pe baza încercãrilor de penetrare standard în foraj.

⇒ Burland şi Burbidge, 1985, propun urmãtoarea relaţie de corelaţie în cazul rocilor

necoezive normal consolidate:

7,0ca1si BIffs σ= [1.29.]

în care: si reprezintã tasarea instantanee, (mm);

2

s 25,0B/L

B/L25,1f

+= factor de formã a fundaţiei de lungime L (m) şi lãţime B (m);

−

=

1

o

1

o1 z

Hz

z

Hf factor de corecţie al stratului necoeziv, f1=1, dacã Ho>z1;

Ho grosimea stratului necoeziv (m); z adâncimea medie a stratului necoeziv, mãsuratã de la suprafaţa terenului, (m); z1 grosimea zonei active a construcţiei, (m), care se va considera:

� 763,01 Bz = în situaţia în care valorile penetrãrilor dinamice standard cresc

în adâncime sau rãmân aproximativ constante; � B2z1 = , dacã valorile NSPT scad în adâncime.

aσ presiunea admisibilã transmisã pe talpa fundaţiei (KPa);

4,1SPT

cN

71,1I = indice de compresibilitate (-);

NSPT valoarea necorectatã a penetrãrii dinamice standard la nivelul Ho în situaţia în care Ho>z1, respectiv la adâncimea B, atunci când Ho<z1.


18

⇒ În cazul nisipurilor supraconsolidate, aceiaşi Burland şi Burbidge, 1985, propun corelaţiile:

σ<σσ=

σ>σ

σ−σ=

zcac7,0

ai

zca7,0

cvoa1si

'pentru3

IBs

'pentruBI'3

2ffs

[1.30.]

în care vo'σ este sarcina geologicã la baza excavaţiei (KPa), iar restul termenilor

îşi pãstreazã semnificaţia expusã mai sus. ⇒ Aceiaşi autori estimazã tasarea totalã a terenurilor necoezive sub acţiunea unei

construcţii cu formula:

σ−+

σ= fvo

fvot1st a)''q(

3

a'fffs [1.31.]

în care:

1s f,f îşi pãstreazã semnificaţiile de mai sus;

tf este un factor de compresiune secundarã care poate avea expresiile:

� ( )3/tlog2,03,1f t += pentru sarcini statice;

� ( )3/tlog8,07,1f t += pentru sarcini oscilante.

În relaţiile de mai sus, ani3t ≥ este timpul de la terminarea construcţiei. ⇒ O ultimã relaţie de estimare a tasãrii pe baza încercãrilor de penetrare dinamicã,

este dată de Liao şi Whitman, 1985, în funcţie de presiunea netã qnet (KPa):

corectat

neti N41,0

ps = [1.32.]

în care:

fanet Dqp γ−= presiunea netã (KPa);

SPTWNcorectat NCCN = este valoarea corectatã a rezultatelor penetrãrii

dinamice; CN este factorul de corecţie a penetrãrii standard în raport cu sarcina geologicã, care poate lua expresiile:

zoN '

8,95C

σ= pentru 2CN ≤ sau (Liao şi Whitman, 1985)

σ=

zoN '

1916log77,0C pentru 2CN ≤ şi KPa24'zo >σ (Peck et.al., 1974)

CW este factorul de corecţie al apei subterane, care are formele:

1)BD(2

z

2

1C

f

wW ≤

++= pentru )BD(z0 fw +⟨⟨ , respectiv

1CW = pentru )BD(z fw +≥ , zw adâncimea apei subterane.

Investigaţii geotehnice in situ PD - Penetrare dinamicã

19

2. PENETRAREA DINAMICÃ PE CON 2.1. GENERALITÃŢI, ISTORIC Penetrarea dinamicã pe con este una din cele mai des utilizate metode de investigaţie geotehnicã a terenului de fundare, datoritã simplitãţii metodologiei de lucru şi robusteţii aparaturii utilizate. Spre deosebire de penetrarea dinamicã standard (unde era folosit un tub carotier care avea funcţia de penetrare şi prelevare de probe), în încercarea de penetrare dinamicã se utilizeazã conuri cu diverse caracteristici constructive (unghi la vârf de 60o în zona Americii, Australiei şi Africii, 90o în spaţiul european), nefiind posibilã prelevarea de probe. Indiferent de tipul aparaturii, încercarea constã în introducerea în teren, prin batere, a unei tubulaturi prevãzutã cu con, înregistrându-se numãrul necesar de lovituri pentru pãtrunderea acesteia (în condiţii standardizate) pe echidistanţe de 10 sau 20cm. În România încercarea a fost standardizatã în secolul trecut prin normativul C159-73, 89 şi, mai recent, de norma europeanã EN ISO 22476-2:2006, “Cercetări şi încercări geotehnice. Încercări pe teren. Partea 2: Încercare de penetrare dinamică.” În prezent sunt utilizate mai multe tipuri constructive de aparaturi care diferã în principal prin masa berbecului cu ajutorul cãruia se aplicã loviturile (detalii asupra aparaturilor disponibile vor fi date în §2.2.) Conform normativului sus-numit sunt utilizate urmãtoarele aparaturi, respectiv proceduri de lucru:

⇒ penetrare dinamicã uşoarã (DPL, abreviat în românã PDU), care foloseşte masa cea mai micã a berbecului;

⇒ penetrare dinamicã medie (DPM, abreviat în românã PDM), utilizând o masã medie;

⇒ penetrare dinamicã grea (DPH, sau PDG în româneşte), folosind o masã mare; ⇒ penetrare dinamicã foarte grea (DPSH-A,B, sau PDSG), folosind cele mai

mari mase disponibile. Rezultatele pot fi utilizate pentru determinarea preliminarã a stratificaţiei geostructurilor predominant necoezive, controlul calitãţii lucrãrilor de umpluturã sau pentru evaluarea diferitelor proprietãţi fizico-mecanice ale depozitelor pe baza unor corelaţii specifice. 2.2. PRINCIPIUL METODEI, APARATURÃ Echipamentul încercãrilor de penetrare dinamicã pe con cuprinde urmãtoarele pãrţi componente (vezi tabelul 2.1.):

- dispozitivul de batere constând în berbec de diverse dimensiuni şi mase, care culiseazã cât mai uşor pe o tijã ce conţine un dispozitiv de declanşare manualã sau automatã a cãderii;

- nicovala (sau capul de batere) ce limiteazã cãderea berbecului; - conul metalic care are un unghi la vârf de 90o şi se prelungeşte cu o parte

cilindricã ce se racordeazã la tijele de batere (fig.2.1.); existã douã varietãţi de conuri în funcţie de modul de cuplare cu tija - con fix care se extrage la finalizarea penetrãrii împreunã cu întregul echipament, sau con pierdut, care este deşurubat şi detaşat la adâncimea finalã de penetrare, rãmânând în teren;

- tijele de batere, constituite din oţel de înaltã rezistenţã la compresiune şi uzurã, ale cãror sãgeţi maxime admisibile nu trebuie sã depãşeascã 1/1000 sau 1mm/m;

- dispozitiv de mãsurare al cuplului necesar înşurubãrii tijelor, care de obicei este o cheie dinamometricã;


20

- echipamentele moderne sunt prevãzute cu dispozitive de numã-rare a loviturilor de berbec, dispo-zitive de mãsurare a adâncimii de penetrare (în lipsa cãrora, tijele trebuie gradate), precum şi dispo-zitive de mãsurare a dimensiunilor vârfului şi verificare a verticalitãţii penetrarii. Tabelul de mai jos cuprinde dimensiunile şi masele pãrţilor componente ale echipamentelor de penetrare dinamicã, aşa cum sunt stipulate de normativul românesc în vigoare. Pe parcursul desfãşurãrii testului, tijele trebuie introduse în mod continuu, iar la fiecare metru strãbãtut acestea se rotesc un tur şi

Tabel 2.1. Echipament Ansamblu Unitate

de masurã

DPL DPM DPH DPSH DPSH-

A DPSH-

B

Dispozitiv de batere

Masa berbecului

kg 10 30 50 63,5 63,5

Înãlţimea de cadere

mm 500 750

Conul metalic

(unghi la vârf 90°)

Aria bazei conului

cm2 10 15 16 20

Diametrul bazei

mm 35,7 43,7 45,0 50,5

Lungimea pãrţii cilindrice

mm 35,7 43,7 90,0 51

Înãlţimea pãrţii conice

mm 17,9 21,9 45,0 50,5

Uzura maximã admisã

mm 3 4 5

Tijele de batere

Masã maximã kg/m 3 6 8 Diametru

maxim mm 22 32 35

Energia nominalã specificã pe loviturã

kJ/m2 50 100 167 194 238

Cursã de penetrare mm 100 100/200 Adâncimi maxime recomandate m 6÷8 8÷15 15÷20

Limitele numãrului de bãtãi/cursã

bãtãi/cursã 3÷50 5÷100

jumãtate (sau pânã la atingerea cuplului maxim) pentru asigurarea garniturii împotriva deşurubãrii. Frecvenţa de batere trebuie sã se înscrie în intervalul 15÷30 lovituri

90o

D

d Diametrul tijei Tijã de batere Orificiu de injectare Con de penetrare Diametrul bazei conului

Vâr

f pe

netr

omet

ric

Tro

nson

ci

lind

ric

Fig. 2.1. Schiţa vârfului penetrometric Conform EN ISO 22476-2:2006


21

/minut, iar fiecare oprire a procesului de penetrare mai mare de 5 minute se consemneazã în fişele de înregistrare a rezultatelor. 2.3. PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII Înregistrãrile se fac la pãtrunderea pe 100mm (DPL, DPM, DPH) şi se noteazã N10, respectiv la fiecare 100-200mm pentru DPSH, N10-N20. Dacã înregistrãrile depãşesc limitele înscrise în tabelul 2.1., se înregistreazã penetrarea realizatã la fiecare loviturã (în cazul rocilor argiloase aflate în stare curgãtoare), sau pentru un numãr determinat de lovituri (în cazul rocilor cu rezistenţã la penetrare mare). Raportul de încercare penetrometricã trebuie sã includã:

- tipul aparaturii; - valorile N10 sau N20 la fiecare adâncime, reprezentate grafic; - valorile cuplului maxim la fiecare adâncime; - frecvenţa medie a loviturilor; - nivelul apei subterane; - durata întreruperilor mai mari de 5 minute şi adâncimea la care s-au produs.

Urmãtorii factori influenţeazã sensibil rezultatele penetrãrii dinamice: - starea fizicã a aparaturii utilizate; modificãrile de masã sau geometrie ale

pãrţilor componente atrag modificãri ale energiei reale de batere; - viteza de penetrare, respectiv frecvenţa de batere influenţeazã invers

proporţional rezistenţa la penetrare, mai ales în cazul rocilor coezive în stare de consistenţã scãzutã;

- întreruperile de duratã în procesul de penetrare creeazã o creştere temporarã şi artificialã a rezistenţei de batere;

- compoziţia granulometricã a nivelurilor strãbãtute; prezenţa fragmentelor de roci tari sau a granulelor de mari dimensiuni (pietriş, bolovãniş) se regãsesc pe diagramele de penetrare ca salturi bruşte ale citirilor N10-N20 care pot fi uşor interpretate în mod eronat ca zone cu grad de îndesare ridicat;

- rocile coezive aflate în stare de consistenţã scãzutã aderã la tijele dispozitivului, iar procesul creeazã o creştere artificialã a rezistenţei la penetrare;

- se considerã cã un nivel litologic influenţeazã rezistenţa la penetrare pe o lungime de 10÷15d (d este diametrul conului de penetrare);

- prezenţa apei subterane reduce, în funcţie şi de adâncime, cu 10% pãnã la 50% valorile rezistenţei la penetrare;

- în nivelurile nisipoase are loc o creştere a rezistenţei la penetrare în adâncime datoratã posibilitãţii de refulare lateralã şi verticalã a materialului dislocuit de con şi tijă. Adâncimea pe care se manifestã refularea şi creşterea rezistenţei la penetrare se numeşte adâncime criticã hcr. În nivelurile îndesate, dupã strãbaterea acestei adâncimi, rezistenţa la penetrare rãmâne constantã, în timp ce în nivelurile afânate, creşterea rezistenţei este continuã.

Rezultatele penetrãrii dinamice pe con se materializeazã în diagrame de variaţie a valorilor N10-N20, precum şi a rezistenţei la penetrare, aceasta fiind definitã ca rezistenţa pe care o opune geostructura la înaintarea conului, sub acţiunea lucrului mecanic constant, reprezentat de cãderea berbecului (fig.2.2.). Calcularea rezistenţei la penetrare Rd (KPa) în funcţie de elementele constructive ale aparaturii utilizate se face cu formula:


22

Fig. 2.2. Exemple de penetrare dinamicã: (a) Penetrare dinamicã DPH, amplasament Işalniţa (b) Penetrare DPL, amplasament haldã Sãrata Monteoru

(a) (b)


23

)GG(Ae

hGR

21

21

d+

= [2.1.]

în care: G1 = greutatea berbecului (KN); G2 = greutatea tijelor, nicovalei, sistemului de ghidaj şi a conului (KN); h = înãlţimea de cãdere a berbecului (m) ; A = aria secţiunii transversale a conului (m2); e = pãtrunderea conului sub o singurã loviturã (m) 2.4. INTERPRETAREA REZULTATELOR PENETRÃRII DINAMICE Ca şi în cazurile altor încercãri in situ, eficienţa şi reprezentativitatea acestora se obţine în situaţia în care se executã cel puţin un foraj de investigaţie geotehnicã în vecinãtatea unui sondaj de penetrare dinamicã. Aceastã apropiere spaţialã (minim 2m) permite corelarea rezultatelor penetrãrii cu stratificaţia pusã în evidenţã de foraj şi, uneori, chiar cu rezultatele determinãrilor de laborator pe probe prelevate din foraj. Diagrama penetrãrii astfel interpretatã devine “diagramã etalon” pentru întreaga investigaţie geotehnicã de pe acel amplasament, ei urmând sã i se raporteze şi celelalte încercãri de penetrare. Dacã pe parcursul investigaţiilor se constatã diferenţe semnificative ale penetrãrilor dinamice în raport cu diagrama etalon, se impune execuţia unui nou foraj de interpretare. 2.4.1. Estimarea parametrilor fizico-mecanici Singurul parametru geomecanic rezultat direct din prelucrarea datelor de penetrare dinamicã cu con este gradul de îndesare al nisipurilor mijlocii şi fine, care se apreciazã orientativ cu formula 2.2 şi este reprezentat în fig. 2.3. (dupã C15-89):

98,0)Nlg(554,0)Ilg( 10D += [2.2.]

1

10

100

1 10 100

N10(bat/10cm)

ID(%)

Fig. 2.3. Estimarea gradului de îndesare al nisipurilor mijlocii şi fine pe baza rezultatelor penetrãrii dinamice uşoare (DPL)


24

În relaţia 2.2. semnificaţia termenilor este: ID = grad de îndesare (%) N10 = numãr de bãtãi înregistrate pe 10cm în penetrarea DPL Pentru obţinerea altor parametri (e, M2-3) se face mai întâi transformarea valorilor rezistenţei dinamice (Rd) în rezistenţã staticã pe con (Rp) utilizând relaţiile exprimate în tabelul 2.2., iar apoi se folosesc formulele 3.53. şi 3.55. care vor fi prezentate în subcapitolul §3.5.5. Tabel 2.2. Domeniu de aplicabilitate Tip de

aparaturã Relaţie de legãturã

Nisipuri mijlocii şi fine DPL Rp=0,203N10 [2.3.] Nisipuri fine DPH Rp=0,28N20 [2.4.] Nisipuri medii şi grosiere DPH Rp=0,66N20 [2.5.] 2.4.2. Aplicaţii DP în probleme inginereşti Principalele aplicaţii ale penetrãrii dinamice cu con în sfera problemelor inginereşti sunt cercetarea terenului de fundare şi verificarea calitãţii lucrãrilor de îmbunãtãţire a terenului de fundare, ambele având la bazã corelaţiile diagramei etalon cu stratificaţia datã de forajele geotehnice şi rezultatele probelor de laborator prelevate din acestea. În acest mod, mai ales pe amplasamente de mare anvergurã, penetrarea dinamicã pe con poate fi utilizatã cu succes pentru evaluarea rapidã a parametrilor geomecanici. Una din relaţiile cele mai des utilizate în calculele preliminare bazate pe penetrarea dinamicã cu con este inegalitatea empiricã datã de Guy Sanglerat pentru estimarea presiunii admisibile a terenurilor pe baza rezultatelor încercãrilor de penetrare dinamicã, relaţie verificatã în raport cu normativele româneşti de calcul a terenului de fundare.

5

Rdq

15

Rdad ≤≤ [2.6.]

Investigaţii geotehnice in situ CPT-Cone Penetration Test

25

3. PENETRAREA STATICÃ PE CON 3.1. GENERALITÃŢI Penetrarea staticã pe con (Cone Penetration Test-CPT) este în prezent o investigaţie geotehnicã in situ utilizatã din ce în ce mai des pentru construcţiile civile, industriale, de drumuri şi poduri, datoritã costului sãu redus în raport cu investigaţia geotehnicã clasicã, timpului redus de execuţie (1h÷1½h pentru aproximativ 30m), precum şi volumului mare de informaţii pe care îl oferã. Tabelul de mai jos redã sintetic avantajele şi limitãrile metodei, în viziunea unor autori consacraţi în acest domeniu – P.W. Mayne et al. 2001. Tabel 3.1. Avantajele şi limitãrile testului CPT Avantaje Dezavantaje/limitãri Oferã informaţii continue Cost ridicat al aparaturii Duratã redusã de execuţie (productivitate mare) Implicã operatori de înaltã calificare

Rezultate neinfluenţate de operator Proces complicat de calibrare electronicã a aparaturii

Bazã teoreticã de interpretare foarte solidã Nu sunt prelevate probe Se recomandã mai ales în roci moi, în stare de consistenţã redusã

Necesitã o aparaturã specialã pentru roci granulare grosiere (pietrişuri, bolovãnişuri)

Prin înregistrãrile continue ale parametrilor şi adâncimii, CPT-ul permite identificarea şi separarea celor mai subţiri strate cu o precizie chiar mai bunã decât în cazul forajelor geotehnice clasice. În prezent, sunt utilizate şase tipuri de aparaturi CPT, care sunt caracterizate succint în tabelul de mai jos: Tabel 3.2. Tipuri de aparaturã CPT

Tip aparaturã

Acronim Caracteristici tehnice Mãsurãtori efectuate

Aplicaţii

Penetrare mecanicã pe con

MCPT Rezistenţã la şocuri, duratã mai lungã de execuţie, acurateţe a înregistrãrilor scãzutã.

qc, fs la interval de

20cm

Profilare litologicã; Controlul umpluturilor Controlul stratelor naturale necoezive Terenuri grosiere

Con electric de fricţiune

ECPT Sistem electric de achiziţie a datelor

qc, fs la interval de

1+5cm

Controlul umpluturilor Controlul stratelor naturale necoezive Se utilizeazã deasupra apei subterane

Piezocon CPTu sau

PCPT

Traductori de presiune /presiunea a apei din pori Pietre poroase

qc, fs, u1, 2 la interval de

1+5cm

Toate tipurile de geostructuri

Piezocon cu disipare

CPTù

Acelaşi ca la CPTu, plus un dispozitiv de mãsurare a timpului

qc, fs, u1, 2 la interval de

1+5cm

Foarte utilizat in argile şi prafuri, unde disiparea presiunii apei în pori <50%

Piezocon seismic

SCPTu

Geofoni de mãsurare a vitezelor undelor secundare vs

CPTu + vs la interval de

1m

Acolo unde sunt necesari modulii de deformaţie in situ

Piezocon rezistiv

RCPTu Senzori de rezistivitate electricã (electrozi)

CPTu+ conductivitate

electricã, rezistivitate

Identificarea limitelor apã sãratã /apã dulce sau a penelor de contaminanţi.


26

În tabelul de mai sus au fost folosiţi urmãtorii termeni exprimaţi în KPa: qc = rezistenţã pe vârf (pe con); fs = frecare lateralã (pe manşon); u = presiunea apei la penetrare; u1 = presiunea apei mãsuratã pe suprafaţa lateralã a conului; u2 = presiunea apei mãsuratã la baza conului (pe umãr). În prezent este disponibilã o largã varietate de aparaturi, având greutãţi de apãsare asigurate de autovehicule comune sau camioane de mare tonaj ce sunt utilizate în special pentru testãri MCPT în roci cu granulozitate grosierã şi duritate crescutã. Pentru testarea rocilor cu densitate crescutã sau slab cimentate, sunt utilizate aparaturi speciale. Cele mai simple celule de penetrare redau presiunile înregistrate doar pe vârful conului (qc), mãsurarea rezistenţei pe manta (fs) impunând instalarea unei celule suplimentare. Peste aceastã dotare minimalã se pot adãuga pietre poroase şi senzori de presiune a apei rezultând dispozitivul CPTu, geofoni (SCPTu) sau electrozi (RCPTu). Penetrometrele electronice pot avea pânã la 5 canale separate de înregistrare a parametrilor, care oferã în timp minim o mare cantitate de date in situ, digitale. Procesele de interpretare permit o strictã separare a stratelor, încadrarea lor în categorii granulometrice precum şi calcularea unor proprietãţi geomecanice necesare în proiectarea sistemelor de fundaţii şi /sau managementul terenurilor.

3.2. ISTORIC Aparatura a fost proiectatã de Departamentul de Lucrãri Publice al Olandei în anul 1930, iar în 1932 P. Barentsen a folosit-o pentru prima datã pentru verificarea unei umpluturi de 4m grosime (P.W.Mayne, 2007). Dispozitivul mecanic originar avea douã seturi de tubulaturi, cea externã protejând conul interior conectat la un

Înclinometre

Geofoni

Manşon de fricţiune

Senzori de defomaţie

Traductori de presiune

Filtre poroase locatia u2

Filtre poroase locatia u1

Fig. 3.1. Schemã internã a piezoconului (dupã Mayne, 2007)


27

manometru, unde citirile se fãceau vizual de cãtre un operator, la fiecare înaintare/împingere cu 20cm. Ulterior, în 1948 Delft Soil Mechanics Laboratory (DSML) a introdus conul electric, care a fost acţionat printr-o împingere continuã, cu vitezã constantã, permiţând mãsurarea permanentã a presiunilor. Un an mai târziu a fost experimentat sistemul de mãsurare a presiunilor pe mantaua lateralã, care însã a devenit comercial abia în anul 1960. În 1962 DSML a introdus piezoconul, pe care l-a utilizat iniţial doar în nisipuri, iar dupã 1970, diverşi autori utilizeazã cu succes piezoconul în roci coezive, în special în cele stratificate. Ulterior, a fost adãugat înclinometru necesar pentru controlul verticalitãţii penetrãrii şi prevenirea problemelor de încovoiere a tubulaturii (Van De Graaf & Jekel, 1982). În ultimele decenii numeroase dispozitive sau senzori au completat echipamentul de penetrare (celule de presiune, senzori de deplasare, de temperaturã, de vibraţii, de radio-izotopi, diaelectrici şi de pemisivitate, electrozi, geofoni). Ultimele “tendinţe” conţin dispozitive de amplificare a semnalelor electrice, care sunt transmise computerului aflat la suprafaţã conectat în sistem “wireless” precum şi senzori complecşi de monitorizare a diverselor substanţe poluante. 3.3. PRINCIPIUL METODEI, APARATURÃ Procedura de testare standard descrisã de 1242/6-76, ulterior C159-89, respectiv ASTM D 5778, utilizeazã o instalaţie hidraulicã cu ajutorul cãreia se asigurã pãtrunderea continuã, prin presare, a tubulaturii standardizate, cu o vitezã de 20mm/s. Tubulatura conţine sistemul de tije de 1,00m sau 1,50m, care susţine conul, precum şi o serie de tuburi de protecţie numite mantale (Fig.3.2., foto 2.1.).

Fig. 3.1. Procedura de încercare CPT

Ic = înclinare

fs = rezistenţã lateralã (pe manta)

u1,2 = presiune interstiţialã

qc = rezistenţã pe con (la vârf)

qt = rezistenţã totalã

fs

u2 qt

Citiri/înregistrãri efectuate la 1÷5 cm

Pãtrundere continuã cu viteza de 20cm/s

Sistem hidraulic de împingere a prãjinilor

Sistem de ancorare


28

Foto 2.1. Aparaturã de testare Cone Penetration Test


29

Pe mãsurã ce se înainteazã, la intervale de 1÷5cm se fac mãsurãtori ale urmãtorilor parametri: - rezistenţa la vârf (qc); - frecarea lateralã (fs); - presiunea apei în pori (u 1,2); - înclinarea (i). În variantele recente, sistemul CPT include urmãtoarele componente:

a) penetrometru electronic; b) sistem hidraulic de împingere, sistem de ancorare; c) sistem de mãsurarea a adâncimii, cabluri de transmisie a datelor; d) unitate de achiziţie a datelor.

a). Penetrometrul electronic. Penetrometrele sunt disponibile în douã variante constructive, ambele având unghiul la vârf al conului de 60o: - varianta standard, având diametrul bazei conului de 35,7mm, aria bazei Ac=10cm2 şi aria lateralã As=150cm2;

- variantã comercialã, cu diametrul bazei conului de 43,7mm, aria bazei Ac=15cm2 şi aria lateralã As=200cm2 sau 300cm2. Acest tip are avantajul cã permite o pãtrundere mai viguroasã în teren, precum şi pozarea unui numãr mare de senzori pe suprafaţa sa lateralã, însã prin diametrul lãrgit al gãurii pe care o genereazã, reduce în mod artificial frecarea lateralã.

Fig.3.3.. Tipuri de penetrometre

qc = rezistenţã pe con (la vârf)

f s =

rez

iste

nţã

late

ralã

(p

e m

anta

)

qt = rezistenţã totalã

2nct u)a1(qq −+=

Varianta standard Aria bazei 10 cm2

2

h =

134

mm

d=35,7mm d=35,7mm d=35,7mm

d=43,7mm

h =

145

mm

sau

164

mm

Con electric de fricţiune

u1= presiunea apei pe suprafaţã lateralã a conului

u2= presiunea apei pe umerii conului

Varianta nonstandard

Aria bazei 15 cm2

Piezocon tip 1

Piezocon tip 2

60o


30

Un senzor de presiune este localizat în apexul penetrometrului mãsurând forţa de penetrare la vârf (Fc). Un al doilea sensor este localizat fie pe suprafaţa lateralã a conului, mãsurând forţa de frecare lateralã (Fs)- caz în care conul se numeşte “de tensiune”, fie la partea superioarã a penetrometrului unde mãsoarã forţa totalã ce se opune înaintãrii dispozitivului (Fc+Fs). În acest ultim caz, conul poartã denumirea de con de “scãdere” deoarece frecarea lateralã se obţine indirect. Mãsurarea presiunii apei din pori se face prin admiterea acesteia spre senzori prin pietrele poroase, filtrante, având permeabilitãţi în jur de 0,01cm/s. Acestea sunt confecţionate din polipropilenã de înaltã densitate (cu granule de 120µ), din ceramicã sau metal sinterizat. Rezistenţa lor la eforturi şi în special compresibilitatea lor influenţeazã semnificativ mãsurãtorile presiunii apei din pori, mai ales atunci când sunt poziţionate pe suprafaţa lateralã a conului (tipul 1, u1). Pietrele filtrante din polipropilenã sunt utilizabile cu succes în nisipuri, însã se colmateazã cu uşurinţã în roci argiloase. Datoritã preţului scãzut ele pot fi înlocuite dupã fiecare utilizare. Saturarea prealabilã a pietrelor poroase este un element de procedurã foarte important în cazul piezoconurilor, motiv pentru care saturarea cu glicerinã sau ulei siliconic a acestora este preferabilã saturãrii cu apã (uşor evaporabilã). Poziţionarea pietrelor poroase (cu ajutorul cãrora se mãsoarã presiunea apei din pori) se face în funcţie de tipul de rocã traversat (de exemplu, în roci argiloase supraconsolidate, fisurate, este indicat tipul 1, deoarece u2 ≅ 0) însã în standarde internaţionale tipul 2 este în prezent general recunoscut. În circumstanţe speciale s-au fabricat atât conuri de dimensiuni mici (cu aria bazei de 1÷5cm2) utilizate în laborator sau pentru calibrarea senzorilor, cât şi conuri de dimensiuni mari (cu aria bazei de 33÷40cm2) folosite în roci granulare grosiere aflate în stare îndesatã. b) Sistem hidraulic de împingere. Sistemul de împingere a penetrometrului, este în prezent foarte divers din punct de vedere constructiv. Astfel, el poate consta fie dintr-o garniturã clasicã de prãjini montatã pe un camion de mare tonaj, fie dintr-un sistem special construit ce se poate monta pe diverse tipuri de vehicule. Cele mai utilizate sisteme de mare tonaj de împingere a tubulaturii având ca lestaj o “masã moartã” au capacitatea cuprinsã între 100 şi 200KN (11÷22tf), în mod excepţional putându-se ajunge pânã la 350KN (40tf). Instalaţiile de tonaj redus variazã între 18 şi 50KN (2÷6tf) utilizând un sistem de ancorare în terenuri mai dense (situate în adâncime) sau în beton, pentru a creşte capacitatea la nevoie. Spre deosebire de instalaţiile de mare tonaj, aceste instalaţii prezintã avantajul unei mari mobilitãţi şi accesului în zone dificile. Adâncimea maximã de penetrare depinde de situaţia geologicã a amplasamentului studiat. Cu toate acestea, cea mai mare parte a instalaţiilor de penetrare obişnuite ating frecvent 30m adâncime. În literaturã (Robertson et.al, 1990) sunt relatate cazuri speciale în care s-au atins adâncimi de 100m (prin împingere de la suprafaţa terenului), sau chiar de 300m (prin alternarea penetrãrii cu foraj rotativ). Utilizând o vitezã standard de împingere de 20mm/s, productivitatea penetrãrilor poate fi cuprinsã între 30m/zi şi 150m/zi, depãşind de douã pânã la cinci ori productivitatea investigaţiilor clasice prin foraje. c) Sistem de mãsurarea a adâncimii, cabluri de transmisie a datelor. Sistemul de mãsurare a adâncimii include: tambur de înfãşurare a cablului, traductor de deplasare, potenţiometru, sensor ultrasonic, sensor optic. Cum fiecare dispozitiv de


31

mãsurare a parametrilor este amplasat în diverse poziţii pe tubul penetrometrului, procedura standard presupune corectarea adâncimii citirilor la o bazã comunã (care de obicei este vârful penetrometrului). Cablajele utilizate pentru transmiterea datelor au de obicei 30m÷40m. Toate sistemele CPT analoage, precum şi multe sisteme CPT digitale, utilizeazã cabluri de transmitere a curentului/tensiunii pentru alimentarea dispozitivelor aflate în adâncime şi pentru transmiterea datelor la suprafaţã (foto 2.1.). Sistemele mai vechi de cabluri erau prevãzute cu 10pin şi puteau folosi maxim 5 canale de înregistrare a datelor (câte 2 fire pentru fiecare canal). Ulterior, în detrimentul fiabilitãţii şi longevitãţii, au fost introduse cablaje cu 12, 16, 24 sau 32 pin, însã diametrul exterior al cablajului a rãmas neschimbat. Cele mai noi sisteme CPT digitale sunt prevãzute cu sisteme wireless (de transmitere a datelor fãrã cabluri) de tipul: cu semnal în infraroşu sau cu semnal audio, caz în care este necesarã amplasarea unui dispozitiv de captare/decodare a datelor la suprafaţa terenului, sau cu microcipuri de înmagazinare a informaţiilor amplasate în con. d) Unitatea de achiziţie a datelor. În prezent este disponibilã o largã varietate de sisteme digitale de achiziţie a datelor. Avantajul sistemelor analoage vechi rãmâne acela cã sunt adaptabile oricãror tipuri de penetrometre, în timp ce sistemele noi, digitale, pot fi utilizate doar de penetrometrele, cablurile şi sistemele de achiziţie a datelor pentru care au fost proiectate. Unitãţile moderne de achiziţie a datelor au încorporate sisteme de poziţionare globalã (GPS), care permit localizarea testului în sistem GIS, fãcând astfel posibilã constituirea unor baze de date regionale. 3.4. PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII 3.4.1. Rezistenţã pe con (qc) Reprezintã un efort a cãrui valoare este în strânsã legãturã cu capacitatea portantã a terenului, ea reprezentând raportul dintre forţa axialã înregistratã şi aria suprafeţei laterale a conului.

c

cc A

Fq = [3.1.]

În nisipuri, de exemplu, qc depinde de unghiul efectiv de frecare interioarã (φ’), densitatea relativã/starea de îndesare (Dr) precum şi efortul litostatic efectiv orizontal (σ’ho). În cazul rocilor argiloase, qc este controlatã de rezistenţa la forfecare nedrenatã (su) şi efortul efectiv de preconsolidare (σ’p)1. În general, în cazul încercãrilor CPTu executate în roci coezive, valoarea mãsuratã qc trebuie corectatã, ţinându-se cont de presiunea apei din pori exercitatã pe vârful conului. Astfel, conform Lunne, et.al., 1997, rezistenţa pe con corectatã se obţine cu formula:

2nct u)a1(qq ++= [3.2.]

1 (σ’p) reprezintã efortul litostatic maxim la care a fost supusã roca pe parcursul istoriei sale. Din punct de vedere geomecanic, aceastã valoare este importantã deoarece ea defineşte limita între deformaţiile elastice reversibile şi cele inelastice, parţial reversibile (Xiujuan Yang et. Al, 2009)


32

în care an este raportul net al ariilor dispozitivului, determinat în urma procesului de calibrare a conului în laborator, iar u2 este valoarea presiunii apei din pori mãsuratã pe umerii conului. Raportul net al ariilor an este definit ca raportul ariilor inegale situate la extremitãţile dispozitivului CPTu (fig.3.4., 3.5., 3.6.), este o constantã a aparaturii şi se obţine prin compresiune uniformã a conului în celula triaxialã, sau este furnizatã de producãtor. În practicã sunt preferate dispozitivele având 80,0a n ≥ pentru cã asigurã o corecţie

minimalã. Cu toate acestea majoritatea conurilor de 10cm2 au 82,0a75,0 n ≤≤ , iar

conurile de 15cm2 au 80,0a65,0 n ≤≤ .(P.W. Mayne, et.al., 2001) În literaturã (Lunne, et. Al., 1986, Campanell Robertson, 1988) se specificã faptul cã, în condiţiile unor calibrãri corecte, între valorile mãsurate (qc) şi cele corectate (qt) diferenţele pot fi de 20%÷70%. În nisipuri, valorile corectate sunt în general MPa5q t ≥ , iar în argile şi prafuri

MPa2q t ≤ . Excepţie fac rocile argiloase supraconsolidate (aparţinând în general

categoriei “rocã de bazã”), în care se pot înregistra valori MPa5q t ≥ (Sabatini et. al.,

1989).

Fig. 3.4. Ilustraţii ale inegalitãţilor ariilor în dispozitivul CPTu (dupã Kulhaway şi Mayne, 1990)

d

D D

As1

As2

us= u3

us= u3

uvârf = u1

As = Aria

suprafeţei laterale a mantalei conului

(15mm2)

Mantaua conului

u bt = u2

uvârf = u1

u bt = u2

Cavitatea internã a conului

S

1Sbt2Ssst

nbtct

2

2

n

A

AuAuff

)a1(uqqD

da

−+=

−+=

=


33

3.4.2. Rezistenţã pe manta fs Este efortul tangenţial determinat ca raportul dintre forţa exercitatã pe suprafaţa lateralã a cilindrului şi suprafaţa acestuia.

s

ss A

Ff = [3.3.]

Ca şi în cazul rezistenţei pe vârf, rezistenţa pe manta se corecteazã în raport cu valorile presiunilor apei din pori mãsurate (fig.3.4., 3.5.):

2nst ubff −= [3.4.]

în care bn este tot o constantã a aparaturii ce se obţine prin compresiune uniformã a conului în celula triaxialã şi se numeşte raportul net al ariilor de pe manta.

Fig.3.5. Diagrame de calibrarea în celula triaxialã a unui dispozitiv CPTu

(dupã P.W. Mayne, 2007)


34

Frecvent, rezistenţa pe manta este exprimatã în raport cu rezistenţa pe con corectatã (Lunne, et.al., 1997) printr-un raport de fricţiune, a cãrui valoare este corelatã cu granulozitatea rocii:

100q

fFR

t

s= (%) [3.5.]

Valorile mari sunt asociate rocilor argiloase (având coeziune crescutã şi frecare redusã), în timp ce valorile reduse sunt proprii rocilor nisipoase sau argilelor uscate. Astfel, valori ale FR<1÷1,5% sunt specifice nisipurilor “curate” şi argilelor senzitive, iar valori în intervalul 3÷4%<FR<10% sunt specifice argilelor şi prafurilor.

Fig. 3.6. Exemplificarea diferenţelor dintre valorile corectate şi cele necorectate ale

rezistenţei pe vârf. (dupã P.W. Mayne, 2007)

3.4.3. Presiunea apei din pori u Este presiunea dezvoltatã de apã între granulele rocii pe parcursul penetrãrii şi este mãsuratã prin intermediul pietrelor poroase de cãtre traductori specifici care pot fi amplasaţi în diferite poziţii. Poziţia standard a pietrelor poroase este pe umerii conului (u2) pentru cã permite aplicarea corecţiei rezistenţei pe vârf. În aceastã poziţie, în roci nisipoase, presiunea mãsuratã este asemãnãtoare cu cea hidrostaticã ( o2 uu ≈ ), în timp ce în argile, indiferent de stare lor de consistenţã,

aceasta este mult mai mare ( o2 uu > ).

În poziţia medianã a pietrelor poroase, presiunea apei din pori (u1) este întotdeauna pozitivã, în timp ce în poziţia u2 presiunea poate lua valori pozitive în roci nefisurate sau negative pânã la -100kPa, în roci argiloase fisurate sau nisipuri îndesate. Cea mai rarã poziţie a pietrelor poroase este u3 (fig.3.4) Utilizând valorile efortului litostatic vertical total (σvo) şi ale presiunii hidrostatice


35

(uo) se calculeazã parametrul Bq al presiunii apei din pori astfel:

vot

o2q q

uuB

σ−

−= [3.6.]

Acesta este folosit pentru normalizarea valorilor CPTu în scopul clasificãrii rocilor traversate şi estimãrii rezistenţei la forfecare nedrenate (su), aşa cum se va arãta în §3.5.

Fig.3.7. Exemplificarea diferenţelor dintre valorile u1 şi u2 (dupã P.W. Mayne, 2007)

Fig. 3.7. redã rezultatele a cinci teste de penetrare tip CPTu, executate în aceeaşi locaţie (poligonul naţional de geotehnicã experimentalã, Northwestern University Evaston, Chicago, USA) cu dispozitive diferite din punct de vedere constructiv. Dacã pe diagramele presiunii pe con corectate şi ale frecãrii pe manta valorile obţinute sunt foarte asemãnãtoare - ceea ce confirmã repetabilitatea bunã a testului - pe diagrama presiunii apei din pori se pot remarca diferenţele semnificative ale valorilor acestui parametru, datorate poziţiei pietrelor poroase în dispozitivul CPTu. 3.4.4. Consideraţii practice Deoarece în timpul execuţiei penetrãrilor, semnalele electrice se pot modifica din cauze multiple (intruziuni de aer, apã, umiditate, presiuni barometrice, temperaturi ale terenului, sau datorate fricţiunii, întreruperi ale alimentãrii cu energie, sau interferenţe electromagnetice), înainte şi dupã fiecare penetrare, este imperios necesarã executarea citirilor de “zero”, utile în scopul calibrãrii fiecãrui canal de senzori. Aceste seturi de valori de bazã se obţin în condiţiile în care atât conul cât şi traductorii nu sunt sub sarcinã. Fiecare instalaţie de penetrare (având un numãr unic de identificare), trebuie sã aibã propriile diagrame de calibrare ale celulelor de forţã (din vârf şi manta), ale senzorilor de presiune a apei din pori, înclinometrului etc., precum şi valoarea raportului net al ariilor an.

Adâ

ncim

e (m

)


36

Zona 1

Zona 2

Zonã de rezistenţã pasivã sub nivelul conului

6÷8 diametre

Grosimea minimã a nivelelor ce pot

fi detectate cu acurateţe

Zonã de influenţã a penetrãrii

Execuţia penetrãrii propriu-zise începe doar dupã ce toate canalele de înregistrare redau valori stabile, în limitele înscrise de producãtori ca valori “iniţiale”. Cu cel puţin o zi înainte de execuţia testului, pietrele poroase ale filtrelor trebuie curãţate şi saturate, preferabil cu glicerinã. Nesaturarea completã a pietrelor poroase, precum şi a întregului circuit de mãsurare a presiunii din pori poate conduce la erori însemnate ale magnitudinii presiunii u. Frecvente erori apar în timpul manevrelor de înfiletare a tubulaturii. Astfel se pot întâlni situaţiile: - cu citiri multiple în timpul pauzelor de penetrare, atunci când instalaţia este în

repaus, ca urmarea a decompresiei tijelor; - dublãri ale citirilor pe un interval de adâncime, din cauza activãrii senzorilor de

mãsurare a adâncimii în perioada de retragere a penetrometrului; aceste erori sunt uşor detectabile datoritã valorilor extrem de reduse ale rezistenţelor (pe vârf şi pe manta), obţinute ca urmare a pierderii contactului cu roca.

Trebuie subliniatã importanţa verificãrii rezultatelor CPT obţinute prin execuţia unui foraj clasic cu prelevare de probe, amplasat la micã distanţã de acesta. Acest lucru permite compararea “semnãturii electronice” a aparaturii CPT cu succesiunea litologicã a stratelor şi identificarea nivelelor reper, care ulterior pot fi folosite în interpretarea tuturor sondajelor, precum şi identificarea cu precizie a nivelelor de consistenţã scãzutã cu grosimi mai mici de 36÷72cm (cum ar fi planele de alunecare). Pe parcursul procesului de penetrare, conul de 60o genereazã în teren o zonã pasivã de forfecare care înainteazã odatã cu aparatura. Senzorii instalaţiei redau (capteazã) rezistenţa la penetrare a terenului pe o razã de 6÷8 diametre ale conului deasupra şi sub nivelul vârfului acestuia (fig.3.8.), astfel încât valorile rezistenţei pe vârf (qc) reprezintã o mediere a caracteristicilor din volumul de rocã influenţat. Din aceste considerente se admite cã, pentru un echipament standard de penetrare (Ac=10cm2), grosimea minimã de identificare a nivelelor diferenţiate litologic şi geomecanic este de 36÷72cm (J., D.,Rogers, 2006).

Fig. 3.8. Zona de influenţã a penetrãrii (dupã J., D.,Rogers, 2006).


37

3.5. INTERPRETAREA REZULTATELOR 3.5.1. Interpretarea litologicã vizualã Prin înregistrãrile continue ale celor trei parametri independenţi mãsuraţi, încercarea CPT este un instrument eficient de corelare litologicã precum şi de identificare a nivelelor reper cu extindere mare. Fig.3.9. redã un astfel de profil litologic obţinut pe baza corelãrilor rezultatelor CPT cu datele din foraje.

Fig.3.9. Exemplu de corelare litostratigraficã pe baza forajelor şi a CPT-urilor.


Interpretarea se bazeazã pe reprezentarea graficã a parametrilor mãsuraţi (fig.3.10.): rezistenţa pe con, exprimatã ca valoare corectatã (qt), rezistenţa pe manta (fs) şi presiunea apei din pori (u2), respectiv a raportului de fricţiune calculat FR=Rf=fs/qt. O primã relaţie empiricã de interpretare se bazeazã pe urmãtoarele inegalitãţi general valabile: qt > fs şi qt > u1 > u2 > u3 [3.7.] Se continuã prin coroborarea simultanã a limitelor de variaţie ale parametrilor sus amintiţi, pe care le redãm sintetic în tabelul 3.3. În exemplul redat în figura 3.10. se pot identifica cinci nivele diferenţiate litologic şi geomecanic: primii 0,50m sunt predominant nisipoşi (qt>5MPa), urmeazã 4,50m de praf argilos în stare tare (qt<1MPa, FR>3%, u2 <0), fisurat, sub care se dispune pânã la adâncimea de 14,00m nisip saturat-imersat (qt>5MPa, FR≈1%,u2≈uo), între 14,00m şi 24,50m argilã în stare plastic consistentã (qt<1MPa, FR≈4%, u2>uo), iar penetrarea se opreşte în argilã nisipoasã.


38

Fig.3.10. Prezentarea diagramelor CPT şi interpretarea lor vizualã


Nisip qt>5MPa

Praf argilos, fisurat, uscat qt<1MPa, FR>3%, u2 <0

Nisip imersat qt>5MPa, FR≈1%,u2≈uo

Argilã plastic consistentã qt<1MPa, FR≈4%, u2>uo

Argilã nisipoasã


39

Tabel 3.3. Relaţii empirice de interpretare litostratigraficã a rezultatelor CPT

Parametru qt FR u2 Bq MPa % KPa -

Nisip >5 <1 u2≈ uo 0

(<0,1)

Argilã, praf în stare

Plastic consistentã

<5 3÷4<FR<10

±≈ 3u

u

o

2

u2> uo ≈0,6±0,2

(>0,3) Plastic vârtoasã ±≈ 10u

u

o

2

Tare ±≈ 30u

u

o

2

Argile senzitive - <1

fs →0 -100<u2<100 -

3.5.2. Diagrame de interpretare În prezent sunt publicate peste 20 de diagrame de clasificare a rocilor pe baza determinãrilor CPT, cele mai des citate fiind Begemann 1965, Schmertmann 1978, Douglas&Olsen 1981, 1988, Robertson&Campanella 1983, Robertson 1986, 1990.

Fig. 3.11. Diagramã simplificatã de interpretare CPT pentru penetrometru electric standard

(dupã Robertson&Campanella, 1983)


40

100)(

1

q

f100

)(

q

f

100q

fFR

1nvc

s

nv

c

v

s

1c

1s1 −σ

=

σ

σ==

( )nv

c1c

qq

σ=

Fig. 3.12. Diagramã de interpretare CPT (dupã Douglas şi Olsen, 1981)

Fig. 3.13. Diagrame de interpretare CPT (dupã Douglas şi Olsen, 1988)

(a) în funcţie de FR1 şi qc1; n=constantã a conului;

(b) în funcţie de valorile N1, valori corectate ale penetrãrii dinamice standard

(a) (b)


41

Zona nr. Tip litologic Zona nr. Tip litologic

1 Argile coloidale, sensitive 7 Praf nisipos la nisip prãfos 2 Argile cu conţinut organic 8 Nisip prãfos la nisip 3 Argilã 9 Nisip 4 Argilã la argilã prãfoasã 10 Nisip cu pietriş la nisip 5 Argilã prãfoasã la praf argilos 11 Nisip fin îndesat 6 Praf argilos la nisip prãfos 12 Nisip argilos la nisip

Fig. 3.14. Hãrţi de clasificare simplificatã pentru con de fricţiune electric standard

(dupã Robertson et.al., 1986)


42

Zona nr. Tip litologic Zona nr. Tip litologic

1 Argile coloidale, sensitive 6 Nisip prãfos - nisip 2 Argile cu conţinut organic 7 Nisip cu pietriş- nisip 3 Argilã la argilã prãfoasã 8* Nisip argilos - nisip 4 Argilã prãfoasã - praf argilos 9* Nisip fin îndesat 5 Praf argilos- nisip prãfos * Depozite supraconsolidate

sau cimentate

Fig. 3.15. Hartã de clasificare dupã rezistenţa pe con normalizatã (dupã Robertson, 1990)

În figura 3.15. sunt utilizaţi urmãtorii parametrii normalizaţi ai rezistenţei pe con:

- rezistenţã pe con normalizatã (-), 'vo

votn

qq

σ

σ−= , [3.8.]


43

- raport de fricţiune normalizat (%), 100q

ff

vot

sn

σ−= , [3.9.]

care împreunã cu presiunea normalizatã a apei din pori - Bq (ec.3.6.), au fost incluşi de Jefferies&Davis (1993) în formula indicelui de clasificare al rocilor pe baza penetrãrii statice pe con, *Ic.

2n

2qn )flog3,15,1())]B1(qlog(3[Ic* ++−−= [3.10.]

Relaţia de mai sus permite încadrarea rapidã într-o categorie granulometricã a rocilor traversate de penetrarea pe con, prin raportarea valorilor obţinute la limitele de variaţie ale acestui indice, limite ce sunt prezentate în tabelul de mai jos. Table 3.4. Clasificarea rocilor pe baza valorilor indicelui *Ic (dupã Jefferies&Davis 1993)

Clasificarea granulometricã Nr. zonei din diagramele

2.13. sau 2.14.

Limite de variaţie ale *Ic

Roci argiloase cu conţinut organic 2 *Ic >3,22 Argile 3 2,82<*Ic<3,22

Prafuri argiloase, nisipoase 4 2,54<*Ic<2,82 Nisipuri argiloase, prăfoase 5 1,90<*Ic<2,54

Nisip 6 1,25<*Ic<1,90 Pietriş în amestec cu nisip 7 *Ic<1,25

Ultimele douã diagrame prezentate sunt cele mai utilizate în practica penetrãrilor statice pe con, fiind reunite sub denumirea genericã “SBT” – “soil behavioral type”. Jamiolkowski et. al., 2001, propune pentru depozite detritice urmãtoarele relaţii de normalizare a rezistenţei pe con, a frecãrii laterale şi a presiunii apei din pori:

( ) 5,0atmvo

t5,0

atm

vo

atm

t

1t'

q

'

q

qσσ

=

σ

σ

σ= [3.11.]

vo'

fs'f

σ= [3.12.]

vo'

u'U

σ

∆= [3.13.]

în care bar1.at1KPa100atm ===σ este presiunea atmosfericã. Valorile U’ < 1 sunt

specifice nisipurilor, U’ > 3 argilelor, iar 1 < U’ < 3 varietãţilor granulometrice intermediare (argilã nisipoasã, nisip argilos, praf nisipos, nisip prãfos etc). Proceduri alternative de normalizare şi clasificare a rocilor pe baza valorilor CPT au fost elaborate de Kulhawy&Mayne, 1990, Olsen&Mitchell, 1995, Zhang& Tumay, 1999, Boulanger&Idriss, 2004, Moss et.al., 2006.


44

3.5.3. Evaluarea parametrilor geomecanici Rocile sedimentare sunt materiale complexe compuse din granule de dimensiuni variabile şi având compoziţie mineralogicã, texturã şi structurã diversã. Geneza lor poate fi extrem de variatã, atât din punct de vedere al condiţiilor de depunere (i.e. marine, lacustre, glaciare, reziduale, eoliene, deltaice, aluviale, fluviale, de estuar etc.), cât şi din punct de vedere geochimic. Istoria lor este compusã din lungi perioade de influenţã a factorilor de mediu, sezonieri, hidrogeologici sau termali, cãrora li se adaugã o diversitate de condiţii geomecanice legate de starea de eforturi litostaticã iniţialã, condiţiile de submersie, relaţiile neliniare efort-deformaţie, condiţiile de drenaj, particularitãţile reologice de tipul timp-ratã de deformare. Toţi aceşti factori geologici identificaţi sunt cuantificabili în termenii unor parametri fizico-mecanici meniţi sã explice comportamentul rocilor în termeni inginereşti. În cele ce urmeazã se vor utiliza:

- parametri de stare, cum sunt indicele porilor (e), porozitatea (n), greutatea volumicã (γ), densitatea relativã sau gradul de îndesare (Dr), raportul de supraconsolidare (OCR);

- parametri de rezistenţã - coeziunea efectivã (c’), unghiul efectiv de frecare interioarã (φ’), rezistenţa nedrenatã la compresiune monoaxialã (cu = su);

- parametri de deformabilitate - modulul de deformaţie liniarã în condiţii de drenaj (E’), modulul de deformaţie liniarã în condiţii nedrenate (Eu), modulul de deformaţie transversalã specific deformaţiilor mici (Gmax), modulul de deformaţie transversalã în condiţii de drenaj (G’), modulul de deformaţie edometricã (M’), modulul de deformaţie în condiţii de compresiune izotropicã (K’);

- coeficientul Poisson în stare drenatã (ν’) şi în stare nedrenatã(νu); - unghi de dilatanţã (Ψ); - parametri de compresibilitate - efortul de preconsolidare (σ’p), indice de

compresie primarã (Cr), indice de compresie secundarã (Cc), indice de umflare (Cs), coeficienţi de consolidare verticalã şi orizontalã (cv,h);

- permeabilitate (k); - coeficienţii presiunii laterale în stare litostaticã (Ko), în stare activã (KA), în

stare pasivã (KP); În aceastã secţiune sunt prezentate metode teoretice, numerice, analitice şi empirice de obţinere a acestor parametrii din datele obţinute prin metoda CPT, coroborate cu teste de laborator şi teste la scarã. 3.5.3.1. Densitatea relativã (grad de îndesare) În roci nisipoase, având procente de fracţiuni fine (praf, argilã <15%), densitatea relativã este în mod curent determinatã prin încercãri in situ. În ultimele decenii numeroşi cercetãtori au studiat, prin execuţia unor teste la scarã, relaţia între rezistenţa pe vârf qt şi gradul de îndesare: Schmertmann,1978, Robertson&Campanella, 1983, Jamiolkowski, et.al.,1985, Salgado, et.al., 1998. Menţionãm studiile:

• Kulhay şi Mayne, 1991, pe un numãr de 26 de serii de geomateriale (677 mãsurãtori) constând în nisip cuarţos, monogranular obţinându-se relaţiile:

- pentru depozite normal consolidate 300

q100Dr 1t= [3.14.]


45

Fig.3.17. Relaţia dintre densitatea relativã a nisipurilor şi rezistenţa pe con

normalizatã (dupã Jamiolkowski, et.al., 2001)

OCR =1 OCR =10

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0 100 200 300 400 500 600

Rezistenta pe varf normalizata qt1(-)

Den

sita

tre

rela

tiva

Dr

(%)

Fig.3.16.Evaluarea stãrii de îndesare a nisipurilor cuarţoase în funcţie de rezultatele CPT . (dupã Kulhawy&Mayne, 1991)

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

10 100 1000Rezistenta pe con normalizata qt1(-)

Den

sita

te r

elat

iva

Dr

(%)

Nisipuri calcaroase

−

σσ

σ= 675,0

'

qln268,0100Dr

atmvo

atmt


46

- pentru depozite supraconsolidate2,0

1t

OCR300

q100Dr = [3.15.]

în care ( ) 5,0

vo

c1t

'

qq

σ= este rezistenţa pe vârf normalizatã, qc este rezistenţa

pe vârf cititã iar vo'σ este efortul litostatic efectiv. Relaţiile (3.14., 3.15.) pot fi

îmbunãtãţite luând în considerare şi influenţele granulometriei, vârstei depozitelor sau raportului de consolidare (OCR).

• Jamiolkowski, et.al., 2001, realizeazã experienţe la scarã mare, pe probe

prelevate prin îngheţ, luând în considerare şi efectele relativei compresibilitãţi a depozitelor nisipoase, precum şi compoziţia lor mineralogicã. Relaţia obţinutã (ec.3.16., fig.3.17.) este verificatã de numeroase seturi de date, printre care şi cele obţinute pe nisipuri calcaroase, (Coop&Airey, 2003)

[3.16]

3.5.3.2. Greutate volumicã Parametrul “greutate volumicã” este extrem de utilizat în toate tipurile de calcule. Determinarea lui se face în mod curent prin prelevarea de probe netulburate în ştuţuri cu pereţi subţiri şi prelucrarea în laborator. Existã o multitudine de situaţii în care aceste ştuţuri nu pot fi prelevate: în roci detritice (nisip, pietriş) sau în roci prãfoase în stare de consistenţã scãzutã. În acest context, se propun o serie de metode alternative de aproximare a greutãţii volumice fie în stare uscatã, fie în stare umedã (naturalã). Astfel, Mayne, P.W., 2007, relateazã experienţele realizate în laborator, în camere de calibrare a dispozitivelor CPT, pe diverse tipuri de nisipuri cuarţitice şi carbonatice. Autorul propune o serie de relaţii de legãturã între greutatea volumicã în stare uscatã- γd (KN/m3) şi rezistenţa pe con normalizatã datã de ec.3.11- qt1

(KPa), de tipul:

8,11)qlg(89,1 1td +=γ [3.17.]

subliniind însã faptul cã acestea au un grad de încredere scãzut şi cã în cazul nisipurilor, mineralogia, gradul de cimentare şi densitatea relativã au o influenţã semnificativã. În ceea ce priveşte greutatea volumicã în stare saturatã, acelaşi Mayne, P.W., 2006, bazându-se pe un set de date complex (n=727) în care sunt reprezentate argile, prafuri, nisipuri, pietrişuri, estimeazã ca reprezentative urmãtoarele relaţii în funcţie de Vs- viteza undelor secundare (m/s) şi adâncimea z (m), respectiv în funcţie de frecarea lateralã fs (KPa) din testele CPT şi densitatea scheletului mineral ρs(g/cm3) :

)zlg(61,1)Vslg(32,8st −=γ [3.18.]

−

σσ

σ= 675,0

'

qln268,0100Dr

atmvo

atmt


47

5,2615)fslg(6,2 sst −ρ+=γ [3.19.]

z = 10m

z = 100m

z = 1m

10.0

12.0

14.0

16.0

18.0

20.0

22.0

24.0

26.0

10 100 1000

Viteza undelor secundare Vs (m/s)

Gre

uta

te v

olu

mic

a in

sta

re s

atu

rata

γγ γγst

(K

N/m

3)

Fig. 3.18. Evaluarea greutãţii volumice în stare saturatã în funcţie de

viteza undelor secundare (dupã P.W. Mayne, 2007)

ρs=2,5g/cm3

ρs=2,4g/cm3

ρs=2,6g/cm3

ρs=2,7g/cm3

ρs=2,8g/cm3

ρs=2,9g/cm3

10.0

12.0

14.0

16.0

18.0

20.0

22.0

24.0

26.0

1 10 100 1000

CPT-Frecare laterala fs (KPa)

Gre

uta

te v

olu

mic

a in

sta

re s

atu

rata

γγ γγst

(K

N/m

3)

Fig. 3.19.Evaluarea greutãţii volumice în stare saturatã în funcţie de

frecarea lateralã obţinutã prin CPT (dupã P.W. Mayne, 2007) 3.5.3.3. Modulul de deformaţie edometric În ultimele decenii numeroşi autori, pe baza testelor de laborator şi a încercãrilor CPT, au corelat rezistenţa la penetrare pe con cu modulul de deformaţie edometric, necesar în calculele de tasare a terenurilor de fundare (Mitchell&Gardner, 1975;

)zlg(61,1)Vslg(32,8st −=γ

5,2615)fslg(6,2 sst −ρ+=γ


48

Schmertmann, 1978; Jamiolkowski, et.al., 1985; Mayne, 2006). Acesta din urmã a stabilit pentru o gamã largã de tipuri litologice (nisip, praf, argilã) o relaţie de forma:

)q(''M votc σ−α≈ [3.20.]

în care coeficientul adimensional c'α ia valori între 1 şi 2 în cazul rocilor aparţinând

categoriei “formaţiunea acoperitoare”, iar pentru depozitele ce se încadreazã în categoria “rocã de bazã” 2'c >α , putând ajunge şi la valori de 10÷20.

α'C=10

0,1

α'C=1

α'C=2

α'C=5

0

1

10

100

1000

0.1 1 10 100

Rezistenta neta pe con qt-σσσσvo (MPa)

Mod

ul d

e d

efor

mat

ie e

dom

etri

cD

' (M

Pa)

Fig. 3.20. Corelaţia între rezistenţa netã pe con şi modulul de deformaţie edometric (dupã P.W. Mayne, 2007)

3.5.3.4. Unghiul de frecare interioarã Unghiul efectiv de frecare interioarã, corespunzãtor rezistenţei la vârf a nisipurilor, depinde de nivelul efortului efectiv, densitatea relativã a stratului, precum şi de forma şi mineralogia granulelor. Astfel Mayne et.al., 2001, subliniazã cã pentru aceeaşi stare criticã de echilibru, respectiv în aceleaşi condiţii de efort efectiv şi densitate relativã, existã diferenţe apreciabile între diverse tipuri mineralogice de nisipuri cum ar fi:

- cuarţitice ( ocs 33≈φ );

- feldspatice ( ocs 30≈φ );

- micacee ( ocs 27≈φ ).

Dintr-un anumit punct de vedere, penetrometrul cu con poate fi asimilat unui micropilot, iar rezistenţa pe vârf (qt) poate fi asimilatã capacitãţii portante (qB) în stare criticã (în starea limitã de deformaţii). În calculul piloţilor, capacitatea portantã (qB) este obţinutã din teoria plasticitãţii sub forma:

voqB 'Nq σ= [3.21.]


49

în care Nq=Nq(φ’) este factor de capacitate portantã ce depinde de unghiul de frecare interioarã al rocii din baza pilotului. Robertson şi Campanella, 1983, au propus pe baza acestui raţionament inversiunea formulei (3.21.), obţinându-se astfel unul din cele mai utilizate moduri de interpretare a rezultatelor CPT pentru roci detritice.

vo

t

vo

Bqq '

q

'

q)'(NN

σ=

σ=φ= [3.22.]

respectiv

σ+=φ

vo

t

'

qlg38,01,0arctg' [3.23.]

Cercetãri mai recente s-au bazat pe execuţia in situ a încercãrilor CPTu şi prelevarea de probe netulburate (prin îngheţ), din depozite necoezive (Wride at.al., 1990, 2000, Canada; Mimura, 2003, Japonia; Lunne et.al., 2003, Norvegia, Lee et.al., 2000 China; Ghionna &Porcino, 2006 Italia), care au fost supuse încercãrilor de forfecare triaxialã. Cu excepţia probelor din Canada, prelevate din depozitele unor iazuri de decantare având un procent apreciabil de minerale argiloase (18-26%), restul rezultatelor au confirmat în foarte mare mãsurã relaţia (3.24.) de corelare între unghiul efectiv de frecare interioarã (φ’- grade) şi rezistenţã la vârf normalizatã prin relaţia Jamiolkowski et.al., 2001, (ec.3.11.), propusã de Kulhawy&Mayne, 1990:

)qlg(116,17' 1t+=φ [3.24.]

Pentru roci compuse din multiple fracţiuni granulometrice, Mayne&Campanella, 2005, propun urmãtoarea relaţie aplicabilã pentru 0,1<Bq<1,0 şi 20o<φ’<45o:

20

25

30

35

40

45

50

55

10 100 1000


Un

ghi e

fect

iv d

e fr

ecar

e in

teri

oara

φφ φφ' (

o)

Fig. 3.21. Evaluarea unghiului efectiv de frecare interioarã a nisipurilor cuarţoase în funcţie de rezultatele CPT. (dupã Robertson &Campanella, 1983)

σ+=φ

vo

t

'

qlg38,01,0arctg'


50

25

30

35

40

45

50

0 50 100 150 200 250 300


Un

ghi e

fect

iv d

e fr

ecar

e in

teri

oara

φφ φφ' (

o)

[ ]QlgB336,0256,0B5,29' q121,0

q ++=φ [3.25.]

în care:

- vot

o2q q

uuB

σ−

−= (-);

- vo

vot

'

qQ

σ

σ−= (-).

3.5.3.5. Rezistenţa la forfecare nedrenatã Pentru aplicaţiile în care este solicitatã rezistenţa pe termen scurt a rocilor argiloase, este folosit parametrul numit rezistenţa la forfecare nedrenatã (su=cu). Determinarea sa se face prin diverse metode de laborator (forfecare directã, triaxialã etc.), sau indirect, prin CPT, SPT, forfecare cu palete etc. Corelaţia clasicã ce evalueazã su (KPa) în funcţie de rezistenţa netã pe con, este data de relaţia:

kt

votu N

qs

σ−= [3.26.]

în care Nkt este un factor adimensional. Valorile Nkt specifice fiecãrui tip litologic, precum şi relaţia su-Nkt au fost intens cercetate în deceniile anterioare (Keaneny&Mitchell, 1986; Konrad&Law, 1987, Ladd, 1991), fãrã a se ajunge la consens deoarece valorile su nu sunt unic determinate, ele depinzând de direcţia de

)qlg(116,17' 1t+=φ

Fig. 3.22. Corelaţia între unghiul efectiv de frecare interioarã (triaxial) şi rezistenţa pe vârf normalizatã (dupã P.W. Mayne, 2007)


51

solicitare, viteza de deformare, condiţiile pe contur, intensitatea efortului normal sau acurateţea de prelevare a probelor. Pentru problemele ce comportã stabilitatea taluzurilor, capacitatea portantã a terenurilor sau stabilitatea excavaţiilor executate în roci argiloase este general acceptatã relaţia (Wroth, 1984) ce leagã rezistenţa la forfecare nedrenatã, normalizatã, de unghiul efectiv de frecare interioarã şi raportul de supraconsolidare care se determinã prin relaţii empirice din rezultatele CPT:

Λφ=σ

OCR'sin2/1'

s

vo

u [3.27.]

în care: - cs C/C1−=Λ , este potenţialul de deformaţie volumicã plasticã, care pentru argilele

aparţinând “formaţiunii acoperitoare” ia valori în intervalul 8,07,0 ≤Λ≤ , iar pentru argile senzitive sau aparţinând “rocii de bazã” se situeazã în limitele 0,19,0 ≤Λ≤ ; - Cc indice de compresie secundarã; - Cs indice de umflare. Dacã nu sunt disponibili parametrii Cc, Cs şi φ’, Jamiolkowski et.al., 1985, precum şi Ladd&De Groot, 2003, propun urmãtoarea formã a ecuaţiei 3.26, în care φ’=26o şi Λ=0,80, validatã de rezultatele de laborator de peste trei decenii ale autorilor:

80,0

vo

u OCR22,0'

s=

σ [3.28.]

În sfârşit, pentru roci având OCR<2, Trak, et.al., 1980; Terzaghi, at.al., 1996, pe baza unor analize de stabilitate inverse, atestã cã rezistenţa la forfecare nedrenatã mobilizatã poate fi exprimatã şi în raport cu efortul de preconsolidare (σ’P) exprimabil la rândul sãu pe baza rezultatelor CPT:

Pu '22,0s σ≈ [3.29.]

În fig. 3.23. este prezentat un exemplu ilustrativ în care, pe baza datelor publicate de DeGroot&Lutenegger, 2003, se demonstreazã validitatea ecuaţiilor 3.26. şi 3.31. prin confruntarea valorilor rezistenţei la forfecare nedrenate şi a valorilor OCR, obţinute pe baza rezultatelor CPT, cu datele experimentale de laborator ale aceloraşi parametri. Demonstraţia fãcutã de P.W.Mayne, 2007, se referã la datele in situ şi de laborator obţinute pe amplasamentul pistei experimentale a Universitãţii Massachusetts - Amherst. Profilul litologic este compus din 1m de umpluturã de material argilos, sub care se dezvoltã un nivel de 3m de argilã aflatã în stare plastic vârtoasã la tare, urmatã de 8m de argilã prãfoasã plastic consistentã. În cazul proiectelor importante se recomandã ca valorile su obţinute prin încercãri CPT, sã fie întotdeauna confirmate de una sau mai multe metode alternative in situ (încercarea de forfecare cu palete) sau de laborator (forfecare directã, triaxialã).


52

Fig. 3.23. Rezultatele studiului experimental de corelaţie a rezultatelor CPT cu rezultatele de laborator obţinute prin teste de consolidare în edometru, respectiv prin forfecare directã pe amplasamentul pistei experimentale a Universitãţii Massachusetts-Amherst.



53

3.5.3.6. Efortul de preconsolidare. Efortul efectiv de preconsolidare (σ’P) este un parametru determinat în principal de vârsta formaţiunii geologice. Consolidarea sedimentelor, exondarea sau eroziunea, precum şi fluctuaţiile nivelului regional al apelor subterane sunt doar câteva din procesele geologice ce determinã efortul efectiv de preconsolidare. Acesta la rândul sãu influenţeazã semnificativ rezistenţa la forfecare, compresibilitatea, dar şi starea de eforturi litostaticã (efortul litostatic orizontal) sau variaţia presiunii apei din pori sub acţiunea solicitãrilor. Cel mai frecvent, efortul efectiv de preconsolidare se determinã prin încercarea de compresiune în edometru, efectuatã pe probe prelevate în condiţii de mare acurateţe, respectiv folosind ştuţuri cu pereţi subţiri care asigurã o deranjare minimalã a structurii rocii sedimentare. Operaţiunile de laborator, cum sunt extragerea rocii din ştuţ, manevrarea materialului, conduc la modificarea structurii rocii şi reduc semnificativ valoarea σ’P.

Figura 3.24. redã sintetic modul de determinare în laborator - pe curba de presiune/porozitate - a presiunii de preconsolidare, definite ca nivelul de efort care face trecerea dintre deformaţiile elastice şi deformaţiile plastice primare.

0.3

0.4

0.5

0.6

0.7

0.8

0.9

1

1 10 100 1000 10000

Efort efectiv σσσσ'vo (KPa)

Ind

icel

e p

orilo

r e

(-)

Fig. 3.24. Exemplificarea modului de determinare a presiunii de

preconsolidare pe baza compresiunii în edometru

În acest context Mayne, P.W., et.al., 2001, evalueazã, pe baza unui numãr de 24 de seturi de date achiziţionate din nivele argiloase, corelaţiile dintre presiunile de preconsolidare determinate în laborator şi valorile obţinute pe baza încercãrilor CPTu, cu formulele de mai jos:

3

'q' votP

σ−=σ [3.30.]

respectiv

2

u

2

uu' o1P

∆=

−=σ [3.31.]

σσσσ’P σσσσ’vo

OCR ==== σσσσ’P ////σσσσ’vo

Cr

Cc

Cs


54

10

100

1000

10000

100 1000 10000

Rezistenta neta pe con qt-σσσσvo (KPa)

Efo

rt d

e pr

econ

solid

are

σσ σσ' P

(K

Pa)

10

100

1000

10000

10 100 1000 10000

Variatia presiunii apei din pori ∆∆∆∆u1 (KPa)

Efo

rt d

e pr

econ

solid

are

σσ σσ' P

(K

Pa)

Fig. 3.25. Corelaţii experimentale între rezistenţa netã pe con (a), respectiv variaţia presiunii apei din pori (b) şi presiunea de preconsolidare

(dupã Mayne, P.W., et.al., 2001)

Chen &Mayne, 1996, au reuşit stabilirea urmãtoarelor relaţii empirice între presiunea apei din pori mãsuratã în încercarea CPTu şi efortul de preconsolidare, pe baza unui numãr de 1495 de mãsurãtori executate pe 144 de amplasamente: - pentru sistemul tip 1 (cu mãsurarea u1 pe suprafaţa conului):

21,0P

92,0

atm

1

atm

pI

u91,0

' −

σ

∆=

σ

σavând trendul mediu de ecuaţie

qt

(a)

u1

(b)


55

)uu(40,0' o1p −=σ [3.32.]

- pentru sistemul tip 2 (cu mãsurarea u2 pe umerii conului):

18,0P

93,0

atm

2

atm

pI

u03,1

' −

σ

∆=

σ

σ cu trendul mediu

)uu(53,0' o2p −=σ [3.33.]

0.1

1

10

100

0.1 1 10 100

(u1-uo)/σσσσatm

σσ σσ' p

/ σσ σσat

m

Ip=10

Ip=30

Ip=100

0.1

1

10

100

0.1 1 10 100

(u2-uo)/σσσσatm

σσ σσ' p

/ σσ σσa

tm

Ip=10

Ip=30

Ip=100

u2

u1

Fig. 3.26. Corelaţii ale efortului de preconsolidare cu excesul presiunii apei din pori (dupã Chen&Mayne, 1996)

)uu(40,0' o1p −=σ

)uu(53,0' o2p −=σ


56

3.5.3.7. Estimarea raportului de supraconsolidare Utilizând rezultate ale încercãrilor CPTu în argile, Mayne, 1991, obţine informaţii referitoare la istoria depozitelor traversate, respectiv raportul de supraconsolidare (OCR), prin relaţia:

Λ

σ

−

+=

/1

vo

2t

c '

uq

1M95,1

12OCR [3.34.]

în care:

- vo

2t

'

uq

σ

− presiunea efectivã pe con, normalizatã [-];

- )'sin3/('sin6Mc φ−φ= , iar φ’ unghiul efectiv de frecare interioarã; - Cc/Cs1−≈Λ , iar Cs, Cc au semnificaţia indicatã în fig. 3.24. Pentru nisipuri, ecuaţia [3.34.] devine:

( )

)27,0'/(sin1

31,0vo

22,0t

'Ko

q33,1OCR

−φ

σ= [3.35.]

în care 'sin1Ko φ−= . Acelaşi autor, Mayne, 2005, pe baza a 636 de mãsurãtori CPTu executate în celule triaxiale de mari dimensiuni (d=0,90m, h=1,50m), pe probe de nisip cuarţos şi feldspatic, estimeazã raportul de supraconsolidare cu formula:

( )

−φ

σ

σφ−

σ=

27,0'sin

1

atm

vo

22,0

atm

t

31,0'

'sin1

q192,0

OCR [3.36.]

în care φ’ este unghiul efectiv de frecare interioarã al nisipurilor, iar σatm este presiunea atmosfericã. Verificarea formulei de mai sus a fost fãcutã de autor, pe baza datelor primare CPTu in situ, achiziţionate într-o carierã din vecinãtatea oraşului Stokholm de Dahlberg, 1974. Cariera exploata nisipuri Holocene, medii-mari cu o grosime iniţialã de 24m, dispuse peste roca de bazã. Dupã îndepãrtarea a 16m de nisip, o serie de determinãri in situ (CPTu, greutate volumicã, etc.) au fost executate pe cei 8m rãmaşi. Nisipul rãmas, aflat deasupra nivelului hidrostatic (situat la contactul cu roca de bazã), a prezentat urmãtoarele caracteristici: - diametru mediu 0,7mm<d50<1,1mm; - coeficient de neuniformitate 2,2< Un<3; - densitate medie ρ=1,67g/cm3; - grad mediu de îndesare Dr≈60%. Figura 3.27. prezintã rezultatele a patru determinãri CPTu executate şi, în paralel, valorile OCR evaluate cu formula (3.36.), respectiv calculate cu relaţia:


57

vo

vov

'

'OCR

σ

σ−σ∆− [3.37.]

în care ( )( ) KPa262m/KN4,16m16 3v ==σ∆ .

Fig. 3.27. Rezultate OCR calculate cu formula (3.36.) şi mãsurate (Dahlberg, 1974) în cariera de nisip Stockholm. (dupã Mayne, P.W., et.al., 2001)

3.5.3.8. Proprietãţi de filtrare şi coeficientul de consolidare orizontalã Când testele CPTu sunt executate în roci coezive (argile, prafuri), piezoconul genereazã variaţii mari ale presiunii apei din pori (∆u = u1,2 - uo). Rocile coezive aflate în stare plastic moale la plastic consistentã produc valori ∆u de 3 pânã la 6 ori mai mari decât presiunea hidrostaticã de la acel nivel (uo), în timp ce rocile argiloase aflate în stare plastic vârtoasã la tare genereazã valori ∆u de 10 pânã la 20 de ori mai mari. În rocile argiloase supraconsolidate, aparţinând categoriei “roca de bazã”, afectate de diverse tipuri de discontinuitãţi, valorile ∆u sunt fie negative, fie nule. Odatã încetat procesul de penetrare, ∆u începe sã scadã treptat, ajungându-se la condiţiile de echilibru ce corespund presiunii hidrostatice, într-un interval de timp ce depinde de permeabilitatea geostructurii investigate (k) şi de coeficientul de consolidare orizontal (ch). Astfel, în nisipuri prãfoase, timpul necesar disipãrii excesului presiunii apei din pori este de 1-2 minute, în timp ce în argile grase acesta poate ajunge şi la 2-3 zile.

Rezistenţã pe vârf, qt (bar)

Adâ

ncim

e (m

)

Raport de supraconsolidare, OCR

Valori OCR calculate prin îndepãrtarea a 16m de depozit


58

Fig. 3.28. Procedura de determinare a timpului de disipare a presiunii apei din pori pe baza mãsurãtorilor CPTu. (dupã Mayne, P.W., et.al., 2001)

Fig. 3.29. Determinarea conductivitãţii hidraulice pe baza testelor de disipare CPTu

(dupã Parez&Fariel, 1988 şi Leroueil& Jamiolkowski, 1991)

25,1

50t251

1k

≈


59

În roci detritice având permeabilitate ridicatã, valorile ∆u înregistrate descresc foarte rapid cãtre valoarea presiunii hidrostatice. Variaţia ∆u în timp realizatã pe baza încercãrilor CPTu poartã denumirea de curbã de disipare, ce depinde semnificativ de modul de mãsurare a presiunii în interiorul piezoconului. În practicã, pentru creşterea eficienţei mãsurãtorilor, se mãsoarã timpul necesar disipãrii a 50% din ∆u, valoare notatã t50. Figura 3.28. redã procedura de determinarea a valorii t50 pe baza înregistrãrilor CPTu. Pentru piezoconul tip 2 (cu mãsurarea presiunii pe umãrul conului), pe baza citirilor de disipare ∆u, se poate aproxima conductivitatea hidraulicã cu expresia:

25,1

50t251

1k

≈ [3.38.]

în care k se exprimã în cm/s, iar t50 în secunde (fig. 3.29.). Dacã ∆u scade continuu în timp (fig.3.28.), disipãrile poartã denumirea de “monotone”, fiind specifice argilelor şi prafurilor în stare plastic moale la plastic consistentã. În acest caz, pe baza testelor de disipare se poate determina şi coeficientul de consolidare lateralã, utilizând metoda Teh şi Houlaby, 1991. Conform acestei teorii, coeficientul de consolidare obţinut prin încercarea de consolidare în edometru, se poate evalua şi pe baza formulei:

50

R2

h t

Ia*Tc = (cm2/min) [3.39.]

în care:

- T* este factorul de timp modificat (din teoria consolidãrii), pe care autorii îl estimeazã T*=0,118 în cazul piezoconurilor tip 1 (mãsurarea u pe suprafaţa lateralã), respectiv T*=0,245 pentru piezoconurile tip 2 (cu mãsurarea u pe umãr);

- a este raza probei (m);

- t50 (min.) timpul necesar disipãrii a 50% ∆u, pe baza înregistrãrilor CPTu;

- IR= G/su indice de rigiditate al rocii (G modulul de deformaţie transversalã KPa, su rezistenţa la compresiune monoaxialã- KPa). Pentru roci argiloase, IR se poate obţine fie de pe curbele efort/deformaţie obţinute în triaxial, fie prin masurãtori individuale ale G şi su, fie prin corelaţii empirice cum este cea prezentatã mai jos (ec. 3.40., fig. 3.31.), estimatã de Keaveny &Mitchell, 1986, în funcţie de indicele de plasticitate (IP) şi raportul de supraconsolidare (OCR) în teste de compresiune triaxialã anizotropice.

( )8,0

2,3

P

R

26

1OCR1ln1

23

I137exp

I

−

++

−

= [3.40.]


60

Fig. 3.30. Estimarea coeficientului de consolidare corespunzãtor valorii t50

înregistrate în piezoconul tip 2. (dupã Mayne, P.W., et.al., 2001)

Fig. 3.31. Estimarea indicelui de rigiditate pe baza indicelui de plasticitate şi a

raportului de supraconsolidare (dupã Keaveny &Mitchell, 1986)

u2

0.001

0.01

0.1

1

10

100

1000

0.1 1 10 100 1000 10000t 50 (min)

Coe

fici

ent

de

con

solid

are

c h (

cm2 /m

in) IR=500

IR=200

IR=100

IR=50

IR=20

Ip=10%

2 5

Ip=20%

Ip=30%

Ip=40%

Ip>50%

Ip=50%

0

50

100

150

200

250

300

1 10OCR

Ind

ice

de

rigi

dit

ate

(IR

=G

/su)


61

Ulterior, prin reconsiderarea teoriei de expansiune a cavitãţii aplicatã încercãrii CPT, Mayne, 2001, a obţinut urmãtoarea relaţie de evaluare directã a indicelui de rigiditate (nedrenat) în funcţie de rezultatele CPT:

−

−

σ−

+= 925,2

uq

q925,2

M

5,1expI

2t

votR [3.41.]

în care )'sin3/('sin6M φ−φ= . Rezultatele date de expresia 3.41., depind semnificativ de acurateţea mãsurãtorilor CPT, respectiv de saturarea completã a pietrelor poroase, precum şi de corectarea valorilor înregistrate qc. 3.5.4. Aplicaţii ale CPT în probleme inginereşti 3.5.4.1. Utilizarea CPT în verificarea calitãţii umpluturilor. Penetrarea staticã pe con este o metodã adecvatã de cuantificare a eficienţei şi calitãţii metodelor de îmbunãtãţire a proprietãţilor fizico-mecanice ale terenurilor, pe parcursul desfãşurãrii acestora. Cel mai frecvent metoda este utilizatã prin simpla comparare a rezultatelor CPT înainte, pe parcursul sau dupã aplicarea metodei în teren. Utilizarea complementarã a bazei teoretice de obţinere a parametrilor fizico-mecanici, coroboratã cu testarea în laborator a probelor prelevate din umpluturi, reprezintã o bunã metodologie de verificare a calitãţii acestora. Figura 3.32. redã rezultatele încercãrilor CPT, executate pe un amplasament din Statele Unite, înainte şi dupã aplicarea unei compactãri dinamice cu maiul greu de 15t, de la o înãlţime de 18m. Se poate observa cã atât rezistenţa pe con, cât şi frecarea lateralã prezintã creşteri semnificative pe o adâncime de aproximativ 6m.

Fig. 3.32. Rezultate CPT pre şi post compactare (dupã P.W. Mayne, 2007)


62

Rezistenţa pe con a stratelor de umpluturã depinde direct de intensitatea energiei de compactare aplicatã acestora. Aceasta (UE-MNm/m2) este definitã de relaţia:

2Es

)nWH(U

∑= [3.42.]

în care: n = numãrul de lovituri aplicate unei unitãţi de suprafaţã (-); W = greutatea maiului (MN); H = înãlţimea de cãdere (m); s = aria unitãţii de suprafaţã (m2). Relaţia 3.42. a fost verificatã în cazul unor umpluturi constituite din nisipuri fine şi nisipuri prãfoase compactate dinamic în diverse proiecte din Statele Unite ale Americii şi Asia, în care s-a raportat rezistenţã medie pe con a umpluturii (dupã punerea în operã) la intensitatea energiei aplicate (fig.3.33.).

Fig. 3.33. Relaţia între rezistenţa pe con postcompactare şi intensitatea energiei

aplicate (dupã P.W. Mayne, 2007)

Îmbunãtãţirea proprietãţilor fizico-mecanice ale umpluturilor este un proces puternic afectat de timp, astfel încât este recomandatã verificarea calitãţii acestora prin mai multe serii de încercãri CPT, executate la diverse intervale de timp. Tabelul de mai jos, 3.5., conţine o serie de referinţe privind relevanţa utilizãrii CPT în verificarea diverselor metode de îmbunãtãţire a calitãţii terenurilor de fundare. Tabel 3.5. Referinţe bibliografice privind utilizare CPT Metodã de îmbunãtãţire a calitãţii terenurilor

Referinţã Utilizarea CPT

Compactarea stratelor naturale de nisip cu cilindru compactor

Alperstein (2001) Înainte şi dupã execuţia compactãrii

Vibrocompactare Mitchell&Solymar (1984)

Utilizarea CPT la diverse intervale de tip

Alperstein (2001) Verificarea gradului de îndesare


63

Tabel 3.5.(continuare) Metodã de îmbunãtãţire a calitãţii terenurilor

Referinţã Utilizarea CPT

Coloane de piatrã spartã Durgunoglu, et.al.(1995) Controlul calitãţii Chen&Bailey (2004) Utilizarea în nisipuri şi prafuri Shenthan, et.al.(2006) CPT înainte de utilizare

Compactare dinamicã Ghosh (1995) Controlul calitãţii prin CPT Huang et.al. (1998)

3.5.4.2. Identificarea terenurilor susceptibile la lichefiere pe baza CPT Nivelurile litologice susceptibile la lichefiere în timpul solicitãrilor dinamice aparţin de cele mai multe ori categoriei “formaţiunea acoperitoare”, fiind reprezentate de nisipuri şi nisipuri prãfoase, Holocene, afânate şi imersate. Acestea pot fi cu uşurinţã identificate litologic pe adâncimea de investigaţie, prin utilizarea diagramelor de interpretare prezentate în § 3.5.2.. Analiza privind identificarea nivelelor susceptibile la lichefiere se face pe baza a doi indici: • indicele de efort seismic (CSR) definit ca raportul dintre efortul indus de o

solicitate seismicã şi efortul vertical total de la acea adâncime (Seed&Idris, 1971):

dvo

vomax

vo

med r'g

a65,0CSR

σ

σ

=

σ

τ= [3.43.]

în care:

medτ = efortul mediu echivalent indus de o solicitate seismicã, presupus a avea 65% din efortul maxim indus (KPa);

voσ = efortul vertical total (KPa);

vo'σ = efortul vertical efectiv (KPa); amax = acceleraţia maximã indusã (m/s2); g = acceleraţia gravitaţionalã (9,81 m/s2); rd = coeficient de reducere a eforturilor (de flexibilitate a structurii litologice)

aflat în intervalul 0,5 ≤ rd ≤ 1, ce depinde de adâncimea z a nivelului analizat (Youd.et.al., 2001);

pentru z ≤ 9,15m 131/)z131(rd −=

pentru 9,15m ≤ z ≤ 23m 37/)z44(rd −=

pentru 23m ≤ z ≤ 30m 125/)z93(rd −=

pentru z ≥ 30m 50,0rd =

• indicele de rezistenţã seismicã (CRR) definit ca raportul între rezistenţa la forfecare dinamicã şi efortul vertical total de la acea adâncime (Carraro, J.A.H. et.al., 2003). Determinarea CRR se poate face prin douã metode:

a) experimentalã, în laborator (fig. 3.34.a, b); b) pe baza CPT, prin relaţii numerice (ec.3.45., 3.46.) sau corelaţii

semiempirice (fig. 3.35.). a) Indicele de rezistenţã seismicã considerat pentru o anumitã adâncime in situ (CRR)in situ este definit ca raportul dintre rezistenţa la forfecare dinamicã (τcyc) şi efortul efectiv vertical corespunzãtor acelei adâncimi (σ’v).


64

(b) Numãrul de cicluri necesare lichefierii (N), versus indicele de rezistenţã seismicã (CRR).

Fig. 3.34. Exemple de determinare experimentalã a indicelui de rezistenţã seismicã

pentru depozite de nisip (dupã Carraro, J.A.H. et.al., 2003)

(a) Densitatea relativã (Dr), respectiv indicele porilor (e) versus indicele de rezistenţã seismicã (CRR7,5)


65

În cazul determinãrilor experimentale în laborator, prin teste de triaxial ciclic, valorile rezultate (CRR)tx se obţin din raportarea efortului maxim de forfecare (τmax) sau a jumãtate din efortul deviator efectiv (σ’1-σ’3)/2, la aceeaşi valoare (σ’v). Diferenţele dintre aceste douã mãrimi au fost puse în evidenţã încã din anii 1970, iar în prezent este general acceptatã relaţia propusã de Castro (1975) şi completatã de Seed et.al. (1978):

txo

situin )CRR(33

)K21(29,0)CRR(

+= [3.44]

relaţie în care Ko este coeficientul presiunii laterale în stare de repaus. b). Cât priveşte determinãrile pe baza încercãrilor CPT, pentru nisipuri, Yould et.al., 2001; Robertson&Wride, 1998, estimeazã valorile CRR specifice unei solicitãri seismice cu magnitudinea de 7,5, cu urmãtoarele relaţii:

( )08,0

1000

q93CRR

3cs1t

5,7 +

= dacã ( ) 160q50 cs1t ⟨≤ [3.45.]

( )

05,01000

q833,0CRR cs1t

5,7 +

= dacã ( ) 50q cs1t ⟨ [3.46.]

în care:

1tq = este rezistenţa pe con normalizatã, conform ec.3.11.(MPa);

( ) 1tccs1t qKq = = rezistenţa pe con normalizatã şi corectatã (MPa) ;

Kc = factor de corecţie (-); Kc = 1,00 pentru 64,1Ic* ≤ 88,17Ic*75,33Ic*63,21Ic*581,5Ic*403,0Kc 234 −+−+−=

pentru *Ic>1,64 *Ic = indice de clasificare pe baza CPT (ec.3.10., tabel 3.4.) Relaţii asemãnătoare sunt propuse şi de Mayne, 2007, în funcţie de rezultatele SCPTu.

Foto 3.1. Clãdire afectatã de lichefiere (www.peer.berkeley.edu/lifelines/research_projects/3A02/)


66

Fig. 3.35. Exemple de corelaţii semiempirice specifice nisipurilor, între indicele de rezistenţã seismicã pentru o magnitudine de 7,5 (CRR)7,5 şi rezistenţa pe con normalizatã (qt1). (dupã Carraro, J.A.H. et.al., 2003)


67

Aprecierea semiempiricã a corelaţiei între indicele de rezistenţã seismicã (CRR) şi valorile înregistrate de încercãrile in situ CPT a constituit obiectul cercetãrii pe parcursul a câteva decenii, atât în Europa, cât şi în Statele Unite şi Canada. Figura 3.35. prezintã trei din cele mai cunoscute astfel de corelaţii specifice depozitelor nisipoase având diverse procente de praf. În cazul rocilor argiloase, cercetãrile din ultimele decenii abordeazã comportamentul acestora sub încãrcãri dinamice de o manierã asemãnãtoare depozitelor granulare fine, estimându-se rezistenţa seismicã pentru o magnitudine M - (CRR)M prin relaţii de forma (Boulanger &Idriss, 2005):

MSFK'

s8,0)CRR(

vc

uM α

σ= [3.47.]

în care: su = rezistenţa la forfecare nedrenatã obţinutã prin teste statice de forfecare

directã (KPa)

vc'σ = efortul efectiv vertical de consolidare (KPa)

Kα = factor de corecţie al efortului de forfecare iniţial, estimat de ecuaţia 2.48. şi reprezentat grafic în figura 3.36.

638,0

8,0OCR22,01

344,0344,1K

α−

−=α [3.48.]

vcs '/ στ=α , sτ este efortul static de forfecare (KPa), iar OCR este

raportul de supraconsolidare. MSF = factor de corecţie a magnitudinii rezistenţei seismice, reprezentat grafic în

figura 3.37.

Fig.3.36. Evaluarea factorului de corecţie al efortului de forfecare iniţial.(dupã Boulanger &Idriss, 2005)


68

Pe baza valorilor CSR şi CRR se pot face urmãtoarele estimãri: 1. calculul factorului de siguranţã pentru o anumitã succesiune de strate şi o anume

magnitudine a seismului: Fs=CRR/CSR [3.49.] dacã CSR>CRR, nivelul este uşor lichefiabil, iar dacã CSR<CRR probabilitatea de apariţie a lichefierii este redusã;

2. calculul probabilitãţii de apariţie a lichefierii cu ajutorul ecuaţiei 3.50, stabilitã de Juang&Jiang, 2000 pe baza unui set de date conţinând 225 de încercãri CPT: PL=1/[1+(Fs)3,34] [3.50]

3. utilizarea metodelor deterministe/probabiliste de apreciere a lichefiabilitãţii ilustrate de figura 3.38.

Fig. 3.38.Metode deterministe/probabiliste de analizã a susceptibilitãţii la lichefiere

(dupã Mayne, P.W., 2007)

MSF

Magnitudinea solicitãrii seismice Mw

Fig. 3.37. Evaluarea factorului de corecţie a magnitudinii rezistenţei seismice. (dupã Boulanger&Idriss, 2005)

8,1MSF

058,0e9,6MSF

Nisip)4/M( W

≤

−=−

13,1MSF

828,0e12,1MSF

Argila)4/M( W

≤

+=−


69

Interpretarea rezultatelor conform normativelor româneşti şi europene. În prezent, în România, utilizarea acestei încercari se face în acord cu standardul european editat doar în limba englezã EN ISO 22476-12:2009 “Investigare şi încercări geotehnice. Încercări de teren. Partea 12: Încercare mecanică de penetrare statică cu con (CPTM)” dar care nu substituie normativul C159-89 ce legifera utilizarea aparaturilor vechi cu con mecanic. Aparatura la care se referã vechiul normativ românesc este compusã din (fig.3.39.):

- dispozitiv de presare; - echipament de sondare (penetrare); - dispozitiv de mãsurare a rezistenţelor la penetrare; - dispozitiv de ancorare. Penetrarea staticã pe con conform normativului românesc C159-89, constã în presarea în geostructurã în mod lent şi continuu, cu o vitezã de 0,5÷2cm/s, a unei sonde cu vârf conic (fix sau mobil), prevãzutã cu o manta de protecţie. Citirile sunt exprimate în termeni de rezistenţã la penetrare (Rp) şi forţe de frecare lateralã pe manta (Fl). Rezistenţa la penetrare (Rp- KPa, MPa) se va calcula cu relaţia:

A

GFR ctc

p−

= [3.51.]

în care: Fc = forţa de împingere a conului (KN) G ct = greutatea coloanei de tije şi a conului de penetrare (KN) A = aria secţiunii transversale a conului (m2)

Fig.3.39. Schema dispozitivului românesc de penetrare staticã pe con. (dupã normativul C159-89)


70

Forţa de frecare pe manta (Fl- KN, daN) este definitã de relaţia: Fl = Ft+Gm-Fc [3.52.] în care: Ft = forţa totalã de împingere a penetrometrului (KN) G ct = greutatea mantalei (KN) Datele obţinute Rp(MPa) şi Fl (KN) pot fi folosite în urmãtoarele scopuri: 1. obţinerea de informaţii calitative asupra naturii litologice şi stratificaţiei

geostructurii strãbãtute utilizând urmãtorul tabel de interpretare: Tabel 3.6. Interpretarea rezultatelor penetrãrii statice conform normativului românesc Rezistenţa pe con (Rp)

Frecarea lateralã (Fl) scade rãmâne constantã creşte

scade - teren sfãrâmicios în care sunt antrenate fragmente de la partea superioarã; -argilã sensibilã

-depozite prãfoase, cu porozitate ridicatã, care cedeazã uşor apa; -nisipuri şi pietrişuri în stare afânatã

depozite compacte care nu cedeazã uşor apa.

rãmâne constantã

depozite nisipoase, îndesate, pãtrunderea conului se face prin crearea unor suprafeţe de cedare ce se închid pe ţevile de protecţie

depozite de prafuri sau mâl care cedeazã apa

- depozite argiloase/ nisipoase cu porozitate scãzutã; - pãtrunderea conului se face prin crearea unor suprafeţe de cedare ce se închid pe ţevile de protecţie

creşte depozite necoezive cu pietriş şi bolovãniş, pãtrunderea conului se face prin crearea de goluri

2. aprecierea stãrii de îndesare a nisipurilor pe baza rezistenţei pe con, conform

tabelului 3.7. Tabel 3.7. Estimarea stãrii de îndesare pe baza rezultatelor penetrãrii statice conform normativului românesc Categorii de nisip Adâncime de

penetrare (m) Rezistenţa pe con (MPa)

Afânat ID<0,33

Îndesare medie 0,33< ID<0,67

Îndesat ID>0,67

Nisip mare 5 <10 10÷15 >15

10 <15 15÷22 >22

Nisip mijlociu 5 <6 6÷10 >10

10 <9 6÷10 >15

Nisip fin 5 <3 3÷6 >6

10 <4 4÷9 >9 3. estimarea indicelui porilor în cazul depozitelor necoezive cu relaţia:

13,0Rlg36,09916,0e p ±−= [3.53.]


71

4. estimarea coeziunii argilelor (c-MPa) aflate în stare plastic moale pentru care

unghiul de frecare mobilizat φ ≈0o, cu ajutorul formulei: c=Rp/14 [3.54.] 5. estimarea unghiului de frecare interioarã al nisipurilor cu ajutorul graficului din

figura 3.40., în funcţie de rezistenţa pe con şi de sarcina geologicã de la adâncimea respectivã (σg, KPa).

a

i

bcd

efgh

25

30

35

40

45

50

0.1 1 10 100Rezistenta pe con Rp(MPa)

Un

ghi d

e fr

ecar

ea in

teri

oara

φφ φφ (

o)

6. Estimarea modulului de deformaţie edometricã (M2-3, MPa, KPa) cu ajutorul

relaţiei:

p32 RM α=− [3.55.]

în care α este un coeficient adimensional care poate lua valorile: α=1,5 pentru nisipuri având Rp>4,5MPa; 2< α<5 pentru nisipuri argiloase, sau argile compacte având 1,5<Rp<3MPa; 5< α<10 pentru argile având Rp>1MPa; sau se obţine din diagrama de mai jos (fig.3.41.) 7. Estimarea modulului de deformaţie liniarã E (MPa) pe baza rezistenţei pe con Rp

(MPa) cu ajutorul urmãtoarelor corelaţii : - pentru nisipuri E=2(1+ID

2)Rp [3.56.]

- pentru depozite coezive E=3,8Rp-0,55n-26 [3.57.]

E≈4,8 Rp [3.58.]

(a) σg=8KPa (b) σg=11KPa (c) σg=15KPa (d) σg=21KPa (e) σg=27KPa (f) σg=40KPa (g) σg=55KPa (h) σg=75KPa (i) σg=100KPa

Fig.3.40. Estimarea unghiului de frecare interioarã al nisipurilor în funcţie de rezistenţa pe con, conform normativului românesc


72

în care ID este gradul de îndesare (-), iar n este porozitatea (%).

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0.1 1 10 100Rezistenta pe con Rp(MPa)

αααα (-)

Fig.3.41. Estimarea coeficientului adimensional α în funcţie de rezistenţa pe con, conform normativului românesc


DMT – Dilatometru plat

73

4. DILATOMETRU PLAT (DMT) 4.1. GENERALITÃŢI, ISTORIC. Procedura de testare a rocilor cu ajutorul unui dilatometru plat constã în introducerea prin presare în teren a unei lamele metalice, prevãzutã cu o membranã pe una din feţe. La adâncimea doritã, membrana este presatã în teren, mãsurându-se la suprafaţã presiunea necesarã obţinerii unei deformaţii specifice. Aparatura şi procedura de testare cu dilatometrul plat, abreviatã DMT – au fost iniţial introduse în Italia de Silvani Marchetti în 1980 (“In Situ Tests by Flat Dilatometer", ASCE Jnl GED, Vol. 106, No. GT3.), iar ulterior în Statele Unite procedura a fost dezvoltatã de Schmertmann, J.H., 1988. (Rept. No. FHWA-PA-87-022+84-24 to PennDOT, Office of Research and Special Studies, Harrisburg, PA, in 4 volumes.). În prezent este utilizatã în peste 40 de ţãri, procedura de utilizare fiind standardizatã atât în Europa (Eurocode 7 -1997. Geotechnical design - Part 3: Design assisted by field testing, Section 9: Flat dilatometer test -DMT.), cât şi în Statele Unite (ASTM D 6635). Rezultatele investigaţiilor DMT sunt intens folosite pentru evaluarea tasãrilor, controlul calitãţii umpluturilor, identificarea suprafeţelor de alunecare sau evaluarea susceptibilitãţii la lichefiere a terenurilor (http://www.marchetti-dmt.it). Succesul metodei constã în numeroasele avantajele pe care le oferã în investigaţia geotehnicã:

- distorsiunea minimã a geostructurii pe care o testeazã, în raport cu celelate metode, deoarece DMT nu supune roca la eforturi mari sau deformaţii limitã;

- aparatura nu este foarte complicatã, ci simplã şi robustã, putând suporta forţe de împingere de pânã la 250KN;

- testele au o duratã redusã şi sunt relativ ieftine; - rezultatele obţinute nu sunt influenţate de operator şi sunt repetabile; - datoritã principiului de mãsurare folosit (de egalizare a presiunilor), metoda

este foarte precisã; - este aplicabilã la o largã categorie de roci (argile, prafuri, nisipuri, strate de

pietriş de maxim 0,50m grosime), sau chiar roci argiloase, având cu = 2-4 KPa ÷1000KPa, respectiv M<400MPa .

Dezavantajele metodei sunt: - nu se poate folosi în roci granulare grosiere sau foarte îndesate; - necesitã calibrãri sensibile pentru fiecare structurã geologicã testatã, prin

completarea cu analize de laborator; - interpretarea se face pe baza diagramelor de corelaţie între rezultatele DMT şi

parametrii geomecanici utilizabili în practicã. 4.2. PRINCIPIUL METODEI, APARATURÃ Dilatometrul plat (numit şi dilatometru Marchetti- foto 4.1.), constã în: - o lamelã metalicã având dimensiunile: lungime 240mm, lãţime 95mm, grosime

15mm, unghi la vârf de 18o÷32o care este prevãzutã pe una din feţe, în zona centralã cu o membranã flexibilã de metal de 60mm diametru şi 0,2mm grosime;

- douã sisteme de cabluri asociate graniturii de prãjini: o un sistem pneumatic care induce membranei presiunea de apãsare

asupra rocilor prin intermediul unui gaz care poate fi azot, bioxid de carbon sau aer;

o un sistem electric care alimenteazã senzorii aflaţi în spatele membranei metalice.



74

Foto 4.1. Dilatometru plat, DMT (dupã Marchetti S., et.al., 2001).

a. lamelã; b. membranã metalicã; c. unitatea de control

Fig. 4.1. Pricipiul de funcţionare al dilatometrului plat (dupã Mayne, P.W.,2001)

Garniturã de tiji

Membranã metalicã flexibilã

d=60mm

Lamelã metalicã L=240mm;

l=95mm; h=15mm

Unitate de control

Butelie de azot

Împingere hidraulicã cu viteza de 20mm/s; Testare la fiecare 200mm sau 300mm

Vedere din faţã

Vedere lateralã

1. Membrana se retrage datoritã

efortului litostatic

2. Membrana nedeformatã.

Citirea presiunii A

3. Membrana se extinde cu 1,1mm. Citirea presiunii B

Depresionare rapidã

(a) (b)

(c)



75

- unitatea de control aflatã la suprafaţã care include douã manometre, o sursã de presiune, conectoarele celor douã sisteme de cabluri, un sistem sonor de avertizare.

Lamela înainteazã cu o vitezã de 20mm/s în geostructurã fiind presatã de un echipament de împingere de tipul celor utilizate la CPT, sau o simplã garniturã de foraj.

1. La adâncimea de testare se permite intrarea gazului în sistem şi în maxim 15 secunde se mãsoarã presiunea necesarã pentru a aduce membrana pe poziţia de nul (deformaţia centralã δ=0mm), mãsurãtoare numitã “citirea A”.

2. Presiunea în circuit este apoi ridicatã într-un interval de 15-30 secunde, pânã la nivelul la care deformaţia centralã atinge nivelul δ=1,1mm± 0.02 mm orientatã cãtre rocã; momentul este marcat sonor de un sistem electric de avertizare în care se noteazã “citirea B”.

3. Cea de a treia “citire C” numitã citire de final, se efectueazã imediat dupã citirea B, în 45-60 secunde, atunci când membrana a revenit la poziţia δ=0mm.

Se poate trece apoi la urmãtoarea mãsurãtoare, aflatã de obicei la 20cm mai în adâncime, urmând aceeaşi procedurã de mãsurãtori A, B, C. Observaţii asupra principiului metodei:

• DMT nu este un test de compresiune (în care presiunea aplicatã este controlatã şi se mãsoarã deformaţia) ci un test cu “deformaţie impusã”, în care deformaţia centralã a membranei (înspre rocã) este impusã mãsurându-se presiunea necesarã atingerii acesteia; astfel, în toate situaţiile, în orice structurã litologicã deformaţia este aceeaşi;

• Membrana nu este un instrument de mãsurare, ci un obiect de separare a gazului de rocã; instrumentul de mãsurare este manometrul aflat la suprafaţã;

• Cele douã manometre ale unitãţii de control sunt conectate în paralel şi au

Fig.4.2. Detaliu al lamelei

şi membranei DMT (dupã Marchetti S., et.al., 2001).



76

precizii diferite. Astfel, manometrul de joasã presiune are scala pânã la 1MPa, iar cel de înaltã presiune poate atinge 6MPa, în acest mod putându-se mãsura presiunile în roci aflate în toate stãrile de consistenţã; conform Eurocod 7 (1997) rezoluţia acestora trebuie sã fie de 10KPa.

4.3. PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII Tararea membranei se face atât înainte, cât şi dupã executarea testelor, prin efectuarea unor “manevre” de vacuum/de presiune pe membranã, la suprafaţa terenului. Se obţin doi parametri de deformabilitate ai membranei, notaţi ∆A, ∆B, cu ajutorul cãrora se vor corecta presiunile citite. Pentru a fi acceptabile, conform Eurocode 7, valorile iniţiale ale acestor tare trebuie sã se situeze în intervalele: - 5KPa< ∆A<30KPa; - 5KPa< ∆B<80KPa. Dacã tarele se situeazã în afara intervalelor precizate, sau membrana prezintã deteriorãri vizible, ea trebuie înlocuitã. Precizia de determinare a corecţiilor ∆A, ∆B este foarte importantã deoarece: - acestea sunt singurele surse potenţiale de erori ale instrumentului; - în cazul argilelor aflate în stare curgãtoare, sau a nisipurilor lichefiabile, presiunile

mãsurate au valori mici, asemãnãtoare ca ordin de mãrime; - validarea testãrii se face la sfârşitul acesteia, doar dacã tarãrile finale nu diferã de

cele iniţiale cu mai mult de 25 KPa. O altã corecţie este cea a “citirilor de nul”, notatã zM. Aceasta reprezintã o presiune rezultatã din citirea pe manometru atunci când sistemul presiometric este adus la presiunea atmosfericã. Pentru mãsurãtori foarte exacte se vor înregistra atât valorile zM dupã mãsurarea parametrilor A,B, cât şi cele dupã determinãrile ∆A, ∆B. Pentru testãri obişnuite se va utiliza zM=0. Toate aceste corecţii vor afecta valorile parametrilor A,B mãsuraţi în teren, conform ecuaţiilor de mai jos:

)zBB(05,0)zAA(05,1p MMo −∆−−−∆+= [4.1.]

M1 zBBp −∆−= [4.2.] în care ∆A, ∆B sunt tarele membranei, iar zM este citirea de nul. Valorile po, p1 astfel obţinute vor substitui parametrii mãsuraţi A,B în toate corelaţiile şi calculele subsecvente. Sintetizând, raportul încercãrilor DMT trebuie sã cuprindã urmãtoarele informaţii (Eurocod 7, 1997).: - tipul prãjinilor de încãrcare; - caracteristicile sistemului de penetrare a lamelei, încãrcarea aplicatã; - adâncimea de foraj şi metoda de susţinere a gãurii de foraj, dacă testul DMT nu

porneşte de la suprafaţa terenului; - adâncimea apei subterane; - procedura de calcul a presiunii din pori pe membranã; - caracteristicile sistemului de mãsurare a presiunii apei din pori; - tipul şi dimensiunile lamelei şi membranei metalice; - citirile de nul ale manometrelor utilizate, zM; - valorile ∆A, ∆B de tarare a membranei înainte şi dupã execuţia unei testãri, precum



77

şi valorile medii ale acestora (recomandarea “Eurocod 7”) este ca în ec.4.1. şi 4.2. în locul ∆A, ∆B, sã fie folosite valorile medii ale acestor corecţii);

- valorile tabelare ale citirilor A, B; - valorile tabelare ale presiunilor calculate po, p1; - toate observaţiile relevante privind desfãşurarea testului, avarii ale aparaturii,

înlocuirea componenteleor ş.a.m.d.

4.4. INTERPRETAREA REZULTATELOR Interpretarea rezultatelor DMT presupune cunoaşterea prealabilã atât a presiunii apei din pori uo (prin mãsurãtori piezometrice), cât şi a efortului vertical efectiv

vo'σ (“Eurocod 7”, 1997).

Corelaţiile originale date de Marchetti, 1980, au fost obţinute prin calibrarea datelor DMT cu o serie de parametri obţinuţi în laborator prin metode foarte precise şi au fost ulterior confirmate de mulţi cercetãtori. 4.4.1. Parametri Marchetti (primari) Iniţial, prelucrarea datelor constã în calculul parametrilor “primari”, pe baza valorilor po, p1, numiţi şi parametri Marchetti care sunt urmãtorii: a. Indicele materialului

)up/()pp(I ooo1D −−= [4.3.]

A fost introdus, conform spuselor autorului (Marchetti, 2001) plecând de la constatarea cã valorile po, p1, sunt sistematic apropiate în roci argiloase şi diferite în roci nisipoase, astfel cã limitele de variaţie ale acestui parametru au urmãtoarea semnificaţie:

argile 0,1 < ID < 0,6 prafuri 0,6 < ID < 1,8 nisipuri 1,8 < ID < 10

Interpretarea valorilor ID trebuie fãcutã totdeauna prin corelaţie cu rezultatele analizelor de laborator, deoarece în rocile având procente comparabile de argilã, praf sau nisip se produc adesea confuzii. b. Indicele presiunii laterale definit ca:

voooD '/)up(K σ−= [4.4.]

reprezitã parametrul “cheie” al testelor DMT, constituind baza principalelor corelaţii geotehnice. Poate fi interpretat (Marchetti, 2001) ca o valoare amplificatã (prin procesul de penetrare a lamelei) a coeficientului presiunii laterale în stare de repaus (KO). În rocile normal consolidate, în depozitele necimentate, în stratele cuaternare, sau în general în depozitele aparţinând formaţiunii acoperitoare, KD=KD, NC ≈ 2. Profilele KD sunt similare cu cele OCR (obţinute prin alte teste), fiind utile în înţelegerea şi decriptarea istoriei acelui nivel şi a stãrilor de eforturi la care acesta a fost supus (Marchetti, 1980; Jamiolkowski, et.al., 1988).



78

c. Modulul dilatometric este obţinut pe baza valorilor po, p1, prin aplicarea teoriei elasticitãţii (Gravensen, 1960), pentru membrana de 600mm diametru şi o deplasare de 1,1mm:

)pp(7,34E o1D −= [4.5.]

ED nu are semnificaţia modului Young, interpretarea acestuia fãcându-se doar în corelaţie cu ID şi KD . 4.4.2. Parametri geotehnici derivaţi (secundari) Dupã determinarea parametrilor Marchetti, pe baza corelaţiilor şi rezultatelor experimentale din ultimele decenii, se pot obţine o serie de informaţii referitoare la starea depozitelor testate: - modulul de deformaţie liniarã (M), aplicabil în cazul tuturor rocilor moi; - rezistenţa la forfecarea nedrenatã (su = cu), în cazul rocilor coezive; - coeficientul presiunii laterale în stare de repaus (Ko), pentru argile; - raportul de supraconsolidare (OCR), pentru toate tipurile de roci; - coeficientul de consolidare orizontală (ch), pentru argile; - coeficientul de permeabilitate orizontal (kh), pentru argile; - unghiul de frecare interioarã (φ), în cazul nisipurilor; - greutatea volumicã (γ), pentru toate tipurile de roci testate; - presiunea interstiţialã de echilibru (uo), pentru nisipuri; În general, cele mai precise corelaţii se obţin în roci argiloase dacã ID<1,2, iar în nisipuri pentru ID>1,8, iar dintre parametrii sus-menţionaţi primii doi sunt cei mai utilizaţi şi mai precişi. 4.4.2.1. Diagrame de interpretare şi estimare a greutãţii volumice

Prima diagramã de interpretare şi de evaluare a greutãţii volumice în stare naturalã a fost elaboratã de Marchetti şi Crapps, 1981 (fig. 4.3.), în care γw este greutatea volumicã a apei. Ulterior alţi cercetãtori au realizat modificãri ale acestei diagrame, dintre care subliniem pe Lacasse şi Lunne, 1988, Mayne, 2001, Sabatini et.al. 2002 (fig.4.4.). Astfel, Mayne 2001, estimeazã relaţia de legãturã între indicii primari şi greutatea volumicã cu relaţia:

( ) ( ) 5,0D

1,0atmDw I/E12,1 σγ=γ [4.6.]

relaţie în care atmσ este presiunea atmosfericã, iar ED şi ID au semnificaţia datã mai

sus. În toate cazurile se fac urmãtoarele observaţii:

- greutatea volumicã estimatã în acest mod are o semnificaţie orientativã, menitã sã permitã evaluarea efortului litostatic pe profil;

- profilarea litologicã pe baza diagramelor de interpretare DMT, trebuie în mod obligatoriu corelatã cu rezultatele analizelor de laborator ale probelor prelevate din foraje situate cât mai aproape de locaţia DMT, sau cel puţin cu probele prelevate din încercãrile SPT.



79

Fig.4.3. Diagrama de

interpretare DMT şi evaluare

a greutãţii volumice (dupã Marchetti&Crapps, 1981)

Fig.4.4. Diagrama de interpretare DMT (dupã Sabatini et.al., 2002)



80

4.4.2.2. Raportul de supraconsolidare

În cazul argilelor aparţinând formaţiunii acoperitoare, raportul de supraconsolidare este asociat indicelui presiunii laterale prin corelaţia originalã (Marchetti, 1980) datã de relaţia:

56,1DDMT )K5,0(OCR = [4.7.]

Relaţia a fost confirmatã ulterior şi de alţi cercetãtori (Jamiolkowski et. al., 1988; Powell şi Uglow, 1988; Finno, 1993 ; Kamei şi Iwasaki, 1995) care au subliniat similitudinile existente între profilele KD şi cele OCR în succesiuni argiloase având ID<1,2. (fig. 4.5.)

Studii mai recente (Totani et.al.,1997) indicã faptul cã în toate cazurile de testare a rocilor argiloase normal consolidate KD≈2. În plus, indiferent de vârsta depozitelor afectate de instabilitate, masele alunecãtoare (puse în evidenţã de încercãri înclinometrice) prezintã KD≈2. Valorile KD>2 sunt indicatori ai unor procese de supraconsolidare, fisurare, cimentare. În cazul rocilor necoezive, aceastã corelaţie este inadecvatã, deoarece în astfel de depozite verificarea prin încercãri edometrice în laborator nu este posibilã. În astfel de cazuri evaluarea raportului de supraconsolidare se poate face prin corelarea între rezultatele DMT şi CPT în aceleaşi depozite (Marchetti,1997). Sunt indicate urmãtoarele limite ale raportului MDMT/qc: 5 < MDMT/qc < 10 pentru nisipuri normal consolidate (NC)

[4.8.] 12 < MDMT/qc < 24 pentru nisipuri supraconsolidate (OC) în care: qc = rezistenţa pe vârf (pe con) obţinutã prin încercarea CPT (KPa) MDMT = modulul de deformaţie verticalã în condiţii drenate obţinut prin încercarea

DMT, (KPa)- vezi § 4.4.2.6.

Fig.4.5. Corelaţia KD-OCR specificã rocilor argiloase. (dupã Kamei &Iwasaki, 1995)



81

4.4.2.3. Coeficientul presiunii laterale pentru starea de repaus

În roci argiloase normal consolidate - aparţinând formaţiunii acoperitoare, (Marchetti 1980, 1997) se estimeazã acest parametru cu relaţia:

6,0)5,1/K(K 47,1Do −= [4.9.]

Relaţii similare sunt date şi de alţi cercetãtori: Lacasse şi Lunne, 1988; Powell şi Uglow, 1988; Kulhay şi Mayne, 1990. Corelaţia datã de ecuaţia 4.9. prezintã însã un grad de încredere satisfãcãtor dat fiind faptul cã mãsurarea sau chiar estimarea precisã a valorilor KO se face cu mare dificultate. În depozite nisipoase, valorile KO depind semnificativ de φ şi/sau Dr, astfel încât corelaţii simple sunt nereprezentative. Pentru locaţiile în care sunt disponibile rezultate ale testelor DMT şi CPT se recomandã utilizarea urmãtoarei corelaţii între Ko, KD şi qc/σ’vo (Marchetti 1997, Jiamiolkowski, 1995): Ko=0,376+0,095KD+αqc/σ’vo [4.10.] în care α este un numãr adimensional ce poate lua valorile -0,005 şi -0,002 în funcţie de vârsta depozitelor nisipoase. 4.4.2.4. Rezistenţa la forfecare nedrenatã

Relaţia de legãturã între rezultatele DMT şi rezistenţa la forfecare nedrenatã este datã de ecuaţia Marchetti, 1980:

25,1Dvou )K5,0('22,0c σ= [4.11.]

relaţie ce a fost confirmatã ulterior de alţi cercetãtori, prin verificarea cu valorile cu obţinute prin alte teste (forfecare cu palete, triaxial). 4.4.2.5. Unghiul de frecare interioarã

În prezent sunt verificate douã metode de determinare a unghiului de frecare interioarã în depozite necoezive (Marchetti, 1997).

25

30

35

40

45

50

1 10 100

KD(-)

φ(ο)φ(ο)φ(ο)φ(ο)

Fig.4.6. Corelaţia KD-φ

specificã nisipurilor

(dupã Marchetti, 1997 şi

Mayne 2001)

Ec.Marchetti

D2o

Doo Klg1,2Klg6,1428 −+=φ

Ec.Mayne

)K/06,004,0/(120 Do ++=φ



82

1. Utilizând relaţii de legãturã între φ şi KD (fig.4.6.), de tipul celor prezentate de Marchetti, 1997 (ec. 4.12.) sau Mayne 2001 (ec.4.13.):

D2o

Doo Klg1,2Klg6,1428 −+=φ [4.12.]

)K/06,004,0/(120 Do ++=φ [4.13.]

2. Prin coroborarea cu rezultate CPT disponibile pe acelaşi amplasament. Se

determinã întâi Ko în funcţie de KD şi qc/σ’vo, (vezi ec. 4.10.), iar apoi se utilizeazã diagrama prezentatã în figura 4.7. (rezultatã din aplicarea teoriei Durgunoglo şi Mitchell, 1975).

Fig. 4.7. Corelaţia qc – Ko - φ

(dupã Marchetti, 1997)

4.4.2.6. Modulul de deformaţie

Modulul de deformaţie M obţinut prin testele DMT, adesea notat MDMT, reprezintã modulul tangent la curba de compresiune-tasare obţinutã în condiţii de drenare verticalã, în punctul σ’vo şi are aceeaşi semnificaţie ca şi modulul de deformaţie edometric (Marchetti, 1997). Se determinã prin aplicarea formulei:

MDMT=RMED [4.14.]



83

în care

ED este modulul dilatometric definit de ecuaţia 4.5. (KPa);

RM=f(ID, KD) este un factor adimensional cuprins în intervalul 0,85< RM<3, care se

determinã astfel :

- dacã KD<10 şi ID≤0,6 RM=0,14+2,36log KD

0,6<ID<3 RM=RM,0 +(2,5- RM,0)log KD în care

RM,0=0,14+0,15(ID-0,6)

ID≥3 RM=0,5+2log KD

- dacã KD>10 RM=0,32+2,18log KD

Cu toate diferenţele de principiu între modalitãţile de obţinere a ED (rezultat prin aplicarea unei încãrcãri orizontale) şi a M (rezultat prin încãrcare verticalã), similitudinile între MDMT şi valorile modulului de deformaţie edometricã M obţinut prin probe de înaltã precizie au fost relatate de cercetãtori ca Lacasse, 1986 şi Iwasaki et. al., 1991 şi sunt reprezentate grafic în figura 4.8.

Fig.4.8. Comparaţii între MDMT şi Medometric pe probe de înaltã acurateţe.

(a) Lacasse,1986; (b) Iwasaki, 1991 (dupa Marchetti, 1997)

4.4.2.7. Determinarea coeficientului de consolidare orizontalã (ch)

Se face utilizând o procedurã specialã de testare, numitã “teste de disipare DMT”, cu douã variante, DMT-A şi DMT-A2, dintre care în aceastã lucrare o prezentãm doar pe prima, cea de a doua având o precizie limitatã. În procedura DMT-A se opreşte penetrarea lamelei la adâncimea doritã şi se monitorizeazã descreşterea parametrului A = σh în timp.



84

În continuare se traseazã curba A-lg t (t timp) şi se identificã valoarea timpului la care se înregistreazã schimbarea inflexiunii acesteia, valoare notatã tflex –minute (fig.4.9.). Coeficientul de consolidare ch se va obţine prin relaţia: ch ≈ 7cm2/tflex [4.15.]

Metoda, confirmatã şi de alţi cercetãtori (Mesri, 1999) şi standardizatã în Statele Unite în 2001, se recomandã a fi folositã în cazul rocilor supraconsolidate, deoarece în cele normal consolidate supra-evalueazã valorile ch.

4.4.2.8. Determinarea coeficientului de permeabilitate Kh

Se face prin relaţiile propuse de Schmertmann, 1988, respectiv:

h

whh M

cK

γ= [4.16.]

în care Mh=KoMDMT.

4.4.3. Aplicaţii ale DMT în probleme inginereşti 4.4.3.1. Calculul tasãrilor sub fundaţii de suprafaţã

Calculul tasãrilor sub fundaţiile de suprafaţã este una din aplicaţiile cele mai importante ale încercãrii DMT, mai ales în cazul geostructurilor în care predominã rocile necoezive din care prelevarea de probe netulburate este dificilã.

În general, tasarea (s1-DMT. în cm) se calculeazã cu o formulã de tipul:

∑ ∆σ∆

=− zM

sDMT

vDMT1 [4.17.]

în care vσ∆ (KPa) este efortul indus care se determinã cu formula Boussinesque,

MDMT (KPa) este modulul de deformaţie estimat conform formulei 4.14, iar ∆z (cm) este grosimea stratului compresibil.

Fig. 4.9. Curbã de

disipare DMT, A-log t

(dupã Marchetti, 1997)



85

Fig. 4.10. Exemple ale reprezentãrii grafice a rezultatelor DMT (dupã Marchetti, 1997)

(a) Amplasamente cu roci normal consolidate (KD≈2); (b) Amplasamente cu roci supraconsolidate KD>>2

(a) (b)



86

Acest tip de calcul numit « al condiţiilor de lucru » se bazeazã pe o teorie de comportament elastic în care tasarea este direct proporţionalã cu sarcina transmisã. Formula 4.17 a fost verificatã de autori ca: - Schmertmann, 1986, pe 16 amplasamente pentru care au fost disponibile

mãsurãtori in situ ale tasãrilor produse în geostructuri diverse din punct de vedere litologic. Rezultatele sale au arãtat cã raportul tasare calculatã/tasare mãsuratã se înscrie în intervalul 0,75-1,3 cu o valoare medie de 1,18;

- Hayes,1990 (fig.4.11.) confirmã similitudinea valorilor calculate cu cele mãsurate şi precizeazã cã, raportul tasare calculatã / tasare mãsuratã poate atinge chiar valoarea 0,5.

4.4.3.2. Utilizarea rezultatelor DMT în calculul piloţilor

Prima metodã care a folosit rezultatele DMT în evaluarea frecãrii laterale pe piloţi a fost cea a lui Marchetti, 1986, bazatã pe teoria Baligh (1985) şi are un caracter orientativ. Metoda DMT-σhc este specificã situaţiei în care piloţii sunt introduşi în geostructuri predominant argiloase, iar efortul orizontal efectiv ce se exercitã asupra lor (σ'hc -KPa) este considerat nivelul efortului stabilizat în jurul lamelei metalice (p1). Aceastã etapã, în cazul rocilor argiloase cu permeabilitate scãzutã, are o duratã însemnatã, putând ajunge şi la 1-2 zile, motiv pentru care metoda este rar utilizatã. Frecarea lateralã a pilotului (qs - KPa) se defineşte ca:

hcs 'q ρσ= [4.18.]

în care ρ este un coeficient adimensional care poate lua valori între 0,1 şi 0,2, iar σ'hc

are semnificaţia datã mai sus. Cea de a doua metodã, aparţine lui Powell et.al., 2001, şi este de asemenea utilizatã în proiectarea piloţilor amplasaţi în geostructuri argiloase, încãrcaţi axial, pe baxa datelor DMT. Verificarea ei s-a fãcut prin compararea datelor calculate pe baza DMT cu cele rezultate din testarea la compresiune in situ a circa 60 de piloţi amplasaţi în

DMT-Tasare calculatã (mm)

Tas

are

mãs

urat

ã (m

m)

Fig.4.11. Reprezentarea

tasãrilor mãsurate versus

tasãrile calculate (dupã Hayes 1990)



87

locaţii din Anglia, Norvegia, Franţa şi Danemarca. Metoda estimeazã frecarea lateralã pe pilot qs în funcţie de indicele materialului ID şi parametrii p1,po astfel:

pentru ID<0,1 qs/( p1-po)=0,5 [4.19]

pentru 0,1<ID<0,6 qs/( p1-po)= -1,111 ID+0,775 [4.20.]

pentru ID>0,6 qs/( p1-po)=0,11 [4.21.]

Formulele 4.19.÷4.21. sunt valabile pentru zonele situate la partea inferioarã a pilotului, în timp ce pentru secţiunile superioare, respectiv acele pãrţi unde h/d>50 (h este distanţa pânã la vârful pilotului, d diametruL, ambele în m), valorile qs trebuie multiplicate cu 0,85. În final, rezistenţa limitã la compresiune a unui pilot qp va fi evaluatã cu formula:

e1dip pkq = (MPa) [4.22.]

în care:

e1p = valoarea medie a încãrcãrii piloţilor sub nivelul vârfurilor (MPa)

dik = factor DMT de capacitate portantã (-) care ia valorile :

kdi =1,3 dacã ED>2MPa pentru piloţi cu geometrie regulatã

kdi =0,7 dacã ED<2MPa

kdi =0,65 dacã ED>2MPa pentru piloţi cu geometrie neregulatã

kdi =0,35 dacã ED<2MPa

4.4.3.3. Identificarea suprafeţelor de alunecare pe baza rezultatelor DMT

Metoda ce aparţine lui Totani et. al., 1997, realizeazã detectarea suprafeţelor de alunecare vechi şi/sau active în geostructuri argiloase supraconsolidate, prin simpla inspectarea a profilelor KD-DMT (fig.4.12.).

Fig.4.12. Metoda KD-DMT de identificare a suprafeţelor de alunecare în roci

supraconsolidate (dupã Marchetti, 1997)



88

Este utilizabilã în geostructuri cu depozite supraconsolidate (aparţinând rocii de bazã), în care profilul KD-DMT prezintã în stare nederanjatã valori KD>2. În astfel de situaţii, apariţia în profilul DMT a unor intervale având KD≈2 reprezintã un reper de identificare a suprafeţelor de alunecare în jurul cãrora roca îşi pierde structura iniţialã şi cel puţin o parte a proprietãţilor de rezistenţã (fig. 4.12. şi 4.13). Faţã de alte metode de indentificare a planelor de alunecare (de exemplu înclinometrie), aceastã metodã prezintã avantajul unui rãspuns rapid, independent de viteza de mişcare a masei alunecãtoare şi mai mult, poate pune în evidenţã suprafeţe de minimã rezistenţã pe care mişcarea încã nu s-a produs (este potenţialã) sau s-a stabilizat (dar se poate reactiva în anumite condiţii). Metoda nu oferã însã informaţii referitoare la direcţia şi viteza de alunecare, motiv pentru care se recomandã utilizarea ei în faza de explorare preliminarã a alunecãrilor de teren, pentru optimizarea locaţiilor şi adâncimii de proiectare a forajelor înclinometrice.

Fig.4.13. Exemplificarea utilizãrii metodei KD-DMT de identificare a suprafeţelor de

alunecare în douã studii de caz (dupã Marchetti, 1997)



89

4.4.3.4. Utilizarea DMT în verificarea calitãţii umpluturilor

Încercarea cu dilatometrul plat (DMT) este o metodã intens folositã în ultimele decenii pentru verificarea calitãţii umpluturilor sau chiar a îmbunãtãţirii terenului natural supus lucrãrilor inginereşti. Simpla comparare a profilelor DMT executate înainte şi dupã execuţia lucrãrilor de îmbunãtãţire (compactare, vibrocompactare, compactare cu maiul greu ş.a.m.d.) pune în evidenţã creşterile în greutate volumicã, efort orizontal sau densitate relativã, prin creşteri analoage ale parametrilor KD sau MDMT. (fig.4.14.) Faţã de alte metode similare de investigaţie (CPT), metoda dilatometrului plat -DMT- prezintã o senzitivitate crescutã în raport cu creşterile de densitate relativã sau stare de eforturi. În acest sens sunt citate numeroase studii de caz în care verificarea calitãţii lucrãrilor de compactare a fost fãcutã prin ambele metode citate, iar parametrul MDMT a avut o ratã de creştere dublã în raport cu qc (Schmertmann et.al., 1986; Jendeby, 1992), anumiţi autori (Schmertmann et.al., 1986) propunând chiar exprimarea cerinţelor de proiectare în termeni de moduli de deformaţie MDMT mai degrabã decât clasica exprimare în termeni de densitate relativã sau grad de îndesare. 4.4.3.5. Utilizarea DMT în identificarea susceptibilitãţii la lichefiere

În analiza susceptibilitãţii la lichefiere a terenurilor, un parametru important îl reprezintã indicele de rezistenţã seismicã – CRR, (vezi § 3.5.4.2.) utilizat în analiza lichefiabilitãţii terenurilor introdusã de Seed şi Idris, 1971. În prezent sunt disponibile trei evaluãri ale relaţiei KD-CRR (fig.4.15.) susţinute în ordine cronologicã de Marchetti, 1982, Robertson şi Campanella, 1986 şi Reyna-Chameau, 1991, ultima fiind confirmatã mai recent de analize de laborator pe probe de nisip prelevate prin îngheţ (Tanaka şi Tanaka,. 1998). Datã fiind senzitivitatea acestei metode în identificarea succesiunilor litologice şi a stãrii de îndesare, autorul ei, Marchetti 1997, recomandã pe baza propriei experienţe

Fig.4.14. Exemplificãri ale utilizãrii DMT

în controlul compactãrii.

(a) vibrocompactare (dupã Van Impe et.al., 1994)

(b) raportul MDMT/qc înainte şi dupã

compactarea unui strat de nisip (dupã Jendeby, 1992)

(a) (b)



90

folosirea urmãtoarelor valori KD ca nivele de siguranţã împotriva lichefiabilitãţii nisipurilor în condiţii seismice de magnitudine M=7,5:

- zone fãrã seismicitate semnificativã (amax/g < 0,15) KD>1,7

- zone cu seismicitate redusã (0,15 ≤ amax/g ≤ 0,25) KD>4,2

- zone cu seismicitate medie (0,25 < amax/g < 0,35) KD>5,0

- zone cu seismicitate redusã (amax/g ≥ 0,35) KD>5,5

Fig. 4.15. Curbe specifice de evaluare a rezistenţei seismice CRR

în funcţie de KD-DMT

(dupã Monaco şi Marchetii et.al.,2005)

CR

R (

-)


PMT-Presiometrie

91

5. PRESIOMETRIE (PMT) 5.1. GENERALITÃŢI, ISTORIC. Încercarea presiometricã constã în introducerea unei sonde cilindrice vertical în teren, care transmite geostructurii o presiune uniformã, orizontalã prin intermediul unei membrane flexibile. Mãsurând volumul şi presiunea fluidului necesare expansiunii radiale a sondei, aceste date pot fi interpretate în raport cu comportamentul efort-deformaţie al rocii traversate. Metoda poate fi aplicatã atât rocilor moi, caz în care fluidul de presiune este apã sau gaz, cât şi rocilor tari fisurate sau alterate, caz în care fluidul de presiune utilizat este ulei hidraulic. Presiometrul a fost introdus în practica investigaţiilor geotehnice de Louis Menard în 1955, în varianta iniţialã aparatura constând într-un aranjament complex a douã sisteme de presiune (cu aer şi apã). Avantajele metodei presiometrice sunt:

- fundamentarea teoreticã bunã a relaţiilor de determinare a parametrilor geomecanici;

- volum mare de rocã testatã în raport cu alte metode; - calitatea rezultatelor obţinute, respectiv curbe efort-deformaţie de înaltã

acurateţe, şi contrabalanseazã dezavantajele utilizãrii ei constând în:

- procedurã complicatã de testare, necesitând o înaltã experienţã practicã; - cost ridicat datoritã duratei mari a testului 6-8 zile; - aparaturã complexã şi sensibilã.

Procedura de testare este standardizatã atât în Uniunea Europeanã prin EN ISO 22476-4 “Geotechnical investigation and testing. Field testing. Part 4: Ménard

pressuremeter test”, (în România normativul SR EN ISO 22476-4.2, se aflã în curs de aprobare), cât şi în Statele Unite prin ASTM D 4719. 5.2. PRINCIPIUL METODEI, APARATURÃ În variantele constructive moderne, presiometrul constã într-o monocelulã care transmite terenului presiunea printr-un sistem cu piston. Aparatura standardizatã este prevãzutã cu o celulã de presiune de 35mm pânã la 73mm diametru (d) şi o lungime (L) variabilã, raportul L/d înscriindu-se în limitele 4÷6. În prezent sunt folosite patru variante constructive ale presiometrului:

Tip 1. presiometru Menard, abreviat MPMT, este folosit în gãuri de foraj preexistente, a cãror geometrie a fost nivelatã prin manevre atente cu ştuţuri cu pereţi subţiri (Shelby). Procedura de lucru este prezentatã schematic în figura 5.1.

Tip 2. presiometru autoforant, (Cambridge), abreviat SBP, este o variantã de presiometru care este plasat în partea bazalã a gãurii de foraj deasupra nivelului ce urmeazã sã fie testat şi care realizeazã îndepãrtarea rocilor pânã la adâncimea doritã prin tãiere finã sau cu jet de apã pentru a minimiza deranjarea geostructurii şi a conserva starea de eforturi litostaticã. Sonda este prevãzutã cu trei braţe radiale care mãsoarã direct deformaţia cavitãţii definitã de relaţia:

oc r/dr=ε [5.1.]

în care ro este raza iniţialã a cavitãţii, iar dr este variaţia acesteia. Presupunând cã presiometrul se dilatã radial ca un cilindru, deformaţia volumicã a rocii este


PMT-Presiometrie

92

asociatã deformaţiei cavitãţii conform relaţiei:

2co )1(1V/V −

ε+−=∆ [5.2.]

Tip 3. presiometru “împins” (push in), abreviat PIP, este un presiometru prevãzut cu

un cilindru exterior suplimentar care ulterior penetrãrii în geostructurã se retrage, dar care produce o deranjare sensibilã a structurii naturale a terenului.

Tip 4. presiometru cu con, (full displacement) abreviat FDP, este similar celui anterior, însã la partea inferioarã a cilindrului exterior are un vârf conic, care distruge complet structura terenului natural.

Fig.5.1. Procedurã de testare cu presiometrul Menard (dupã P.W. Mayne, 2001)

sondã presiometricã d=73mm L=440mm

gaurã de foraj

Pompã cu piston. 1. La fiecare rotaţie, cilindrul pistonului introduce un volum suplimentar de fluid în sonda presiometrului. 2. Pentru fiecare volum suplimentar de fluid introdus de mãsoarã creşterea de presiune.

Manometru

Membrana de cauciuc a sondei se dilatã asemeni unui cilindru, exercitând o presiune asupra terenului.

Se inregistreazã presiunile şi variaţiile de volum pentru a determina parametrii presiometrici.

Parametri presiometrici:

Po, E

TMAX, PLIM

Foto 5.1. Echipament presiometric (a) panou de presiune MPMT; (b) pompã hidraulicã şi sondã

presiometricã; (c) sondã presiometricã SBP

(a) (b)

(c)


PMT-Presiometrie

93

5.3. PROCEDURA DE LUCRU, PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII Procedurile de lucru ale tipurilor de presiometre descrise mai sus (MPMT, SBP, PIP şi CPMT) sunt similare din momentul fixãrii sondei la adâncimea doritã. Cea mai importantã etapã a testului este pregãtirea gãurii de testare. Pereţii acesteia trebuie sã fie netezi şi sã aibã un diametru constant, cuprins în intervalul 1,03d÷1,2d (în care d este diametrul minim al sondei presiometrice). Testarea începe prin alegerea unei rate optime de creştere a presiunii, astfel încât aceasta sã permitã obţinerea unor rezultate reprezentative într-un interval de timp raţional. Pentru a obţine presiunea doritã sunt utilizate frecvent 7 pânã la 10 trepte de încãrcare cu rate de creştere de 25 la 200KPa, în funcţie de natura terenului ce urmeazã a fi testat, care sunt aplicate timp de 1 pânã la 3 minute. Pe parcursul testului atât presiunea cât şi volumul presiometrului sunt continuu monitorizate, astfel încât urmãtoarea treaptã de încãrcare este aplicatã atunci când variaţia de volum s-a stabilizat. Cel mai simplu test cuprinde trei etape caracteristice: încãrcarea uniformã, curgerea plasticã şi cel puţin un ciclu descãrcare-încãrcare. Scopul testului de curgere plasticã este de a obţine variabilitatea în timp a deformaţiei specifice înregistratã sub o presiune constantã. Pe parcursul acestei etape se menţine presiunea constantã, pânã se înregistreazã o ratã de deformare de 0,1%/minut, testul putând dura câteva minute sau chiar ore (ex. 5÷10min. pentru argile, 3÷5min. pentru praf şi 2÷3min. pentru nisipuri). Scopul etapei de descãrcare-încãrcare este de evidenţiere exactã a comportamentului elastic al rocii, deoarece în etapa de încãrcare iniţialã rezultatele sunt puternic influenţate de deranjamentul structural produs de execuţia gãurii de foraj, neputându-se decela cu precizie domeniul deformaţiilor elastice, iar modulii elastici obţinuţi pe baza curbei de încãrcare iniţialã sunt subevaluaţi. Aceastã etapã trebuie parcursã în cel puţin douã trepte de descãrcare (cu vitezã extrem de redusã) şi trei trepte de încãrcare, iar raportul presiunilor caracteristice sã nu depãşeascã pr / pu ≤ 5 pentru a nu induce deformaţii plastice suplimentare (fig.5.2.). În sfâşit, se recomandã execuţia mai multor cicluri de descãrcare-încãrcare, dintre care unul înainte de atingerea presiunii de inflexiune pf .

Fig.5.2. Curbã şi presiuni caracteristice în încercarea presiometricã

(dupã P.J. Sabatini et.al., 2002)

po

pf pr

pL

pu

Pre

siun

e (K

Pa,

bar

i)

Volum (cm3)

Domeniu

pseudoelastic

Domeniu plastic

Ciclu descãrcare- încãrcare

Test de curgere plasticã

∆V

=V

o

V=

2Vo


PMT-Presiometrie

94

În cazul presiometrului Menard, valorilor citite trebuie sã li se aplice o serie de corecţii care se referã la: - aprecierea rezistenţei sondei propriu-zise la dilatare, respectiv testarea presiometrului la suprafaţa terenului în vederea obţinerii relaţiei presiune aplicatã/ deformaţie volu-micã la presiunea atmosfericã; - aprecierea deformaţiilor induse de dilatarea tubulaturii ce conecteazã presiometrul de sistemul de presiune; aceastã corecţie se obţine prin punerea sub presiune a sistemului în condiţii de suprafaţã cu presiometrul introdus într-un cilindru metalic rigid care împiedicã

deformarea acestuia, permiţând dilatarea tubulaturii. Dupã aplicarea corecţiilor se traseazã curba presiune-volum şi se stabilesc urmãtoarele presiuni caracteristice (fig.5.2.): ⇒ po=σho - presiunea corespunzãtoare nivelului efortului litostatic orizontal la acea

adâncime, sau altfel spus nivelul de presiune la care terenul natural se gãsea înainte de deranjare, respectiv presiunea de la care începe compresiunea propriu-zisã;

⇒ pf - presiunea definitã de punctul de inflexiune al curbei, unde comportamentul mecanic se schimbã din pseudoelastic în plastic;

⇒ pu - presiunea minimã înregistratã pe parcursul testului de descãrcare-încãrcare; ⇒ pr - presiunea la care se încheie recompresia ciclului descãrcare-încãrcare şi

reîncepe deformaţia plasticã; ⇒ pL - presiunea limitã, reprezintã valoarea la care curba presiune-volum devine

asimptoticã, respectiv valoarea presiunii la care volumul este dublul volumului iniţial.

Stabilirea presiunilor caracteristice se face ţinând cont de specificul aparaturii utilizate. Între cele patru tipuri de presiometre descrise mai sus, principala diferenţã constã în etapa de început a testului, respectiv în semnificaţia presiunii iniţial aplicate. În acest sens, fig. 5.4. redã sintetic urmãtoarele considerente:

- în cazul presiometrului Menard (tip 1), presiunea iniţialã este foarte aproape de zero, iar deformaţiile cavitãţii sunt relativ mari în etapa iniţialã a testului pânã la atingerea nivelului efortului litostatic in situ;

- în situaţia presiometrului autoforant (tip 2), presiunea iniţialã se apropie de valoarea efortului litostatic orizontal in situ;

- în cazurile presiometrelor “împins” şi “cu con” (tip 3, 4), datoritã deran-jamentelor produse pe parcursul instalãrii, presiunea iniţial aplicatã este, de obicei, la un nivel mult superior efortului litostatic orizontal al geostructurii testate.

Datoritã acestor particularitãţi ale aparaturilor presiometrice, se admite cã aparatura

Volum (cm3)

Pre

siun

e (K

Pa)

Valori corectate

Valori mãsurate

Fig.5.3.Influenţa corecţiilor asupra

rezultatelor presiometrice (dupã Mair&Woods, 1987)


PMT-Presiometrie

95

optimã de testare presiometricã este tipul 2, respectiv presiometrul autoforant (Cambridge).

5.4. INTERPRETAREA REZULTATELOR Pe baza presiunilor caracteristice precum şi a diagramelor presiune/volum sau presiune/deformaţie a cavitãţii se pot calcula urmãtorii parametri specifici testului:

⇒ modulul de deformaţie presiometricã, echivalent al modulului Young, care se noteazã EPMT; se obţine din zona elasticã a curbei efort-deformaţie înregistratã în primul ciclu de încãrcare. Frecvent se procedeazã la descãrcarea şi reîncãrcarea sondei în vederea atenuãrii deranjamentelor produse pe durata instalãrii, caz în care EPMT va avea o valoare mai mare. Modulul de deformaţie presiometricã se calculeazã cu formula:

∆

∆ν+=

V

V

P)1(2EPMT [5.3.]

în care: ν = coeficientul Poisson al rocilor testate (-); V=Vo+∆V = volumul presiometrului pentru treapta de presiune corespunzãtoare

limitei elastice (cm3); Vo = volumul iniţial al presiometrului (cm3); ∆V = variaţia de volum sub treapta de încãrcarea ∆P (cm3); ∆P = diferenţa de presiune corespunzãtoare limitei elastice (KPa);

⇒ modulul de deformaţie transversalã, sau modul de forfecare, se obţine pornind de la relaţia de izotropie din teoria elasticitãţii (G=E/2(1+ν)), aplicatã pe tronsonul de încãrcare al ciclului descãrcare-încãrcare:

ε

=

co d

dp

d

d

2

1G [5.4.]

εc(%) εc(%) εc(%)

p(KPa) p(KPa) p(KPa)

σσσσho σσσσho σσσσho

Presiometru Menard (tip 1) Presiometru autoforant (tip 2)

Presiometru împins şi cu con (tipuri 3,4)

Fig. 5.4. Reprezentarea schematicã a diferenţelor de mãsurare a presiunilor

iniţiale (dupã http://www.scribd.com/doc/6086605/SI-Book-Chapter-9)


PMT-Presiometrie

96

⇒ rezistenţa la forfecare nedrenatã se obţine conform aprecierilor semiempirice ale

lui Baguelin et.al., 1978, prin relaţia:

p

*L

u N

pc = [5.5.]

în care:

hoL*L pp σ−= este presiunea limitã netã (KPa)

Np este un factor adimensional cu valori cuprinse între 5,5 şi 10 ⇒ efortul tangenţial indus în geostructurã pe tot parcursul testului, conform

cercetãtorilor Ladanyi şi Palmer, 1972 :

∆=τ

V

Vlgd

dp [5.6.]

relaţie în care dp şi ∆V reprezintã variaţiile de presiune respectiv de volum corespunzãtoare în raport cu efortul litostatic orizontal iniţial (σho) şi care permite trasarea unor curbe continue efort de forfecare-deformaţie a cavitãţii.


VST- Forfecare in situ cu palete

97

6. FORFECARE IN SITU CU PALETE 6.1. GENERALITÃŢI, ISTORIC. Aparatura de forfecare in situ cu palete a fost introdusã pentru prima datã în Suedia în anul 1919, de cãtre John Olsson, care a proiectat-o în scopul obţinerii de valori in situ ale rezistenţei nedrenate a argilelor din terenul de fundare al podului Lidingoe Bridge din Stockholm. Ulterior, aparatura a fost folositã şi în Anglia, începând cu anul 1944 de cãtre Army Operational Research Group. În varianta modernã, procedura de forfecare in situ cu palete a fost prezentatã de Lyman Carlsson (Cadling) în 1948, la Rotterdam, iar ulterior aceasta a fost detaliatã de Cadling şi Odenstad, 1950. Metoda constã în introducerea a douã lamele ortogonale în teren şi rotirea acestora în jurul unei axe verticale, timp în care se înregistreazã cuplul maxim necesar rotirii sistemului. Prin aplicarea condiţiilor de echilibru se obţine rezistenţa la forfecare nedrenatã la vârf (suv=cuv) şi rezidualã (srez=crez), al cãror raport defineşte senzitivitatea (St). Principalele avantaje ale metodei de forfecare cu palete sunt:

- determinarea precisã a rezistenţei la forfecare nedrenatã suv; - determinarea in situ a senzitivitãţii argilelor (St); - echipament relativ simplu şi robust; - experienţa practicã internaţionalã îndelungatã

iar dezavantajele utilizãrii ei constau în: - domeniul de aplicabilitate limitat la argile; - duratã de execuţie relativ mare; - rezultatele necesitã corecţii semiempirice; - rezultate puternic influenţate şi/sau compromise de apariţia intercalaţiilor sau

lentilelor de nisip. În prezent metoda este standardizatã în întrega lume, în Europa prin EN ISO 22476-96. ”Geotechnical investigation and testing. Field testing. Part 9: Field vane test”,

sau BS 1377; part 9:1990, iar în Statele Unite de ASTM D 2573-72, 78. 6.2. PRINCIPIUL METODEI, APARATURÃ

Aparatura constã în principiu într-un dispozitiv format din douã lamele ortogonale (dispuse în formã de cruce), ataşate solid unei garnituri de tije (fig.6.1.). În varianta standardizatã dimensiunile paletelor rectangulare sunt: diametrul D=65mm, înãlţimea H=130mm şi grosimea lamelelor e=2mm. În prezent sunt utilizate multe variante constructive ale aparaturii de forfecare cu palete, toate având raportul H/D=2. Paletele de dimensiuni mari sunt utilizate în argile având consistenţã redusã, generând o rezoluţie superi-oarã, iar cele cu vârf în argile aflate în stare tare. În ceea ce priveşte ansamblu de tije şi punerea pe poziţie a aparatului, existã



98

în prezent patru tipuri de aparaturi şi sisteme de lucru: (1) sistem în care paletele sunt împinse în teren neprotejate pânã la adâncimea doritã; (2) sistem în care paletele sunt protejate de un cilindru pânã la adâncimea de testare, fiind apoi împinse în terenul nederanjat; (3) sistem cu garnitura de tije protejatã împotriva frecãrii de un tubing; (4) sistem prevãzut cu un dispozitiv la partea superioarã a paletelor care permite rotirea independentã de circa 900 de ori a tijelor înaintea testãrii propriu zise, în vederea separãrii efectelor de fricţiune datorate acestora. Procedura de lucru, prezentatã sintetic în figura 6.2., constã în urmãtoarele etape:

Fig.6.2. Procedura de testare cu aparatul de forfecare cu palete (dupA P.W.Mayne, 2001)

1. Fixarea aparatului - se face începând din extremitatea forajului de diametru B,

prin împingere la o adâncime de minim 4B sub baza acestuia. Dacã aparatura este de tip (2), pozarea se face direct la adâncimea doritã;

2. Dupã o perioadã de 5minute alocatã stabilizãrii stãrii de eforturi, se începe rotirea cu vitezã constantã de 6°/minut (0,1°/sec), mãsurând în permanenţã la suprafaţã cuplul necesar execuţiei mişcãrii, pânã la atingerea unei valori maxime (Tmax);

3. De îndatã ce cuplul maxim a fost atins (identificat prin descreşterea valorilor), se executã o serie de 8-10 rotiri rapide;

4. Urmeazã o rotire completã cu aceeaşi vitezã de 6°/minut, al cãrei scop este de înregistrare a valorilor reziduale de rezistenţã puse în evidenţã de cuplul Trez.

H

B

D

4B

Etapa 1- introducerea dispozitivului

Etapa 2- rotirea 1 minut cu viteza de 6o/minut. Se înre-gistreazã Tmax

Etapa 3- rotirea suplimentarã cu 8-10 ture

Gaurã de foraj de diametru B

Se introduce dispozitivul la 4B de la talpa forajului

Etapa 4- se mãsoarã

Trez



99

Foto 6.1. Aparat de forfecare cu palete in situ

6.3. PARAMETRI MÃSURAŢI, CORECŢII, INTERPRETAREA REZULTATELOR Pe parcursul desfãşurãrii testului, singurul parametru înregistrat este cuplul necesar rotirii paletelor în condiţiile specificate mai sus. Prima corecţie ce trebuie aplicatã este cea asociatã frecãrii produse pe suprafaţa lateralã a tubulaturii, dacã aceasta nu este protejatã. În acest sens, pentru aparaturile fãrã tubulaturi de protecţie, în locul valorii cuplului maxim se va utiliza valoarea netã Tnet care se obţine prin extragerea din Tmax a cuplului asociat frecãrii sistemului de tije Tf: Tnet=Tmax-Tf [6.1.] Pe baza valorii cuplului maxim înregistrat Tmax şi a valorii reziduale Trez se obţin valoarea de vârf a rezistenţei la forfecare nedrenatã şi valoarea rezidualã, dacã se admit urmãtoarele ipoteze: - deranjarea structurii naturale a terenului generatã de penetrarea dispozitivului cu

palete este neglijabilã; - pe parcursul testului nu se produc drenãri ale apei; - rezistenţa la forfecare este izotropã şi omogenã în interiorul stratului testat; - argila cedeazã dupã o suprafaţã de forfecare cilindricã; - diametrul suprafeţei de cedare cilindrice este egal cu diametrul paletelor; - procesul de forfecare nu este progresiv, astfel încât în momentul înregistrãrii lui

Tmax, efortul de forfecare generat în toate punctele suprafeţei este identic şi egal cu rezistenţa la forfecare.

În aceste condiţii, pentru un dispozitiv standard cu palete rectangulare având H=2D, valoarea rezistenţei la forfecare nedrenatã cu (KPa) are expresia:

3max

uD7

T6c

π= [6.2.]



100

în care Tmax (KNm) este valoarea corectatã a cuplului maxim înregistrat, iar D (m) diametrul dispozitivului cu palete. Expresia 6.2. se poate modifica într-o formã mai generalã, aplicabilã tuturor tipurilor de dispozitive cu palete, introducând în ecuaţie unghiurile iT şi iB (vezi fig.6.1.):

++π

=

H6icos

D

icos

DD

T12c

BT

2

maxu [6.3.]

Dacã în expresiile 6.2. şi 6.3., în locul cuplului maxim Tmax folosim valoarea cuplului obţinutã pe parcursul forfecãrii reziduale Trez (în etapa a 4a a testului), vom obţine valoarea rezidualã a rezistenţei la forfecare nedrenatã, cu, rez (KPa), cu ajutorul cãreia se calculeazã parametrul numit “senzitivitate”-St cu relaţia: St=cu/ cu, rez [6.4.]

Fig.6.3. Rezultatele forfecãrii in situ cu palete, executatã în argilele din preajma

oraşului San Francisco –USA.(dupã P.W.Mayne, 2001)

Figura de mai sus redã rezultatele întregistrate în investigaţia geotehnicã realizatã prin testul de forfecare in situ cu palete, executat în faza de proiectare a unei staţii de metrou în oraşul San Fancisco, Statele Unite. Sunt reprezentate graficele de variaţie în adâncime a valorilor rezistenţei la forfecare nedrenate a unor depozite de argilã mâloasã. Se observã diferenţele existente între limitele de variaţie ale valorilor de vârf, 20-60KPa, şi ale celor reziduale, 4-16KPa, precum şi intervalul de variaţie al senzitivitãţii, 3<St<4. Rezultatele testelor VST, exprimate în termeni de rezistenţã la forfecare nedrenatã, sunt frecvent utilizate în analizele de stabilitate ale rambleelor sau excavaţiilor în roci



101

argiloase aflate în stare de consistenţã scãzutã, precum şi în calculul capacitãţii portante a terenurilor de fundare constituite din astfel de depozite. Transpunerea rezultatelor VST în modelele geomecanice de calcul trebuie sã se facã ţinând cont de diferenţele ce existã între forfecarea survenitã ca efect al punerii în sarcinã a stratului de argilã dupã realizarea rambleului, excavaţiei sau construcţiei şi forfecarea datoratã rotirii paletelor. Conform cercetãtorului P.W. Mayne 2001, rezistenţa la forfecare mobilizatã în teren (τmob-KPa) de respectivele lucrãri este datã de relaţia:

uRmob cµ=τ [6.5.]

în care cu, KPa este rezistenţa la forfecare nedrenatã obţinutã prin încercarea de forfecare in situ cu palete, iar µR este un factor adimensional de corecţie, obţinut pe baze semiempirice din calcule inverse de stabilitate efectuate asupra unor studii de caz sau experienţe la scarã. Acelaşi autor recomandã utilizarea relaţiilor 6.6. şi 6.7. (Chandler,1988) pentru estimarea factorului de corecţie µR (fig.6.4.):

5,0)I(b05,1 PR −=µ [6.6.] b=0,015+0,0075log (tf) [6.7.] în care IP (%) este indicele de plasticitate al rocii argiloase, iar tf (minute) are semnificaţia de timp necesar punerii în sarcinã a terenului.

tf=106min

tf=105min

tf=104min

tf=103min

tf=102min

0.4

0.5

0.6

0.7

0.8

0.9

1.0

0 20 40 60 80 100IP(%)

µµµµR(−)(−)(−)(−)

Fig.6.4. Estimarea factorului de corecţie al valorilor de rezistenţã la forfecare

nedrenatã mobilizatã (µR, -), în funcţie de indicele de plasticitate (IP-%) şi timpul de

punere în sarcinã (tf-min). (dupã P.W. Mayne, 2001)

Investigaţii geotehnice in situ PLT- Încercare pe placã

102

7. ÎNCERCARE PE PLACÃ 7.1. GENERALITÃŢI. Încercarea pe placã este una din cele mai utilizate metode de determinare a caracteristicilor de compresibilitate a rocilor. În ultimele decenii, încercarea a fost utilizatã la suprafaţa terenului, în excavaţii, în foraje sau în lucrãri miniere de adâncime. Indiferent de situaţie, încercarea pe placã se realizeazã prin încãrcarea în trepte a unei plãci circulare sau pãtrate şi mãsurarea tasãrilor înregistrate pe tot parcursul testului. În România, metoda este descrisã de STAS 8942/3-90, normativ care urmeazã sã fie înlocuit de norma Europeanã EN ISO 22476-136. Geotechnical investigation and testing. Field testing. Part 13: Plate loading test. În paralel, pentru lucrãri de terasamente ale cãilor de comunicaţii, se utilizeazã normativul german al metodei de testare, DIN 18134/1993, care diferã semnificativ ca procedurã de testare şi implicit ca rezultate obţinute. 7.2. APARATURÃ Aparatura de determinare in situ a compresibilitãţii terenurilor este constituitã din (fig.7.1, foto1.):

a) placã rigidã; b) dispozitiv de lestare sau ancorare; c) presã sau pompã hidraulicã; d) cadru de referinţã; e) dispozitive de mãsurare a tasãrilor.

a). Placa rigidã ce poate avea formã circularã sau pãtratã, se confecţioneazã de obicei din metal (mai rar beton armat în cazul plãcilor de dimensiuni mari) şi trebuie sã îndeplineascã urmãtoarea condiţie de rigiditate:

Fig. 7.1. Schema de principiu a dispozitivului de încercare pe placã în sondaje deschise (conform STAS 8942/3-90).

Lest Platformã de lestare

Pompã hidraulicã/ manometru

Microcomparatoare cu suport magnetic

Cadru de referinţã

Presã hidraulicã

1-2 cm nisip

Placã rigidã

Diametrul plãcii (d)

L>2d


103

1p

4

E

Ed1,0I ≥ [7.1.]

În relaţia 7.1., I este momentul de inerţie al secţiunii diametrale (cm4), d este diametrul plãcii (cm), E este modulul de deformaţie liniarã maxim al terenului (KPa), iar Ep1 este modulul de elasticitate al materialului din care se confecţioneazã placa (KPa). În practica din ţara noastrã, s-au folosit frecvent urmãtoarele tipuri de plãci: Tabel 7.1.

Tip de încercare pe placã Forma plãcii Diametrul / laturã (cm)

Suprafaţa (cm2)

Sondaje deschise Circularã 56,4 2500 79,8 5000

112,8 10000 Pãtratã 50 2500

70,7 5000 100 10000

Foraje Circularã 28.2 625 39.9 1250

Foto 1. Aparaturã de încercare pe placã


104

b). Dispozitivul de lestare sau ancorare este constituit fie din platforme metalice pe care sunt dipuse lesturi, fie din utilaje de şantier cu greutate adecvatã. Greutãţile de lestaj sunt direct proporţionale cu diametrul plãcii şi presiunile maxime induse. Dispozitivele de ancorare sunt constituite din grinzi sau cruci metalice şi elemente de ancoraj în teren – burghie, piloţi, al cãror numãr şi ale cãror dimensiuni se stabilesc în funcţie de presiunile maxime exercitate pe teren. c). Presa sau pompa hidraulicã trebuie sã asigure o presiune constantã cu o abatere de maxim ±5% din mãrimea treptei de încãrcare. d). Cadrul de referinţã reprezintã suportul pe care sunt susţinute microcomparatoarele de tasare, motiv pentru care poziţia sa trebuie sã rãmânã neschimbatã pe tot parcursul testului. Este confecţionat din elemente metalice care se fixeazã în teren la o distanţã de cel puţin 2d faţã de centrul plãcii. e) Dispozitivele de mãsurare a tasãrii constau în douã sau trei microcomparatoare cu precizie de 0,01mm, care sunt montate pe suporţi cu fixare magneticã pe placã. În conformitate cu DIN 18134, încercãrile de compresiune se pot executa şi pe plãci cu diametrul 30cm, 60cm sau 76,2cm, în sondaje deschise într-o configuraţie diferitã de cea a standardului românesc (fig.7.2).

Fig. 7.2. Schemã de principiu a dispozitivului de încercare pe placã în sondaje deschise. (conform DIN 18134)

Principala deosebire constã în dispozitivul de mãsurare a tasãrilor, respectiv în geometria cadrului de referinţã având trei puncte de sprijin. Distanţele hM şi hP trebuie mãsurate la începutul testului şi pãstrate constante pe toatã durata acestuia, menţinând condiţiile: hM + hP >1500±5 mm şi hP / hM <2. 7.3. PRINCIPIUL METODEI 7.3.1. Încercare pe placã conform standardului românesc. Pregãtirea încercãrii. Amplasarea plãcii pe locul de testare trebuie sã se facã fie în sondaje cu dimensiuni în plan de minim trei ori diametrul/latura plãcii, fie în foraje ale cãror diametre trebuie sã depãşeascã cu 4-10cm, diametrul plãcii. În ambele cazuri peste terenul natural se dispune un strat de 1-2cm grosime de nisip

Lest Platformã de lestare

Pompã hidraulicã/ manometru

1-2 cm nisip Placã rigidã Diametrul plãcii (d)

Presã hidraulicã

Cadru de referinţã

Microcomparatoare cu suport magnetic

hM hP

<0,30m


105

monogranular, iar placa se orizontalizeazã pe douã direcţii perpendiculare. Se aplicã apoi o presiune de preîncãrcare care, de obicei, are valoarea efortului litostatic de la adâncimea la care se realizeazã testul. Presiunea se menţine pânã la stabilizarea tasãrilor, dupã care, menţinând presiunea constantã, dispozitivele de mãsurare a tasãrilor se aduc la zero. Încãrcarea plãcii. Încãrcarea plãcii se face în minim 4 trepte egale, a cãror mãrime se recomandã a fi în limitele înscrise în tabelul 7.2.: Tabel 7.2. Trepte de presiune (KPa)

Terenuri coezive

Terenuri necoezive

25÷50 Ic<0,50 Afânate- îndesare medie 50÷100 Ic>0,50 Îndesate, sau cu fracţiune de pietriş Pentru fiecare treaptã, tasãrile se mãsoarã în trei puncte (s1, s2 şi s3) orientate simetric la 120° pe suprafaţa plãcii, astfel:

- la fiecare 15 minute, în prima orã; - la fiecare 30 de minute dupã prima orã.

Valoarea medie a celor trei citiri sub treapta de încãrcare i, se noteazã is . Treptele de încãrcare se menţin pânã la îndeplinirea uneia din urmãtoarele condiţii de stabilizare:

a. sporul de tasare sub o treaptã de încãrcare mm1,0ss i1i <−+ într-un interval de 2 ore pentru terenuri coezive, sau 1 orã pentru terenuri necoezive;

b. )ss(5,1ss 1iii1i −+ −>− ;

c. d1,0si > (d = diametrul plãcii) Pentru a fi validatã încercarea, tasãrile s1, s2 şi s3 nu trebuie sã difere de tasarea medie

is cu mai mult de:

a. 50% pentru is <1mm;

b. 30% pentru 1< is <5mm;

c. 20% pentru is >5mm. Dupã atingerea treptei maxime de încãrcare, se procedeazã la descãrcarea în trepte de valoare egalã cu suma a douã trepte de încãrcare. Mãsurarea tasãrii sub fiecare treaptã de descãrcare se face în cel puţin 4 intervale de timp a câte 15 minute. Pe ultima treaptã de descãrcare, se înregistreazã tasarea pânã la îndeplinirea condiţiei de stabilizare, dar nu mai puţin de 2 ore. Conform acestei proceduri de lucru, timpul de realizare al unei încercãri de compresiune pe placã poate varia între 10 şi 14 ore. 7.3.2. Încercare pe placã conform DIN 18134. Conform normativului german, acceptat în prezent şi în ţara noastrã, pregãtirea încercãrii se face într-o modalitate similarã celei anterior descrise. Preîncãrcarea dureazã circa ½ minut şi se realizeazã la o presiune de 10KPa. Încãrcarea propriu zisã cuprinde 2 cicluri de încãrcare-descãrcare care vor respecta urmãtoarele prevederi:

- pentru atingerea presiunii propuse pentru primul ciclu, încãrcarea se va face în minim şase trepte de valoare egalã;


106

ε (%)

B

O

Fig.7.3. Curbã efort-deformaţie

σ (KPa)

σΒ

εB

A σΑ

εA

- fiecare treaptã de încãrcare se va atinge într-un minut; - presiunea maximã atinsã în cel de al doilea ciclu este la valoarea penultimei

trepte de încãrcare din primul ciclu; - timpul de aşteptare pe fiecare treaptã este de 2 minute, dupã care se vor

mãsura tasãrile; - pentru determinarea modulului de deformaţie, se efectueazã încercãri la

urmãtorii parametri:

Tabel 7.3. Diametru placã (cm)

Încãrcare maximã a primului ciclu(KPa)

Tasare maximã (mm)

30 500 5 60 250 8 76,2 200 13

Pentru determinarea coeficientului de pat, necesar cerinţelor de proiectare a sistemelor rutiere, se utilizeazã placa de diametru maxim (76,2cm) în urmãtoarele condiţii:

- presiunea de preîncãrcare de 5KPa se va menţine pânã la obţinerea unei tasãri <0,02mm/minut;

- treptele de încãrcare se vor aplica astfel încât la suprafaţa terenului sã se realizeze o încãrcare progresivã de 40, 80, 140 şi 200KPa, presiuni care vor fi menţinute pânã la atingerea unei tasãri <0,02mm/minut;

- dupã atingerea presiunii maxime, descãrcarea se va face cu o singurã treaptã intermediarã de 80KPa.

7.4. ERORI ASOCIATE METODEI.

Scopul primordial al tuturor încercãrilor in situ pe placã este de determinare a modulului de deformaţie liniarã E, care prin definiţie depinde de efortul aplicat şi diferã de modulul de elasticitate (Young). Figura 7.3. redã o curbã imaginarã efort-deformaţie pe care se definesc : - modulul de elasticitate (Young), ca fiind tangenta la curba de deformaţie în punctul de origine (O). Acesta exprimã relaţia de propor-ţionalitate între eforturi şi deformaţii datã de legea lui Hooke, valabilã pentru eforturi σ< σA:

ε=σ YoungE [7.2.]

- modulul de deformaţie liniarã E, este definit ca modul secant al curbei în punctul B.

BB Eε=σ [7.3.] Cei doi parametri sunt asemãnãtori în zona micilor deformaţii (σ< σA), însã peste aceastã limitã, diferenţele devin semnificative. Prin aplicarea teoriei elasticitãţii unui semispaţiu presupus elastic şi izotrop, sub o încãrcare uniform distribuitã, repartiţia eforturilor variazã semnificativ în cazul încãrcãrilor pe plãci rigide sau elastice (Stanciu şi Lungu, 2006), aşa cum se


107

Încãrcare p

Placã rigidã Placã elasticã

Reacţiune q

s smin

smax

Fig.7.4. Distribuţia presiunilor şi tasãrilor sub plãcile de încãrcare (dupã Stanciu şi Lungu, 2006)

Încãrcare p

Fig.7.5. Distribuţia zonelor de cedare plasticã sub plãcile de încãrcare (dupã Stanciu şi Lungu, 2006)

Zone de cedare plasticã

reprezintã grafic şi în fig.7.4. Sub plãcile rigide, în zonele de contur, prin compresiune se creeazã zone de concentrare a eforturilor în care se depãşeşte cu uşurinţã rezistenţa la forfecare a terenului (mai ales în cazul rocilor necoezive), iar deformaţiile asociate acestor zone pot conduce la curgeri plastice şi refulãri laterale. Extinderea acestora sub plãci depinde de natura terenului şi mai ales de diametrul plãcii (fig.7.5.).

Datoritã existenţei acestor zone de deformaţie plasticã, aplicarea teoriei Boussinesq pentru determinarea modulului de deformaţie liniarã în încercarea de compresiune pe placã induce erori care au fost subliniate de numeroşi autori, cum sunt Stanciu şi Lungu, 2006; Pantelidis, 2008; Teodoru şi Toma, 2009. Cu toate aceste ipoteze, frecvent este utilizatã formula Boussinesq care exprimã tasarea datoratã compresiunii pe placã calculatã s(m):

E

)1(prCs

2

fν−

= [7.4.]


108

d(cm)

25 100 300

Dependenţã teoreticã liniarã

Dependenţã realã

Fig.7.6. Variaţia tasãrii sub plãci circulare, în funcţie de diametru. (dupã Stanciu şi Lungu, 2006)

s(cm)

în care: p = presiunea uniform distribuitã (KPa) r = raza plãcii (m) ν = coeficientul Poisson(-) E = modulul de deformaţie liniarã (KPa) Cf = coeficient adimensional ce depinde de forma plãcii de încãrcare şi de

rigiditatea acesteia. plãci circulare plãci pãtrate plãci rigide 1,57 1,76 plãci flexibile 2 1,275 2,24 1,53 centru margine centru margine

O altã sursã importantã de erori este asociatã diametrului plãcii. Astfel, pe acelaşi teren, sub aceeaşi presiune efectiv aplicatã, tasarea şi respectiv modulul de deformaţie liniarã, depind de diametrul plãcii de testare. Variaţia tasãrii şi implicit a modulului de deformaţie liniarã în funcţie de diametrul plãcii de testare a fost mai întâi subliniatã de Terzaghi, ulterior de Terzaghi şi Peck, prin formulele de estimare a tasãrii (ec. 7.5., 7.6. şi 7.7.) şi evaluatã calitativ în figura 7.6.

Formula de calcul a tasãrii unei fundaţii în funcţie de tasarea obţinutã sub o placã de lãţime 0,30m este:

2

)30,0()B( 50,0B

B2ss

+= [7.5.]

în care: s(B) = tasarea sub o placã (fundaţie) cu dimensiunea B, m; s(0,30)=tasarea sub o placã cu lãţimea 0,30m; B= lãţimea plãcii sau fundaţiei, m. Relaţia 7.5. poate fi generalizatã considerând tasãrile a douã plãci sau fundaţii cu dimensiuni B şi B1, respectiv între modulii de defor-maţie liniarã mobilizaţi, obţinându-se formele:

2

11 BB

B2

s

s

+= [7.6.]

11

1

1 B

B

B2

BB

E

E

+= [7.7.]

Înfluenţa diametrului plãcii de testare asupra rezultatelor obţinute este subliniatã ulterior şi de alţi cercetãtori cum ar fi Koegler şi Scheiding, 1938; Stanciu şi Lungu, 2006; Teodoru şi Toma, 2009.


109

7.5. PARAMETRI MÃSURAŢI. 7.5.1. Determinarea modulului de deformaţie liniarã conform standardului

românesc.

Pe baza citirilor înregistrate, respectiv a valorilor medii ale tasãrilor stabilizate pe fiecare treaptã de încãrcare, se întocmeşte un grafic de reprezentare a urmãtorilor parametri (fig.7.7.):

- variaţia presiunii nete în timp p=f(t);

- variaţia tasãrii medii în timp is =f(t);

- variaţia tasãrii medii stabilizate în funcţie de presiunea netã aplicatã is =f(p). Pe diagrama de presiune-tasare se identificã presiunea maximã aflatã la limita de proporţionalitate între efort şi deformaţie, respectiv presiunea pânã la care se pãstreazã dependenţa liniarã între presiune şi tasare.

p(KPa)

p(KPa)

t(ore)

s(mm)

p1 p2 p3 p4 p5

p1

p2

p3

p4

p5

s5

s4

s3

s2 s1

Fig.7.7. Reprezentara graficã a rezultatelor curbelor de compresiune in situ pe placã (conform STAS 8972/3-90)

s2

s(mm)

pn+1

s1 p(KPa)

p1 pn pn-1 p2

sn+1

sn-1

sn

(b)

s(mm)

pl

sl

p(KPa)

(a)

Fig.7.8. Identificarea presiunilor limitã de pe curbele de compresiune in situ pe placã (conform STAS 8972/3-90)


110

Presiunea limitã (pl) poate fi identificatã în urmãtoarele situaţii: - limita tronsonului rectiliniu al curbei presiune-tasare (fig.7.8.a); - presiune corespunzãtoare treptei n de încãrcare (fig.7.8.b), pentru care se

îndeplineşte condiţia :

)ss(5,1ss 1iii1i −+ −>− [7.8.] - dacã în intervalul de testare in situ nici una din condiţiile de mai sus nu a fost

îndeplinitã, atunci se calculeazã pmax cu formula 7.9., iar presiunea limitã pl se va considera presiunea ultimei trepte de încãrcare înainte de atingerea valorii pmax.

pmax = N d γ + N' c [7.9.] în care:

N,N’ = coeficienţi adimensionali ai terenului pe care se face încercarea, ce depind de unghiul de frecare interioarã φ (tab. 7.4.)

d = diametrul plãcii (m) γ = greutatea volumicã a rocii aflatã la suprafaţa terenului (KN/m3) c = coeziunea a rocii aflatã la suprafaţa terenului (KPa) Tabel 7.4.

φ N N’ φ N N’ φ N N’ φ N N’ 0o 0,00 3,37 12 o 0,26 4,81 24 o 0,80 7,20 36 o 2,11 11,61 2 o 0,03 3,56 14 o 0,32 5,12 26 o 0,94 7,75 38 o 2,50 12,78 4 o 0,06 3,71 16 o 0,39 5,46 28 o 1,11 8,36 40 o 2,93 13,95 6 o 0,10 4,00 18 o 0,47 5,86 30 o 1,30 9,00 42 o 3,46 15,39 8 o 0,15 4,25 20 o 0,57 6,25 32 o 1,55 9,80 44 o 4,11 17,04

10 o 0,20 4,51 22 o 0,68 6,71 34 o 1,79 10,64 45 o 4,49 17,96 În aceste condiţii, modulul de deformaţie liniarã E (KPa) al terenului supus compresiunii pe placã se va calcula cu relaţia:

l

2l

s

)1(dpE

ν−ω= [7.10.]

în care: ω = coeficient adimensional care depinde de forma plãcii:

ω=0,79 pentru plãci circulare; ω=0,88 pntru plãci pãtrate.

pl = presiunea limitã identificatã pe curba de presiune-tasare (KPa); d = diametrul plãcii (m) sl = tasarea corespunzãtoare presiunii limitã (m) ν = coeficientul Poisson corespunzãtor naturii litologice a terenului 7.5.2. Determinarea modulului de deformaţie liniarã conform DIN 18134 Pentru configuraţia de testare din figura 7.2., tasarea s (m) se va obţine cu formula:


111

M

PM h

hss = [7.11.]

în care sM este tasarea mãsuratã (m). Calculul modulului de deformaţie liniarã Ev (MN/m2) pentru cele douã cicluri se va face prin aplicarea formulelor:

2oo1o 2aaas σ+σ+= [7.12.]

maxo21v aa

1r5,1E

σ+= [7.13.]

în care:

oσ = efortul normal sub placã (MN/m2)

maxoσ = efortul normal maxim sub placã (MN/m2) ao = factor rezultant prin aplicarea metodei celor mai mici pãtrate (mm) a1 = factor rezultant prin aplicarea metodei celor mai mici pãtrate (mm/(MN/m2) a2 = factor rezultant prin aplicarea metodei celor mai mici pãtrate (mm/(MN/m2)2) r = raza plãcii (mm) Coeficienţii ao, a1 şi a2 rezultã din aplicarea metodei celor mai mici pãtrate funcţiei:

( )∑ −σ−σ−==

n

1i

2

min0oi12oi2i aaass [7.14.]

Derivatele parţiale conduc la sistemul:

( )

( )

( )

∑ =−σ−σ−σ−=∂

∂

∑ =−σ−σ−σ−=∂

∂

∑ =−σ−σ−−=∂

∂

=

=

=

n

1iooi1

2oi2i

2oi

2

n

1iooi1

2oi2ioi

1

n

1iooi1

2oi2i

o

0aaas2a

s

0aaas2a

s

0aaas2a

s

[7.15.]

respectiv:

∑ σ=∑ σ+∑ σ+∑ σ

∑ σ=∑ σ+∑ σ+∑σ

∑=∑ σ+∑σ+

====

====

===

n

1i

2oii

n

1i

4oi2

n

1i

3oi1

n

1i

2oio

n

1ioii

n

1i

3oi2

n

1i

2oi1

n

1ioio

n

1ii

n

1i

2oi2

n

1ioi1o

saaa

saaa

saaan

[7.16.]


112

0.00

0.50

1.00

1.50

2.00

2.50

3.00

3.50

4.00

0 0.05 0.1 0.15 0.2 0.25

Presiune (MN/m2)

s(m

m)

efort

normal sub placa

tasare mãsuratã

(mm)

tasare calculata

(mm)

efort normal

sub placa

tasare mãsuratã

(mm)

tasare calculata

(mm)

σσσσoi (MN/m2) sM M

PM h

hss = σσσσoi (MN/m2) sM

M

PM h

hss =

0 0 0 0.00 1.23 1.63

0.05 0.73 0.98 0.05 2.08 2.76

0.10 1.30 1.73 0.10 2.57 3.42

0.15 2.01 2.68 0.15 2.73 3.63

0.20 2.86 3.81 σσσσο ο ο ο max 0.150 (MN/m2)

0.10 2.69 3.59

Fig. 7.9. Rezultate ale încercãrii pe placã conform DIN 18134

0.05 2.45 3.27

0.00 1.14 1.52

σσσσο ο ο ο max (MN/m2) 0.200

ao (mm) 0.886

a1 (mm/MN/m2) 21.954

a2 (mm/MN/m2) -43.174

EV(MN/m2) 33.79 Dacã facem notaţiile:

∑σ==

n

1ioiA ; ∑σ=

=

n

1i

2oiB ; ∑ σ=

=

n

1i

3oiC ;

∑σ==

n

1i

4oiD ; ∑=

=

n

1iisE ; ∑ σ=

=

n

1ioiisF ; ∑ σ=

=

n

1i

2oiisG

atunci sistemul 7.16 devine:


113

=++

=++

=++

GDaCaBa

FaCaBaA

EaBaAan

21o

21o

21o

[7.17.]

Sistemul 7.17. admite soluţii dacã:

0DAnCBABC2nBD

DCB

CBA

BAn

D 223p ≠−−−+== [7.18.]

caz în care soluţiile sistemului 7.16. vor fi:

−−−++=

−−−++=

−−−++=

p

22

2

p

2

1

p

22

o

D

GAnCFEBABFACEnBGa

D

ADEnCGFBEBCABGnFDa

D

AFDECGBACGFCBEBDa

[7.19.]

În figura 7.9. sunt reprezentate grafic şi tabelar rezultatele unei încercãri de compresiune pe placã realizate conform standardului DIN 18134, respectiv valorile mãsurate şi calculate ale tasãrilor înregistrate pe fiecare treaptã de încãrcare pentru fiecare ciclu de încãrcare. Primul ciclu de încãrcare are o presiune maximã de 200KPa, iar cel de al doilea de 150KPa. Prin aplicarea formulelor de mai sus (7.14.-7.19.), în cazul primului ciclu de încãrcare, au rezultat coeficienţii ao, a1 şi a2 care au permis aplicarea formulei de calcul al modulului de deformaţie liniarã (ec.7.13). 7.5.3. Determinarea coeficientului de pat1. Coeficientul de pat este adeseori numit şi modul de reacţie, coeficient de tasare sau coeficientul Westergaard şi este definit ca raportul dintre presiunea aplicatã unui mediu elastic (terenul de fundare) şi tasarea corespunzãtoare. Definiţia coeficientului de pat Ks (KN/m3) pleacã de la ecuaţia constitutivã a modelului de calcul Winkler (1867), care descrie modelul deformaţional al terenului sub acţiunea eforturilor exercitate de grinzi de fundare sau plãci simplu rezemate (fig.7.10.) şi este o noţiune aplicabilã doar la interfaţa fundaţie-rocã:

s

pKsKp ss =⇒= [7.20.]

Relaţia 7.20 este valabilã în domeniul de proporţionalitate al deformaţiilor, respectiv pentru 0 ≤ p ≤ pl

(fig.7.8.a.). 1 În englezã “modulus of subgrade reaction” sau “spring stiffness”.


114

Fig. 7.10. Modelul Winkler de deformare a terenului sub acţiunea elementelor de fundare (dupã http://www.vulcanhammer.org)

Determinarea coeficientului de pat se poate face prin: încercare pe placã, teste de consolidare, încercãri triaxiale, teste CBR, sau se poate aprecia pe baza unor relaţii semiempirice, dintre care prezentãm pe cele mai importante în tabelul 7.5. (dupã Sadrekarimi şi Akbarzad, 2009). Conform autorilor citaţi, relaţia Vesic este cea care conduce la rezultatele cele mai relevante ale tasãrii în raport cu modelul de deformaţie plasticã al rocilor (“soft soil”). Tabel 7.5. Autor Relaţie Semnificaţia termenilor folosiţi

Biot 108,0

2s

4

2s

sEI)1(

EB

)1(B

E95,0K

ν−ν−=

Ks

Es

ν

B

EI

Ks1

- Modul de tasare (KN/m3)

- Modul de elasticitate (KPa)

- Coeficientul Poisson (-)

- Lãţimea fundaţiei (m)

- Rigiditatea flexuralã a fundaţiei ( KNm2)

- Modulul de reacţie al plãcii de 1ft =0,3048m lãţime (KN/m3)

Terzaghi 2

1ss B2

1BKK

+= pentru nisipuri

B

1KK 1ss = pentru argile

Vesic

( ) EI

BE

1B

E65,0K

4s

2s

s ⋅ν+

=

Meyerhof şi Baike ( )2

ss

1B

EK

ν+=

Klopple şi Glock ( )ν+

=1B

E2K s

s

Selvadurai

( )2s

s1B

E65,0K

ν−=

Determinarea practicã a acestui parametru diferã ca detalii de execuţie de la ţarã la ţarã. Astfel, conform normei germane DIN 18134, modulul de tasare Ks (MN/m3) se determinã în raport cu presiunea înregistratã pentru obţinerea unei tasãri medii de 1,25mm.

s s

q = sKs reacţiunea terenului

Q1 Q2 Q

Tasare (mm)

q=Q/A (KPa)

s=q/Ks

Modelul Winkler


115

00125,0sK oo

sσ

=σ

= [7.21.]

în care oσ (MN/m2) este efortul mediu solicitat pentru obţinerea unei tasãri medii s

de 0,00125m. Dacã curba de compresiune tasare prezintã neregularitãţi, atunci aceasta necesitã o corecţie în origine, iar valorile caracteristice ale coeficientului de pat se vor obţine prin trasarea unei tangente prin punctul de inflexiune (fig.7.11.).

Fig. 7.11. Determinarea modulului de tasare conform DIN 18134.

În literatura tehnicã francezã, procedura de determinare a modulului de tasare depinde de natura litologicã a terenului testat. Astfel, în cazul rocilor necoezive: - se încarcã placa la o presiune de po=10KPa, iar dupã 30sec. se înregistreazã

tasarea sub aceastã încãrcare, s10 ; - se trece apoi la o încãrcare p1=70KPa care se menţine timp de 10sec.

înregistrându-se s70. Modulul de tasare va fi:

1070

1s ss

pK

−= [7.22.]

În cazul rocilor coezive: - se încarcã placa la o presiune de po=10KPa şi se înregistreazã tasarea stabilizatã

sub aceastã încãrcare s10 . - se trece apoi la o încãrcare p1=70KPa înregistrându-se tasarea stabilizatã s70. În acest caz modulul de tasare va fi:

1070

o1s ss

pp

s

pK

−

−=

∆

∆= [7.23.]


Consideraţii finale

116

8. CONSIDERAŢII FINALE

Investigaţiile geotehnice in situ prezentate în aceastã lucrare pot fi grupate în douã mari clase:

- investigaţii in situ ce presupun execuţia unui foraj înaintea sau pe parcursul execuţiei testului, clasã în care sunt incluse penetrarea dinamicã standard (SPT) şi versiunile clasice ale presiometriei (PMT) şi forfecãrii cu palete (VST). Principalul avantaj al acestor metode este cã pot fi utilizate şi în roci slab cimentate sau în roca de bazã, iar principalul dezavantaj constã în nivelul mare al deformaţiilor ce le genereazã;

- investigaţii “autopenetrante” constând în penetrarea staticã pe con (CPT, CPTu), dilatometrul plat sau Marchetti (DMT), precum şi versiunile mai noi ale presiometriei (PMT) şi forfecãrii cu palete (VST), investigaţii ce nu pot strãbate geostructuri cu densitate crescutã sau cimentate.

Alegerea optimã a metodelor de investigaţie depinde în mare mãsurã de tipul litologic al stratelor ce compun structura geologicã, dar şi de particularitãţile şi cerinţele proiectului. În acest sens figura 8.1. redã sintetic clasele granulometrice în care ale metodele de investigaţie geotehnicã in situ prezentate sunt eficiente.

Fig. 8.1. Relavanţa investigaţiilor in situ în funcţie de granulozitatea

rocilor strãbãtute (dupã Mayne et.al., 2001)

În proiecte de mare anvergurã, caracterizarea geostructurii trebuie sã se realizeze în mod complementar, atât prin foraje geotehnice însoţite de o probare adecvatã, cât şi prin investigaţii geotehnice şi geofizice in situ şi teste de laborator (fig. 8.2.). Complexitatea geostructurilor şi a rocilor ce o compun, impune ca alegerea para-metrilor geomecanici necesari în modelele analitice sau numerice de calcul, sã se facã dupã o analizã detaliatã a rezultatelor obţinute prin toate metodele (de laborator şi in situ) în strânsã coroborare cu istoria geologicã a stratelor.



117

INVESTIGAŢII GEOLOGICE, GEOTEHNICE, GEOFIZICE

FORAJE

GEOTEHNICE

PROBARE

TESTE DE

LABORATOR

INVESTIGAŢII

GEOFIZICE

IN SITU

MODEL GEOLOGIC,

INTEGRARE IN CONTEXTUL

GEOLOGIC REGIONAL

EVALUAREA

PARAMETRILOR

GEOMECANICI AI ROCILOR

METODE ANALITICE SIMULARE NUMERICA

INVESTIGAŢII

GEOTEHNICE

IN SITU

Fig. 8.2. Relaţiile complementare ale diverselor metode de

investigaţie geotehnicã in situ

Testele in situ cum sunt cele presiometrice (PMT), dilatometrul plat (DMT), sau încercarea pe placã (PLT), mãsoarã caracteristicile de deformabilitate direct în geostructurã, fãcând apel la teoria elasticitãţii. O parte din erorile asociate acestor metode se datoreazã deranjamentelor structurale ce se produc în timpul instalãrii dispozitivelor de testare, datoritã drenãrii apei din pori sau nivelului impus al deformaţiilor. Cum relaţia efort-deformaţie este neliniarã, anizotropã şi dependentã de viteza de încãrcare, caracteristicile de deformabilitate nu trebuie privite ca proprietãţi unice ale geostructurii respective, ci depinzând de factorii enunţaţi mai sus (fig.8.3.).

Efo

rt d

e fo

rfec

are

τ (K

Pa)

Deformaţie unghiularã γ (%)

τmax

Fig. 8.3. Curbe efort-deformaţie

ale unor geomateriale care, deşi

au aceaşi rezistenţã la forfecare,

prezintã caracteristici de

deformabilitate diferite (dupã Sabatini et.al.,2002)



118

În acelaşi context, subliniem faptul cã, rezultatele obţinute pe baza încercãrilor in situ penetraţionale SPT şi CPT, cele mai utilizate în investigaţiile geotehnice, se asociazã zonelor de eforturi şi deformaţii maxime, ce depãşesc cu mult zona de eforturi în care se încadreazã cele mai multe probleme de geotehnicã. În figura de mai jos (fig. 8.4.), FS este definit ca raport dintre efortul deviator iniţial (∆σo) şi cel maxim (∆σmax). Presiometria (PMT) şi dilatometrul plat (DMT), pot oferi informaţii mai apropiate de zona elasticã a curbei efort - deformaţie, mai ales dacã sunt efectuate cicluri de descãrcare - încãrcare. În ceea ce priveşte modulul de deformaţie transversalã, mai mulţi autori (Burland, 1989; Tatsuoka şi Shibuya, 1992; Lo Presti, et.al.,1993; Mayne, 2001) au subliniat cã, modulul de deformaţie dinamic obţinut pe baza vitezelor vs, rezultate din metode geofizice de investigaţie, poate fi asimilat cu modulul de deformaţie transversalã din zona micilor deformaţii (fig.8.5., 8.6.).

dynmaxo GGG == [8.1.]

2s

2sdyn v

gvG

γ=ρ= [8.2.]

Astfel, modulul de deformaţie transversalã (Go) devine pentru o rocã datã (eo), situatã într-un context de eforturi efective cunoscut, parametrul de deformabilitate maxim, cãruia i se raporteazã - prin formulele de izotropie elasticã - modulul de deformaţie logitudinal (Eo) utilizat în majoritatea modelãrilor numerice.

)1(

G2EE o

omaxν+

== [8.3.]

Efort deviator (MPa)

∆σ = σ1-σ3

Deformaţie axialã ε(%)

FS=1

FS=2

FS=4 Interval de eforturi corespunzãtor majoritãţii problemelor geotehnice

∆σο = σvo(1-Ko)

EPMT

EDMT

Interval de eforturi corespunzãtor “zonei micilor deformaţii” - Emax

(σ1-σ3)max

Valoare mãsuratã de majoritatea testelor de penetrare in situ

N(SPT) qc (CPT) p1 (DMT) suv (VST) pL(PMT)

Fig. 8.4. Curbã idealizatã efort-deformaţie şi relavanţa testelor in situ (dupã Mayne, 2001)



119

Reducerea modulului de deformaţie transversalã odatã cu creşterea deformaţiilor, se poate aprecia şi în raport cu valoarea din zona micilor deformaţii (G/Go). Variaţia acestui raport este bine cunoscutã în situaţia testãrilor dinamice în aparatura de tip coloanã rezonantã, (Vucetic şi Dobry, 1991), iar mai recent a fost pusã în evidenţã prin încercãri statice de forfecare triaxialã şi torsionalã (Tatusuoka şi Shibuya, 1992, Jiamiolkowski, et.al., 1994).

Mod

ul d

e de

form

aţie

tran

sver

salã

G(M

Pa)

Deformaţie unghiularã γ (%)

Ciclul de descãrcare-

încãrcare PMT

testele geofizice

Valori mãsurate în testele

de penetrare in situ

10-6 10

-2 10-1 10

-3 10-4 10

-5 1

analiza deformaţiilor

calcul stabilitãţii şi de capacitate portantã

Intervale de deformaţii utilizate în

Ciclul iniţial de încãrcare

PMT

Dilatometru Plat DMT

Fig. 8.5. Curbã idealizatã modul de deformaţie transversalã - deformaţie unghiularã

şi relavanţa testelor in situ. (dupã Mayne, 2001)

Fig. 8.6. Reducerea

modulului de defor-

maţie transversalã în

funcţie de deforma-

ţiile un-ghiulare în

condiţii statice şi

dinamice (dupã Mayne, 2001)



120

Determinarea directã a modulului Go se face în mod “clasic” fie prin metode geofizice de tip crosshole (CHT), downhole (DHT) sau seismicã de suprafaţã (SASW), fie prin încercãri în coloana rezonantã (RCT). Aparaturile moderne de încercãri in situ (piezocon seismic şi dilatometru seismic) aflate la graniţa dintre inginerie geologicã şi geofizicã, permit mãsurarea simultanã atât a rezistenţelor la penetrare şi deformaţiilor impuse, cât şi a vitezelor vs utile în evaluarea Go. În absenţa acestor metode, modulul de deformaţie transversalã din zona micilor deformaţii poate fi evaluat pe baza încercãrilor in situ cu urmãtoarele corelaţii prezentate în tabelul 8.1.: Tabel 8.1. Evaluarea modulul de deformaţie transversalã din zona micilor deformaţii (Go), pe baza încercãrilor in situ.

Metodã in situ Referinţã Formulã

SPT

Penetrare standard în foraj

Sabatini et. al., 2002 68,060o )N(56,15G = [8.4.]

CPT Penetrare staticã pe con

Sabatini et. al., 2002 375,0'vo

25,0co )()q(634,1G σ= [8.5.]

Mayne şi Rix, 1993 130,1695,0t

305,0o e/q)pa(5,99G = [8.6.]

DMT Dilatometru plat

Tanaka şi Tanaka, 1998 Do E5,7G = [8.7.]

Aceeaşi caracteristicã de “non-unicitate” este proprie şi rezistenţei la forfecare, parametru intens utilizat în proiectele geotehnice de capacitate portantã, calcul de piloţi, analize de stabilitate sau rezistenţã pasivã pe structuri de susţinere. Pentru una şi aceaşi rocã, pentru a putea compara rezistenţa la forfecare obţinutã prin diverse metode, exprimarea acesteia din urmã trebuie fãcutã în termeni de drenat sau nedrenat, de vârf sau rezidualã, pe materiale intacte sau remodelate, corespunzãtoare regimului static sau dinamic, de compresie sau extensie, luând pe cât posibil în considerare şi direcţia de solicitare, viteza de punere în sarcinã sau condiţiile de margine. Privitã astfel, rezistenţa la forfecare nu poate fi unic determinatã pentru o rocã, ci reprezintã un rãspuns specific al acesteia la un set specific de condiţii de solicitare. Datoritã condiţiilor diferite de testare in situ şi în laborator, modelelor fizice diferite aflate la baza acestora, precum şi a calibrãrilor particulare aflate la baza metodolo-giilor de lucru, valorile rezistenţei la forfecare obţinute prin teste in situ şi de laborator vor fi diferite. Ansamblul de teste in situ descrise în aceastã lucrare, oferã o serie de corelaţii teoretice (calibrate uneori pe seturi de date de laborator), menite sã evalueze rezistenţa drenatã în roci necoezive (φ’) şi cea nedrenatã în roci coezive (su). Experienţa practicã a autorilor menţionaţi bibliografic, valorizeazã metodele SPT, CPT şi DMT în ceea ce priveşte determinarea rezistenţei la forfecare în roci necoezive (φ’), sau în roci coeziv (su) aflate în stare de consistenţã redusã, în care probarea e dificilã sau imposibilã, iar metodele de laborator nu pot fi aplicate. În acest sens, tabelele de mai jos reunesc o serie de relaţii ce pot fi utilizate în estimarea preliminarã a acestor parametri (tabele 8.3 şi 8.4.). Astfel, Sabatini et.al., 2002, recomandã ca valorile su obţinute pe baza încercãrilor in situ sã fie referenţiate cu efortul efectiv de preconsolidare (σ’p, §3.5.3.6.) care se determinã la rândul sãu în laborator prin consolidare monoaxialã, sau poate fi evaluat preliminar în mod indirect, printr-o serie de relaţii pe baza aceloraşi încercãri in situ:



121

Tabel 8.2. Evaluarea efortului de preconsolidare pe baza încercãrilor in situ

Metodã in situ Formulã

CPT Penetrare staticã pe con )q(33,0 vot'p σ−=σ [8.8.]

CPTu1 Penetrare staticã pe piezocon tip 1 )uu(47,0 o1'p −=σ [8.9.]

CPTu2 Penetrare staticã pe piezocon tip 2 )uu(54,0 o2'p −=σ [8.10.]

DMT Dilatometru plat )up(51,0 oo'p −=σ [8.11.]

PMT Presiometru (autoforant) L

'p p45,0=σ [8.12.]

VST Forfecare cu palete uVST

'p s54,3=σ [8.13.]

Cum metoda de laborator cea mai des utilizatã pentru determinarea rezistenţei la forfecare este forfecarea directã (FD), formula inversã de verificare a rezultatelor in situ obţinute în cazul rocilor argiloase normal sau slab consolidate (OCR<2), va fi conform aceluiaşi autor:

'p)FD(u 21,0s σ≈ [8.14.]

În ceea ce priveşte determinarea unghiului efectiv de frecare interioarã (φ’) pe baza încercãrilor in situ, la fiecare capitol au fost pe larg descrise relaţiile de legãturã propuse de diverşi autori. Reluãm în acest capitol final, în tabelul 8.4., în formã sinteticã cele mai cunoscute şi utilizate corelaţii, cu urmãtoare menţiuni:

- majoritatea dintre acestea au fost dezvoltate pe nisipuri curate (cu procent de fracţiuni fine <5%);

- aplicarea relaţiilor trebuie fãcutã sub rezerva unei supra-aprecieri a valorilor rezistenţelor la penetrare în cazul prezenţei fracţiunii pietriş;

- aplicarea relaţiilor este limitatã uneori chiar nerecomandatã în cazul nisipurilor micacee, prezenţa acestui mineral tinzând sã scadã valorile rezistenţelor la penetrare.



122

Tabel 8.3.Metode convenţionale de estimare a rezistenţei nedrenate (su) pe baza rezultatelor încercãrilor in situ (dupã Sabatini et.al., 2002)

Metodã in situ Ocurenţã-comentarii-observaţii Referinţe Formulã

VST Forfecare cu palete - condiţii de echilibru static - valabilã pentru H/D=2

Chandler, 1988; ASTM 1014

)D7(

T6s

3uπ

= [8.15.]

PMT Presiometru -teoria expansiunii cavitãţilor -Nc=5,5 factor empiric

Windle&Wroth, 1977, ICSMFE; Baguelin et.al., 1972, JSFMD )v(lnd

dpsu

ε=

c

oLu N

pps

−=

[8.16.]

SPT Penetrare standard în foraj factor empiric - f1=4,5 pentru IP=50 - f1=5,5 pentru IP=15

Stroud, 1974, ESOPT-1; Stroud,1989, PTUK

100

pNfs a601

u = [8.17.]

CPT Penetrare staticã pe con -teoria plasticitãţii -teoria expansiunii cavitãţilor Nc=10 (compresiune triaxialã); Nc=15 (forfecare directã) Nc=20 (extensie triaxialã)

Meyerhof, 1951, Geotechnique; Vesic, 1977, NCHRP ; Aas, et.al., 1986, ASCE GSP6. c

votu N

qs

σ−= [8.18.]

CPTu2 Penetrare staticã pe piezocon tip 2

-teoria expansiunii cavitãţilor -teoria stãrilor limitã Nu=7,9 sau grafic Nu=Nu(Ir, Af, u2)

Tavenas, et.al., 1982, ESOPT ; Robertson&Campanella, 1983 ; Mayne&Bachus, 1989, ISOPT. u

u N

us

∆= [8.19.]

DMT Dilatometru plat -teoria expansiunii cavitãţilor dS factor empiric: dS =0,20 (compresiune triaxialã); dS =0,14 (forfecare directã) dS =0,19 (forfecare cu palete)

Marchetti, 1980, JGE ; Schertmann, 1991 ; Lacasse&Lunne, 1988, ISOPT

25,1D

'vou )K5,0(22,0s σ=

10/)up(s oou −= 25,1

D'vosu )K5,0(ds σ=

[8.20.]

PLT Încercare pe placã -teoria plasticitãţii

Meyerhof, 1951, Geotechnique;

18,6

qs ult

u = [8.21.]



123

Tabel 8.4. Evaluarea unghiului efectiv de frecare interioarã (φ’) pe baza încercãrilor in situ

Metodã in situ Ocurenţã-comentarii-

observaţii

Referinţe Formulã

φ (o)

SPT Penetrare standard în foraj

'voσ este sarcina geologicã

efectivã la adâncimea penetrãrii, iar pa presiunea atmosfericã, ambele în KPa.

Schmertmann, 1975. 34,0

a

vo'

601

p3,202,12/Ntan'

σ+≈φ − [8.22.]

Perry, 1977.

vo

N2825

σ+=φ [8.23.]

Corelaţii cu un numãr semnificativ de probe netulburate în roci necoezive prelevate prin îngheţ

Hatanaka şi Uchida, 1996. ε±+=φ 3,22N5,3' )60(1

20N4,15' )60(1 +⋅=φ [8.24.]

Robertson şi Campanella, 1983.

σ+=φ

vo

t

'

qlg38,01,0arctg' [8.25.]

CPTu2 Penetrare staticã pe piezocon tip 2

Corelaţii cu un numãr semnificativ de probe netulburate în roci necoezive prelevate prin îngheţ

Kulhawy şi Mayne, 1990.

)qlg(116,17' 1t+=φ [8.26.]

0,1<Bq<1,0 şi 20o<φ’<45o:

vot

o2q q

uuB

σ−

−= ,

vo

vot

'

qQ

σ

σ−=

Mayne şi Campanella, 2005.

[ ]QlgB336,0256,0B5,29' q121,0

q ++=φ [8.27.]

DMT Dilatometru plat

voooD '/)up(K σ−= Marchetti, 1997. D

2D Klg1,2Klg6,1428' −+=φ [8.28.]

Mayne 2001. )K/06,004,0/(120' D++=φ [8.29]

124

Bibliografie

1. Adam, Ch., Adam, D., Kopf, F., Paulmichl, I., (2009) Computational validation of static and dynamic plate load testing. Acta Geotechnica 4: pp. 35–55.

2. Arion, C., Calaraşu, E., Neagu, C., Tamura, M., (2007). Geotechnical In Situ Investigation Used for Seismic Design of Buildings. International Symposium on Seismic Rosk Reduction. JICA Project. pp107-120.

3. Boulanger, R.W., Idriss, I.M., (2004). State Normalization of Penetration Resistance and the Effect of Overburden Stress on Liquefaction Resistance. Proceedings 11th SDEE and 3rd ICEGE, Berkeley, CA, pp.484-491.

4. Boulanger, R.W., Idriss, I.M., (2005). Evaluationg Cyclic Failure in Silts and Clays. Proceedings, Recent Developments in Earthquake Geotechnical Engineering, Committee of International Society of Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, Osaka.

5. Briaud J.-L., 2001, "Introduction to Soil Moduli", Geotechnical News, BiTech Publishers Ltd, Richmond, B.C., Canada, [email protected]

6. Broere, W., van Tol, A.F., (2001). Horizontal cone penetration testing in sand. Proceedings of the XVth International Conference of Soil Mechanics and Foundation Engineering. Istambul, pp.555-558

7. Campanella, R.G., Wickremesinghe, D.S., (1989). Statistical evaluation of in situ test data. Soil Mechanics Series no.129.The University of British Columbia, Vancouver Canada.

8. Campanella, R.G., et.al.,(1998). Interpretation and use of piezocone test data for geotechnical design. The University of British Columbia. Vancouver, Canada.

9. Carraro, J.A.H., et.al., (2003). Liquefaction Resistance of Clean and Nonplastic Silty Sands Based on Cone Penetration Resistance. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, ASCE, vol 129. no. 11, pp.965-976.

10. Cubrinovski, M., Ishihara, K., (2001). Correlation between penetration resistance and relative density of sandy soils. Proceedings of the Fifteenth International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, Istanbul, Turkey, pp. 393-396.

11. Fuka, M., Marschalko, M., Křístková, V., Kovář, L. (2009). Research of Application of Dynamic Penetration Test For Improvement of Engineering Geological Investigation Possibilities In Ostrava Basin. GeoScience Engineering Volume LV , No.3.http://gse.vsb.cz pp. 1-11

12. Gui, M.W., Bolton, M.D. et.al., (1998). Guidelines for cone penetration tests in sands. Centrifuge 98. Kimura, Kusakabe&Takemura, pp.155-160.

13. Houlsby, G.T., Teh, C.I. (1988). Analysis of piezocone in clay. Penetration Testing. ISOPT-1, De Ruiter. pp.777-783.

14. Houlsby, G.T., (1998). Advanced interpretationof field tests. Geotechnical Site Characterization. http://www-civil.eng.ox.ac.uk/people/gth/c/c46.pdf

125

15. Houlsby, G.T., (1990). Analysis of Conne Penetrometer and Pressuremeter Tests. 2nd European Specialty Conference on Numerical Methods in Geotechnical Engineering, Santander, pp.429-440.

16. Jefferies, M.G., Davies, M.P., (1993). Use of CPTu to Estimate Equivalent SPT N60. Geotechnical Testing Journal. Vol.16.no.4, pp.458-468.

17. Koumoto, T., Houlsby, G.T., Theory and practice on the fall cone test. Géotechnique 51. no.8, pp.701-712.

18. Lee, D.H., Chen, J.W., Juang, C.H., Ku, C.S., (2002). A Study of Liquefaction Potential for a New Reclaimed Land in Taiwan. Proceedings of the Twelfth International Offshore and Polar Engineering Conference, Kitakyushu, Japan, pp.524-258.

19. Lee, J., Salgado, R., Paik, K., (2003). Estimation of Load Capacity of Pipe Piles in Sand Based on Cone Penetration Test Results. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering. Vol.129, no.6, pp. 391-403

20. Lee, J., Salgado, R. (2005). Estimation of Bearing Capacity of Circular Footings on Sands Based on Cone Penetration Test. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering.Vol. 131, no 4. ASCE. pp.442-452.

21. Lenz, J.A., Baise, L.G., (2007). Spatial variability of liquefaction potentioal in regional mapping using CPT and SPT data. Soil Dynamica and Earthquake Engineering, 27, pp 690-702.

22. Lune, T., Robertson, P.K., Powell,J.J.M., (1997), Cone Penetration Testing in Geotechnical Practice, Spon Press, Cornwall.

23. Mahmoud, M., Woeller, D., Robertson, P. K. (2000). Detection of shear zones in a natural clay slope using the cone penetration test and continuous dynamic sampling. Canadian Geotechnical Journal no. 37. pp. 652–661.

24. Marchetti, S., (1980). In Situ Tests by Flat Dilatometer. Journal of the Geotechnical Engineering Division. pp 299-321.

25. Marchetti S., Monaco P., Totani G., Calabrese M. (2001). The Flat Dilatometer Test (DMT) in soil investigations. A Report by the ISSMGE Committee TC16. Intnl. Conf. On In situ Measurement of Soil Properties, Bali, Indonesia.

26. Marchetti,S., et.al., (2008). In Situ Tests by Seismic Dilatometer (SDMT) ASCE Geotechnical Special Publication honoring Dr. John H. Schmertmann. From research to practice in geotechnical engineering gsp No. 170, 2008, Geo-Institute Meeting in New Orleans March 9 to 12,.

27. Maugeri, M., Monaco, P., Liquefaction Potential Evaluation by SDMT. (2006). Proceedings from The Second International Flat Dilatometer Conference. http://www.marchetti-dmt.it/pdffiles/

28. May, R.E., (1987). A Study of the Piezocone Penetrometer in Normally Consolidated Clay.Ph.D Thesis. Exeter College. University of Oxford.

29. Mayne, P. W. Auxt, J. A., Mitchell, J.K., Yilmaz , R., (1995) U.S. National Report on CPT. Proceedings, International Symposium on Cone Penetration Testing, Vol. 1 (CPT.95), Swedish Geotechnical Society. Report 3:95, Linköping, 263-276.

126

30. Mayne, P.W. (1999). Site characterization aspects of Piemont residual soils in eastern US. Proceedings, 14th International Conference on Soil Mechanics & Foundation Engineering, vol.4, Balkema, Rotterdam, pp. 2191-2195.

31. Mayne, P.W., Barry, R. Ch., De Jong, J. (2001). Manual of Subsurface Investigations. National Highway Institute, Washington DC.

32. Mayne, P. W. (2001). Stress-strain-strength-flow parameters from enhanced in-situ tests. Proceedings, International Conference on In-Situ Measurement of Soil Properties & Case Histories, Bali, Indonesia, May 21-24, 2001, pp. 27-48.

33. Mayne, P.W. (2007). Cone Penetration Testing State-of-Practice. Transportation Research Board. Synthesis Study. NCHRP Project 20-05.Topic 37-14.

34. Mihnea, G., Stãnciucu, M., (2008) Numerical Solution In Geotechnical Practice. GEO 2008

35. Młynarek, Z.,Wierzbicki, J., Wołyński,W. (2005). Use of Cluster Method For in Situ Tests. Studia Geotechnica et Mechanica, Vol. XXVII, No. 3–4, pp.15-27.

36. Moayed, R.Z., Naeini, S.A., (2006).Evaluation of modulus of subgrade reaction (Ks) in gravely soils based on SPT results. IAEG2006 Paper number 505. http://www.iaeg.info/iaeg2006/PAPERS/IAEG_505.PDF

37. Monaco, P., Marchetti, S., at.al. (2005) Sand liquefiability assessment by Flat Dilatometer Test (DMT) http://www.marchetti-dmt.it/pdffiles/

38. Monaco P., Totani G. & Calabrese M., (2006). DMT-Predicted vs observed settlements: a review of the available experience. Proceedings From The Second International Flat Dilatometer Conference. pp.244-252. http://www.marchetti-dmt.it/pdffiles/

39. Monaco, P., Marchetti, S., (2007). Evaluating Liquefaction Potential by Seismic Dilatometer (SDMT) Accounting for Aging/Stress History. Proceedings of the 4th International Conference on Earthquake Geotechnical Engineering. Thessaloniki, paper no.1626. http://www.marchetti-dmt.it/pdffiles

40. Murad, Y.A-F., (2004). Evaluation of consolidation characteristics of cohesive soils from piezocone penetration tests. Report FHWA/LA.03/386. Louisiana Transportation Research Center.

41. Murad, Y.A-F, Titi, H.H. (2004). Assessment of Direct Cone Penetration Test Methods for Predicting the Ultimate Capacity of Friction Driven Piles.Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering. Vol.130, no.9, pp.935-944.

42. Nemoto, H. et.al., (2008). Rapid Plate Load Tests On Bearing Stratum Of A Building Foundation. Proceedings of the Second BGA International Conference on Foundations, ICOF2008. Pp.1797-1808.

43. Pantelidis, L.,(2008). Determining of the Soil Strenght Characteristics Through the Plate Bearing Test. Foundation of Civil and Environmental Engineering, no.11.pp. 55-65.

127

44. Paderno, C., (2009). Simulation of ballast behaviour under traffic and tamping process. 9th Swiss Transport Research Conference. Monte Verita, Ascona.

45. Petersen, L.,et.al., 2002). Comparison of Quasi-Static Plate Load Tests with the Humboldt GeoGauge.

http://www.mainassoc.com/GeoGauge_files/CNA1.pdf.

46. Rogers, J.D., (2006) Subsurface Exploration Using the Standard Penetration Test and the Cone Penetrometer Test. Environmental & Engineering Geoscience, vol. XII, no.2, May 2006, pp.161-179.

47. Robertson, P.K., Campanella, R.G., Wightman, A., (1983). SPT-CPT Correlations. Journal of Geotechnical Engineering, Vol. 109, no.11, November 1983, pp.1449-1459.

48. Robertson, P.K., Campanella, R.G. (1983). Interpretation of Cone Penetration Tests. Part I (Sand) and Part II (Clay). Canadian Geotechnical Journal. Vol. 20, no.4, November 1983.

49. Robertson, P.K., (1990). Soil classification using the cone penetration test. Canadian Geotechnical Journal no. 27. pp. 151-158.

50. Sabatini, P.J., Bachus, R.C., Mayne, P.J., Scheneider, J.A., Zettler. (2002). Geotechnical Engineering Circular no.5. Evaluation of Soil and Rock Properties. Report no. FHWA-IF-02-034. US Dept. of Transportation.

51. Sadrekarimi, J., Akbarzad, M., Comparative Study of Methods of Determination of Coefficient of Subgrade Reaction. Electronic Journal of Geotechnical Engineering. http://www.ejge.com/

52. Salgado, R., Mitchell, J.K., Jamiolkowski, M., (1997). Cavity Expansion and Penetration Resistance in Sand. Journal of Geotechnical and Geoen-vironmental Engineering, pp.344-354.

53. Salgado, R., Mitchell, J.K., Jamiolkowski, M., (1998) Calibration Chamber Size Effects on Penetration Resistance in Sand. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering. Vol.124, no. 9, pp.878-888.

54. Salgado R.,Yoon S. (2003). Dynamic Cone Penetration Test (DCPT) for Subgrade Assessment. http://docs.lib.purdue.edu/jtrp/73

55. Sett, K., Jeremic, B., (2009). Foreward and Backward Probabilistic Simulations in Geotechnical Engineering. GeoOrlando, In Situ Testing, Analysis and Reliability of Foundations. ASCE., pp.332-339.

56. Spagnoli, G., (2006). An Emprical Correlation Between Different Dynamic Penetrometers, Electronic Journal of Geotechnical Engineering. http://www.ejge.com/2007/Ppr0729/Ppr0729_Dec09.pdf

57. Stanciu, A., Lungu, I. (2006). Fundaţii. Fizica şi mecanica pãmânturilor. Ed. Tehnicã, Bucureşti.

58. Teh, C.I., (1987). An analytical study of the cone penetration test. Ph.D. Thesis, Hertfort College, Univeristy of Oxford.

59. Teh, C.I., Houlsby, G.T., (1988). Analysis of the cone penetration test by the strain path method.Numerical Methods in Geomechanics. Innsbruck, Swoboda.

128

60. Teh, C.I., Houlsby, G.T., (1991). An analytical study of the cone penetration test in clay. Géotechnique, 41, no.1, pp.17-34.

61. Teodoru, I.B., Toma, I.O., (2009). Numerical Analyses of Plate Loading Test. Buletinul Institutului Politehnic din Iaşi. Tom LV(LIX), Fasc.1. pp.57-65.

62. Thom, N.H., Fleming, P.R.(2002). Experimental and Theoretical Comparison of Dynamic Plate Testing Methods. 6th International Conference Bearing Capacity Of Roads, Railways And Airfields.Lisbon, pp. 731-740.

63. Totani, G., Marchetti, S., Monaco P., Calabrese M. (2001). Use of the Flat Dilatometer Test (DMT) in geotechnical design. IN SITU Intnl. Conf. On In situ Measurement of Soil Properties, Bali, Indonesia, May 2001

64. Zekkos,D.P., Bray, J.D., Kiureghian, der A. (2004). Reliability of shallow foundation design using the standard penetration test. Proceedings ISC-2 on Geotechnical and Geophysical Site Characterization, Viana da Fonseca & Mayne. pp.1575-1582.

65. EPRI EL 6800- Project 1493-6. Final Report 1990. Manual on Estimating Soil properties for Foundation Design.

66. EUROCOD 7. Geotechnical Design-Part 2. Ground investigation and testing.

67. EUROCOD 8. Design of structures for earthquake resistance. Part 5. Foundations, retaining structures and geotechnical aspects.

68. Geotechnical Soil Investigation- Course- Geodelft, Delft, The Netherlands,. 2006

69. NCHRP, Synthesis 368. Cone Penetration Testing. A Synthesis of Highway Practice.2007

70. Soil and Rock Classification Manual. Oregon Department of Transportation. 1987.

71. Simplified Description of the Use and Design Methods for CPTs in Ground Engineering.. Fugro Engineering Services Ltd.2004.

72. STAS 8942/3-90- Determinarea modulului de deformaţie liniarã prin Încercãri pe teren cu placa.

73. DIN 18134-2001- Determining the deformation and strenght charactersitics of soil by plate load test.

74. http://www-civil.eng.ox.ac.uk/people/gth/c/c46.pdf

75. http://www.docstoc.com/docs/3827704/APPENDIX-B-SETTLEMENT-PREDICTIONS-SETTLEMENT-PREDICTIONS-Schmertmann-strain-influence-methodology

76. http://www.marchetti-dmt.it/

77. http://web.mst.edu/~rogersda/umrcourses/ge441/

78. http://www.scribd.com/doc/6086605/SI-Book-Chapter-9

79. http://www.vulcanhammer.org

Documents

investigatii geotehnice in situ