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ENSAYO DE PENETRACION ESTANDAR (SPT): PASADO, PRESENTE Y FUTURO? Autor: José Campaña Z. 1 INTRODUCCION El presente artículo tiene como objetivo y alcance exponer de manera resumida y concisa, sin constituir un Estado del Arte, la evolución que ha tenido el ensayo SPT como ensayo de terreno para evaluar múltiples parámetros geotécnicos. En efecto, hasta hace unos pocos años el ensayo SPT prácticamente no tenía competencia como herramienta de exploración para los Ingenieros Geotécnicos a la hora de programar una campaña de terreno, por su economía, rapidez, simpleza de ejecución y con resultados que podían ser correlacionados para obtener una gran variedad de parámetros geotécnicos. Las aplicaciones del ensayo SPT incluyen la determinación de parámetros resistentes (c, φ y Su), resistencia cíclica (τcic), densidad, capacidad de soporte de zapatas superficiales, resistencia última y de fuste de pilotes, inclusive se reportan correlaciones para determinar el CBR (California Bearing Ratio). Recientemente ha entrado con gran fuerza el ensayo CPT (Cone Penetration test), con una serie de innovaciones tecnológicas, lo cual ha resultado en que a nivel mundial, el ensayo SPT tiende a ser utilizado cada vez con menor frecuencia. En el caso particular de Chile, su entrada al mercado es aun incipiente. El presente artículo ha sido estructurado de modo de tener una visión clara de las ventajas y defectos del ensayo. Para ello se hace un breve resumen de la historia del SPT, se listan y explican brevemente los defectos del ensayo, se incluyen las correlaciones con diferentes parámetros geotécnicos reportados en la literatura técnica y se analiza un ejemplo real de aplicación. 2 HISTORIA DEL SPT Los orígenes del ensayo SPT se remontan al año 1902, cuando el Coronel Charles R. Gow desarrolló un muestreador de 25mm de diámetro, el cual se hincaba al suelo mediante un martillo de 50 kg en la base del sondaje. El muestreador de cuchara partida, similar al utilizado actualmente, debe su desarrollo a los trabajos efectuados por H.A. Mohr, Gerente de

Distrito de Gow Division en Nueva Inglaterra (USA) y a G.F.A. Fletcher de la Raymond Concrete Pile Company en 1927. Fletcher y Mohr “estandarizaron” en 1930 el método de hincar una cuchara partida de 50 mm de diámetro usando una masa de 62.5 kg de peso que cae desde una altura de 760 mm, como lo describe Mohr en 1937. Es interesante mencionar que Mohr en 1943 declaró que el ensayo permite tener “una gruesa idea de las condiciones del suelo”. El término “Ensayo de Penetración Estándar” fue probablemente utilizado por primera vez por Terzaghi en 1947 en su artículo “Recent Trends in Subsoil exploration”, el cual fue presentado en la 7ª Conferencia de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones efectuada en Texas, USA. El uso del ensayo SPT en el diseño de zapatas superficiales y profundas se extendió rápidamente después de 1948, cuando la primera edición del libro “Soil Mechanics in Engineering Practice” de Terzaghi & Peck fue publicado; ya que en él se indicaba una correlación entre el número de golpes para penetrar 30 cm (Nspt) y la densidad relativa. Rápidamente el método fue adoptado por el US Corps of Engineers y el US Bureau of Reclamation. En 1953, Peck et al, propuso ábacos para el diseño de zapatas en arena, en donde la capacidad de soporte admisible fue relacionada con el número de golpes Nspt y un asentamiento total de 25mm. El interés por estandarizar los métodos comunes de ensayos de penetración en suelos, se remontan a la 4th Conferencia Internacional de Mecánica de Suelos y Fundaciones realizada en Londres en 1957. En aquella ocasión se encargó a un subcomité la tarea de estudiar la posible estandarización de los métodos de penetración estáticos y dinámicos. En el año 1958 la American Standard Testing Method (ASTM) publicó el documento denominado “Tentative method for penetration test and split barrel sampling of soils”. Sólo en el año 1967 alcanzó la categoría de norma (ASTM D1586). La figura muestra en forma esquemática la ejecución del ensayo y en la figura Nº2 se muestran las

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características de la cuchara partida o muestreador utilizado.

Figura Nº1: Esquema de ensayo SPT

Figura Nº2: Muestreador de cuchara partida

3 DEFECTOS DEL ENSAYO Tempranamente, en el año 1965 Fletcher y posteriormente Ireland et al en 1970, criticaron el ensayo por considerar que existía una gran cantidad de factores que pueden afectar los resultados. Adicionalmente, para muchos autores el término “Estándar” no debiera ser aplicable a este ensayo por las diferencias que han sido detectadas al comparar diferentes procedimientos de ejecución, en diferentes países, todos aparentemente regidos bajos los preceptos de la norma ASTM. A continuación se enumeran algunas de las diferencias detectadas. • Tipo de martillo y Energía de Hincado. La norma ASTM indica que se debe utilizar un martillo de 140 lb (63.5 kg) y que debe dejarse caer desde una altura de 30 pulg (760mm). Sin embargo, se ha detectado diferencias en estos valores asociados quizás al traspaso a unidades métricas. A título de ejemplo, en Japón el martillo pesa 63.5 kg, pero la altura de caída es de 750 mm y, en la India, el peso del martillo es de 65 kg y se deja caer desde una altura de 750 mm. También existen diferencias en el tipo de martillo utilizado, los cuales aparentemente cumplen los requisitos de peso y altura de caída, pero se ha medido que la energía de hincado son distintas. En la figura Nº3 se muestran los tres tipos de martillo más comunes: martillo “aguja” (pinweight hammer), martillo de seguridad (safety hammer) y martillo tipo rosca (donut hammer).

Figura Nº3: Esquema de los tres tipos de martillos típicos

Torno

Polea

3

Kovacs y Salomone (1982) encontraron que la energía de hincado puede variar entre un 30 a un 80% de la energía teórica (475 J), Riggs et al (1983) obtuvieron variaciones de energía entre 70 a 100%. Además del tipo de martillo utilizado, las otras causas que interviene en las variaciones son: - Algunos equipos presentan un sistema automático que controla la caída del martillo en un rango de ±25 mm, - Otros equipos usan un sistema de polea-torno para levantar el martillo (ver figura Nº1), en cuyo caso la energía de hincado dependerá de: diámetro y condición de la polea, número de vueltas que se aplican para levantar la masa, - Altura real de caída libre de la masa con el sistema polea-torno. Riggs (1986) postula que el operador comúnmente levanta un promedio de 50 mm más de lo deseado, es decir, la altura real de caída en promedio sería de 810 mm, • Muestreador de Cuchara Partida. En algunas ocasiones se utiliza una “camisa” al interior del muestreador cuchara partida, a objeto de mejorar la recuperación de la muestra. La presencia de esta camisa aumenta el roce lateral al hincado, aunque actualmente es común no utilizarlo. Los muestreadores que se utilizan en Norteamérica, tienen en general 3 mm mas de diámetro interior en el cuerpo de la cuchara, que en el extremo inferior del muestreador (zapata); en cambio, en Asia y Europa el diámetro interior es el mismo en toda la longitud de la cuchara. Esta diferencia puede afectar la resistencia a la penetración entre un 10 a 30% (Seed et al. 1985), Diámetro de la perforación. La importancia del diámetro de la perforación ha sido discutida por Fletcher (1965), quien propone que el diámetro máximo de la perforación debe ser de 100 mm. Sen Gupta y Aggarbal (1965) han reportado variaciones de hasta un 30% en el valor de la resistencia por efecto del diámetro de la perforación, Técnicas de perforación: Granger (1963) ha postulado que el uso de lodos para estabilizar las paredes durante la perforación incrementa la resistencia a la penetración en forma significativa. El nivel de agua al interior del sondaje debe ser igual al nivel freático, de modo de no generar una

subpresión en el fondo del sondaje que suelte el suelo y con ello disminuya la resistencia a la penetración. También una inadecuada limpieza del fondo del sondaje, antes de efectuar el ensayo, puede incidir a que éste se realice en suelo perturbado. Utilizar como técnica de perforación “lanza de agua”, puede hacer que se perturbe más allá de lo deseado el fondo de la excavación, afectando con ello el resultado del ensayo. Longitud de barras de perforación. Gibbs y Holtz (1957), McLean et al. (1957) y otros, han demostrado que el valor de la resistencia a la penetración es inferior a la real, cuando la longitud de las barras es mayor a 10 m y el valor de Nspt es inferior a 30. Por otra parte, algunos autores postulan que la validez del ensayo es hasta 20 m de profundidad, ya que ha profundidades mayores, la transmisión de la energía a través de las barras se ve fuertemente afectada. La tabla Nº1 ilustra los efectos de diferentes variables que han sido discutidas previamente. En esta tabla se muestra el posible rango de Nspt para los materiales usados como referencia, si se presentan errores en el ensayo. Tabla Nº1: Resumen de como afectan los errores del ensayo en la determinación de Nspt (DSO-98-17 US Bureau of Reclamation, Mayo 1999).

Causa Rango Típ. Rango Típ. variación variación

Básica Detalle Arena limpia Arcilla Nspt=20 Nspt=10 Método de Uso de lodo 20 10 Perforación Método Auger con/sin fluido 0-20 8-10? D=8” comparado con D=4” 0-20 8-10? Muestreador Muestreador sin camisa 17 9 Muestreador de 3” v/s 2” 25-30e 10 Procedimiento 55golp./min v/s 30golp./min) 20 e1 10e1 Barras AW v/s barras NW 18-22e 8-10e Barras de Ensayo SPT a 60 m v/s 15 m 183 5e2 perforación Ensayo a 3m v/s 15m con

barras AW 30 15

Ensayo a 3m v/s 15m con barras NW

25 12

3 vueltas v/s 2 vueltas alrededor del torno

22 11

Operación del Torno nuevo v/s uno antiguo 19 9 martillo Caída libre v/s 2 vueltas

alrededor del torno 16 8

Martillo automático v/s 2 vueltas alrededor del torno

14 7

Uso de martillo tipo dona v/s martillo de seguridad

24 12

e= valor estimado 1 Diferencias sólo en arenas con finos

2 Nspt en arcillas puede variar por peso de barras 3 No considera efecto sobrecarga

4

Examinando la tabla, se puede concluir que los efectos por perturbación durante la perforación pueden generar los mayores errores en la determinación de Nspt. Generalmente, tienden a subestimar el valor de la resistencia a la penetración, inclusive asignando valores de “cero” resistencia. En la figura Nº4 se muestra un ejemplo que ilustra las diferencias que se pueden manifestar al utilizar 2 tipos de martillos distintos, en un mismo tipo de suelo.

Figura Nº4: Resultados ensayo SPT en estrato de arcilla blanda, utilizando dos tipos de martillos. 4 ES REPRODUCIBLE EL ENSAYO SPT? Comúnmente los ingenieros se encuentran con la seria decisión de cuantificar la calidad de la información que entrega el ensayo SPT y si estos pueden ser correlacionados. Para tratar de dar respuesta a lo anterior, en 1988 el Comité Técnico sobre Ensayos de Penetración de la ISSMFE publicó los resultados del ensayo que se muestran en la figura Nº5, en donde se comparan los resultados de la resistencia a la penetración obtenidos mediante un trabajo de alta calidad durante la

perforación (curva 1) versus los obtenidos en el mismo depósito, pero con un trabajo de pobre calidad (curva 2). Claramente la curva 2 no representa las condiciones reales del depósito de arena.

Figura Nº5: Efecto de la mala ejecución en el resultado del ensayo. Adicionalmente, la Sociedad Americana de Ingenieros Civiles (ASCE) desarrolló un estudio similar en Seattle. En este estudio, seis oficinas de Ingeniería Geotécnica privadas y públicas ejecutaron ensayos SPT en el mismo sitio. Algunas usaron martillos de seguridad y otros martillos automáticos, inclusive uno de los equipos fue habilitado con una martillo de 300 lb. La figura Nº6 muestra el resultado de esta experiencia. Nótese que al utilizar el equipo denominado “spooling winch” el resultado del ensayo muestra resultados absolutamente irreales. El gran problema de este equipo es que presenta grandes variaciones en la energía que entrega. Aun descartando el resultado del equipo “spooling winch”, los otros ensayos muestran variaciones importantes. Nótese que los resultados del martillo de 300 lb (fuera de norma), son comparables al resto. A la luz de estos resultados, parece ser que los resultados del ensayo SPT sólo pueden ser tomados como un índice y su validez debe ser necesariamente verificada con otros métodos. También queda de manifiesto la importancia que tienen en el resultado final del ensayo, los operarios y supervisores que ejecutan los trabajos en terreno. 5 VENTAJAS DEL ENSAYO Previamente se ha indicado los múltiples defectos que han sido detectados en el ensayo SPT, los cuales ya a fines de los años sesenta habían sido

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enumeradas, sin embargo, este ha seguido utilizándose profusamente en Chile y con una alta popularidad.

Figura Nº6: Resultados ensayo SPT por 6 diferentes empresas (ASCE, Seattle). Las ventajas actuales que pueden ser asignadas al ensayo SPT son las siguientes: a) Abundante disponibilidad de equipos para

ejecutar el ensayo, b) Amplia experiencia basada en numerosas

correlaciones con propiedades geotécnicas, para diferentes tipos de suelos,

c) Es posible obtener una muestra perturbada para su posterior clasificación en laboratorio,

d) Disponibilidad de registros de ensayos SPT en donde ocurrieron casos históricos de licuación,

e) El ensayo refleja de alguna forma la densidad del suelo, la “fábrica” del suelo, el historial de esfuerzos y deformaciones, características que son difíciles de mantener en muestras no perturbadas,

f) Es principalmente un ensayo de resistencia al corte bajo condiciones esencialmente no-drenadas,

En particular, estimo que la primera ventaja que se indica es la que ha evitado que en Chile se realicen otro tipo de ensayos. Complementando la afirmación b) respecto a la amplia experiencia acumulada, en 1982 Kovacs y Salomone estimaron que entre un 80 y 90% de las fundaciones diseñadas hasta ese momento en USA estaban basadas en los resultados del ensayo SPT, siendo aun más alta en Japón. 6 FACTORES DE CORRECCION Como se puede inferir de lo indicado en los párrafos precedentes, existen múltiples factores que hacen que el resultado del ensayo pueda ser cuestionable. Sin embargo, y con el propósito de establecer una base adecuada de comparación, se han propuesto diferentes factores de corrección o ajuste. La fórmula general de corrección es la siguiente:

(N1)Erb= Nspt {CN • η2 • η3 • η4• η5}............(1) Donde, (N1)Erb = Número de golpes/pie, normalizado para

una sobrecarga de equivalente 1 kg/cm2 y para una energía Erb,

Nspt = Número de golpes/pie, obtenido de terreno, CN = Factor de corrección para normalizar a una

sobrecarga equivalente de 1 kg/cm2, η2 = Factor de ajuste por longitud de las barras, η3 = Factor de ajuste por tipo de muestreador, η4 = Factor de ajuste por diámetro de perforación, η5 = Factor de ajuste por nivel freático, • Energía Erb. Existen diferentes propuestas respecto al valor al cual se debe normalizar los resultados del ensayo SPT. Por ejemplo, Schmertmann (1983) sugiere usar E55, es decir, suponer que la energía efectiva del ensayo es de un 55% de la teórica; Seed et al (1985) y Skempton (1986) proponen usar N60, por otra parte, Riggs (1986) y Bowles (1995) proponen usar N70. Afortunadamente, el hecho de usar una u otra base de energía no implica mayores inconvenientes. Para pasar de una base a otra, ésta se realiza en forma proporcional, al ser la energía por número de golpes constante, es decir: Er1• N1 = Er2• N2....................................................(2)

6

De esta forma si se conoce la energía del equipo Er1 para el cual se registra N1, y se desea conocer el valor de N2 para una energía Er2, aplicando (2) se tiene: N2 = (Er1/Er2)• N1 (golpes/pie) ...........................(3) • Factores de corrección. Bowles (1995) basado en los trabajos de Riggs (1986), Skemptom (1986), Schmertmann (1978) y Seed et al (1985), propone lo siguiente: Tabla Nº2: Energía característica por tipo de martillo. Energía Promedio Martillo (Erb) País Tipo Dona de Seguridad R-P Trip/Auto R-P Trip/Auto USA 45 - 70-80 80-100 Japón 67 78 - - Reino Unido - - 50 60 China 50 60 - - Chile 60* - - - * : Usualmente utilizado y aceptado R-P: Cuerda polea o torno Trip/Auto: Automático Tabla Nº3: Factor de Corrección η2, por longitud de barras.

Longitud (m) η2 > 10 1.00

6 - 10 0.95 4 - 6 0.85 0 - 4 0.75

Tabla Nº4: Factor de Corrección η3, por tipo de muestreador.

Característica η3 Sin encamisado 1.00 Con encamisado

Arena densa, arcilla 0.80 Arena suelta 0.90

Tabla Nº5: Factor de Corrección η4, por diámetro de la perforación.

Diámetro perforación* η4 60 - 120 mm 1.00

150 mm 1.05 200 mm 1.15

* η4=1.0 para todos los diámetros si se utiliza sistema Auger, donde el SPT se realiza por el interior de la barra de perforación. • Corrección por sobrecarga (CN). Diversos autores han propuesto expresiones para normalizar los resultados para una sobrecarga de 1 kg/cm2,

dentro de los cuales se pueden citar a Liao y Whitman (1986), Jamiolkowski et al (1985), Ishihara (1993). CN= (1/σ’vo)0.56, Jamiolkowski ..............................(4) CN= (1/σ’vo)0.50, Liao y Whitman ...........................(5) CN= 1.7/(0.7+σ’vo), Ishihara ...................................(6) Estas expresiones han sido graficadas en la figura Nº7, en la cual se puede apreciar que para presiones efectivas mayores a 0.5 kg/cm2 no existen diferencias importantes en el resultado de CN, sin embargo, la expresión de Ishihara es la que entrega los menores resultados. Para presiones de confinamiento menores a 0.5 kg/cm2, se observa diferencias importantes en el resultado de las expresiones. Por ser la más conservadora, la expresión (6) es la que se recomienda utilizar.

0 1 2 3 4 5 6Factor Cn

0.0

1.0

2.0

3.0

4.0

5.0

6.0

7.0

8.0

9.0

10.0

Pres

ión

efec

tiva,

(kg/

cm2)

Jamiolkowski

Liao y Whitman

Ishihara

Figura Nº7: Comparación de diferentes expresiones para estimar el factor CN • Factor de corrección η5. Pasado la mitad de la década de 1960 era práctica común corregir los valores de Nspt determinados bajo el nivel freático, utilizando la siguiente expresión, propuesta por Terzaghi y Peck en 1948. η5= (1.5-7.5/Nspt), si Nspt>15 η5=1, si Nspt <15....................................................(7)

7

Sin embargo, la práctica actual es no corregir por presencia de nivel freático, dado que el exceso de presión de poros que se produce durante el hincado reduce el valor de Nspt. Trabajos de Drozd (1974) mostraron que existe una diferencia en el valor de Nspt bajo la napa, pero este dependía de la densidad relativa. No existe consenso en que estos valores deban aplicarse, es más, aún existen autores que en sus publicaciones incluyen la corrección (7), como por ejemplo, R. Whitlow en su libro Fundamentos de Mecánica de Suelos de 1999 y el Instituto Tecnológico GeoMinero de España en su libro Manual de Ingeniería de Taludes de 1987. 7 EL ENSAYO SPT PARA PROBLEMAS

DINAMICOS La determinación de las propiedades dinámicas de los suelos ha sido siempre un punto fundamental para estimar la respuesta sísmica de depósitos de suelo, problemas geotécnicos asociados a oleajes, fundaciones de máquinas y tráfico. Las propiedades dinámicas han sido generalmente determinadas por una combinación de ensayos de laboratorio sobre muestras no perturbadas y ensayos in-situ. La ventaja de usar ensayos in-situ, entre ellos el ensayo SPT, es que son rápidos, a un costo razonable, permiten abarcar áreas importantes, etc. Seed e Idris (1971), desarrollaron un método simplificado para determinar el potencial de licuación de un estrato de suelo, basados en los resultados obtenidos de ensayos SPT. Esta metodología se encuentra plenamente vigente y ha sido profusamente utilizada en diferentes partes del mundo, inclusive Chile. Aun más, esta metodología ha sido adoptada y recomendada por el National Center Engineering Earthquake Research (NCEER) de USA para el cálculo del potencial de licuación, aunque actualmente recomienda como primera prioridad utilizar ensayos CPT. En el punto 8 se muestran las correlaciones existentes entre el ensayo SPT y las propiedades dinámicas, entre otras, y en el punto 9 se ilustra un ejemplo de real de aplicación, el cual sirve para ilustrar la validez del ensayo y sus correlaciones. 8 CORRELACIONES Durante la década de 1960 se realizaron numerosas investigaciones tendientes a encontrar relaciones entre la resistencia a la penetración Nspt y

propiedades geotécnicas de los suelos, tales como: densidad relativa, ángulo de fricción interna, compresibilidad de materiales granulares y resistencia no drenada de suelos cohesivos. Un importante desarrollo fue la corrección de los resultados de los ensayos SPT por efecto de la sobrecarga realizados por Gibbs y Holtz (1957), Bazaara (1967) y, Schultze y Meltzer (1965). Zolkov y Weisman (1965), así como Schmertmann (1970) han destacado la importancia de la razón de sobreconsolidación y tensiones horizontales en la correcta interpretación del ensayo SPT, pudiendo sobrestimarse la densidad relativa en arenas sobreconsolidadas, tal como lo reportan los trabajos de Marcuson y Bieganousky (1977). A continuación se presentan algunas de las correlaciones existentes en la literatura técnica, sin que con ello se pretenda validarlas en desmedro de otras, ya que como se indicó al comienzo de este artículo, este no pretende ser un Estado del Arte. También es necesario tener muy presente que algunas de estas correlaciones han sido fuertemente cuestionadas debido a la calidad de la base de datos utilizada, en efecto, algunas fueron desarrolladas para suelos específicos y una base de datos pequeña; en cambio, otras fueron desarrolladas con una gran base de datos, pero con la interrogante de cual fue la energía efectiva de los equipos con los cuales se ejecutó el ensayo. • Densidad relativa, Dr. Gibbs y Holtz (1956) propusieron la siguiente expresión para determinar la densidad relativa. Dr=[Nspt/(23∗σ’vo+16) ]0.5....................................(8) Skempton (1986) propuso la siguiente expresión. (N1)70/Dr2=32+0.288* Cocr∗σ’vo...........................(9) Para suelos normalmente consolidados Cocr=1 y para suelos preconsolidados Cocr se estima de la siguiente expresión: Cocr = (1+2*Ko,nc)/(1+2*Ko,OCR)......................(10) Yoshida et al (1988) propusieron la siguiente expresión: Dr= 25∗ σ’vo

-0.12*(N60)0.46....................................(11)

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Donde, Ko,nc: coeficiente en reposo suelo normalmente consolidado, Ko,OCR: coeficiente en reposo suelo pre-consolidado, σ’vo: presión vertical efectiva, en Bars para la expresión (8), y en kPa para la expresión (9) y (11), Al observar las expresiones (8) y (9), se aprecia que si se ordenan de la misma forma existe una gran similitud, sin embargo, la expresión (8) no incluye la corrección por energía, con lo cual su aplicación es cuestionable. En cambio la expresión (9) permite comparar resultados, al menos, en “igualdad” de condiciones de ejecución del ensayo. Bowles (1995) propone la correlación que se presenta en la tabla Nº6, cuyos resultados empíricos están basados en suelos granulares normalmente consolidados de hasta 6m de espesor, con esto el autor acota bastante la aplicación de los resultados. Tabla Nº6: Valores empíricos de DR (Bowles, 1995) Descripción Muy

suelto Suelto Medio Denso Muy

denso DR (%) 0 15 35 65 85 (N1)70

Suelo Fino 1-2 3-6 7-15 16-30 ? Suelo Medio 2-3 4-7 8-20 21-40 >40

Suelo Grueso 3-6 5-9 10-25 26-45 >45 Densidad húmeda (kN/m3)

11-16 14-16 17-20 17-22 20-23

Donde (N1)70, corresponde al número de golpes/pie, normalizado a una presión vertical de 1 kg/cm2 y una energía base de 70% de la teórica. Adicionalmente, Skempton (1986) determinó que la edad del depósito es otro factor que condiciona la densidad relativa, tal como se demuestra con los resultados mostrados en la figura Nº8. Esto pone una luz de alerta sobre la validez de las correlaciones obtenidas en laboratorio, basados sobre muestras reconstituidas. Otros antecedentes que hay que tener presente es que la mayoría de las correlaciones disponibles entre Nspt y Dr han sido obtenidas predominantemente sobre arenas silíceas. Utilizar las correlaciones en depósitos de arena de origen calcáreo, con presencia de mica o aun en arenas silíceas con un contenido no despreciable de finos puede llegar a subestimar la Dr. • Angulo de fricción interna, φ. De la misma forma que para la Dr, Bowles (1995) propone la correlación que se presenta en la tabla Nº7, cuyos resultados empíricos también están

basados en suelos granulares normalmente consolidados de hasta 6m de espesor.

Figura Nº8: Influencia de la edad en la resistencia a la penetración en arenas NC (adaptada de Skempton 1986) Tabla Nº7: Valores empíricos de φ, (Bowles, 1995) Descripción Muy

suelto Suelto Medio Denso Muy

denso Suelo Fino 26-28 28-30 30-34 33-38

Suelo Medio 27-28 30-32 32-36 36-42 <50 Suelo Grueso 28-30 30-34 33-34 40-50

Densidad húmeda (kN/m3)

11-16 14-16 17-20 17-22 20-23

Adicionalmente la Japanese Railway Standars, propone utilizar las siguientes expresiones: φ=[18*(N1)70]0.5 +15, para caminos y puentes.....(12) φ=0.36*(N)70 +27, para edificios..........................(13) Mitchell et al. (1978) propusieron el gráfico que se muestra en la figura Nº9, en la cual se incluye el efecto del esfuerzo vertical efectivo. Muromachi et al. (1974) proponen la siguiente relación: φ=3.5*[ Nspt]0.5+20..............................................(14) La aplicación del gráfico propuesto por Mitchell et al, así como de la expresión propuesta por Muromachi, para estimar parámetros de diseño son bastante cuestionables en la actualidad, dado que carecen de la base de energía de comparación.

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• Resistencia No-Drenada, Su. Para evaluar la resistencia no-drenada de las arenas y suelos finos, Bowles (1995) propone los rangos que se indican en la tabla Nº8.

Figura Nº9: Relación entre Nspt, φ y presión vertical Tabla Nº8: Resistencia no-drenada en suelos arcilloso Consistencia Tipo (N1)70 Su (kPa)

Muy blanda NC 0-2 < 12 Blanda NC 3-5 12 - 25 Media NC 6-9 25 - 50 Firme OCR 10-16 50 - 100 Muy firme OCR 17-30 100 - 200 Dura OCR > 30 > 200 NC: Normalmente consolidada OCR: Sobreconsolidada Seed y Harder (1990) determinaron la resistencia no drenada en arenas limpias que habían sido sometidas a licuación producto de un evento sísmico. En la figura Nº 10 se muestran estos resultados, los cuales se hacen extensivos a arenas con finos aplicando el ajuste que se incluye en la misma figura. Konrad y Watts (1995), propusieron un método para calcular la resistencia no-drenada movilizada pos-licuación, basados en los resultados de ensayos SPT y la curva de resistencia última o steady state. La metodología propuesta se resume en los siguientes pasos: a) Caracterizar el sitio mediante ensayos SPT y

obtener muestras representativas para ensayar en laboratorio,

b) Determinación en laboratorio de la curva de estado último (steady state),

c) Estimar la resistencia no-drenada de terreno (Su) mediante la siguiente expresión:

log Su (terreno) = log Suo + χ*(N1)60...................(15) Donde, Su (terreno): resistencia no-drenada pos-licuación Suo: resistencia no-drenada obtenida de la curva de estado último, asociado al índice de huecos máximo (emax), χ:parámetro obtenido de la figura Nº10 y que corresponde a la pendiente de la curva e v/s log Su.

Figura Nº10: Relación entre Nspt y Su (pos-licuación). Según Seed y Harder, para arenas limpias Con esta metodología, Konrad y Watts lograron predecir correctamente casos con y sin falla fluida en rellenos artificiales de arena, construidos en Beaufort Sea. Stark y Mesri (1992), expandiendo el trabajo de Jefferies et al. (1990), recolectaron 20 nuevos casos históricos de falla por flujo, proponiendo la correlación que se muestra en la figura Nº11. Ishihara (1993), basado en extensivos ensayos de laboratorio, confirmó la existencia de una relación entre la resistencia no-drenada pos-licuación y el

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confinamiento inicial para arenas limosas y limos arenosos. Ishihara propone que esta relación no es única para todas las arenas. Además, propone que la resistencia de cuasi-estado crítico es la que debe utilizarse en reemplazo de la resistencia en el estado crítico o último.

Figura Nº10: Determinación parámetro χ

Figura Nº11: Relación entre Nspt y Su (pos-licuación) según Stark y Mesri, para arenas limpias. Para suelos moderadamente sueltos, el cuasi-estado crítico es la resistencia no-drenada mínima que se obtiene para una deformación del orden de 4 a 10 %. Para este tipo de suelos el verdadero estado último ocurre para deformaciones mayores a 4-10%, después de que se manifiesta un comportamiento dilatante y con ello un aumento en la resistencia no-drenada. Para suelos muy sueltos, el cuasi-estado crítico no existe. En la figura Nº12 se muestra la correlación propuesta por Ishihara.

• Resistencia al corte cíclica, τcic. La correlación existente entre la resistencia al corte cíclica, normalizada a la presión de confinamiento, y el índice (N1)60, se muestra en la figura Nº13. Esta curva fue propuesta por Seed en 1985, y se basa en múltiples registros de suelos que presentaron o no licuación durante un evento sísmico de magnitud Ms=7.5. La principal crítica que se hace a esta curva, es que los ensayos SPT se realizaron sobre depósitos que habían registrado evidencia de licuación, por lo tanto, la resistencia a la penetración antes del sismo es desconocida. En Chile, algunos Ingenieros dudan de su aplicabilidad a los suelos nacionales ya que la base de datos con la cual se elaboró la curva no incluye sismos ni ensayos SPT Chilenos.

Figura Nº12: Relación entre (N1)60 y Su (cuasi-estado crítico) según Ishihara, para arenas limpias.

Figura Nº13: Relación entre (N1)60 y resistencia al corte cíclica (CSREQ= τcic/σ’vo). Seed et al., 1985

log Su

CURVA OBTENIDA EN LABORATORIO

λ 1

Suo

emax

e

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A objeto de verificar la bondad de la curva propuesta por Seed, en la figura Nº14 se muestra la comparación de la resistencia cíclica predicha por el ensayo SPT y la obtenida sobre muestras inalteradas y congeladas (Tokimatsu y Yoshimi, 1983).

Figura Nº14: Resistencia al corte cíclica. Comparación de ensayos de terreno y laboratorio. Tokimatsu y Yoshimi, 1983. • Capacidad última de pilotes (Pu) y fuste (fs). Por su semejanza con la forma como se realiza el ensayo, inicialmente, los ensayos de penetración fueron desarrollados para estimar la capacidad de punta y fuste de los pilotes hincados. Posteriormente, los resultados se extendieron a pilotes pre-excavados. Las correlaciones existentes son las siguientes: Meyerhof (1976) Pu=Ap*(40*Np 55)*Lb/B < Ap*(380*N p55)..........(16) Donde, Pu= Resistencia última de punta (kN), Np

55= Valor promedio del índice de golpes N55, de los valores registrados entre 8B sobre el sello de fundación y 3B bajo el sello de fundación,

B= ancho o diámetro del pilote, Lb= profundidad de penetración del pilote bajo el

sello de fundación, Ap= área del pilote,

Shioi y Fukui (1982) indican que en Japón se utiliza la siguiente expresión: Pu = qult * Ap........................................................(17) Donde, Para pilotes incados y cerrados en la punta: qult/N55 = 6*Lb/D ≤ 30.......................................(18) Para pilotes incados y abiertos en la punta: qult/N55 = 10+4*Lb/D ≤30 .................................(19) Para pilotes in-situ: qult = 300 (arena) qult = 3*Su (arcilla) ................................(20) Para pilotes perforados: qult = 10*N55 (arena) qult = 15*N55 (en arena gravosa) ................(21) Para estimar la resistencia de fuste, se proponen las siguientes expresiones: Meyerhof (1975) fs = χm*N55 (kPa).............................................(22) Donde, χm= 1.0, para pilotes con pequeño desplazamiento de

volumen, χm= 2.0, para pilotes con gran desplazamiento de

volumen, Shioi y Kukui (1982) sugieren utilizar la siguiente expresión: fs = χm*N55 (kPa)............................................(23) Donde, χm= 2.0, para pilotes hincados en arena y 1 si el

pilote es perforado, χm= 10, para pilotes hincados en arcilla y 5 si el

pilote es perforado, • Módulo de deformación (Es) y Corte máximo (Go), La variable más importante para determinar el cambio volumétrico que experimentará un suelo sometido a una carga externa, es el Módulo de Deformación Es. A continuación se muestran algunas de las correlaciones existentes, asociadas a grandes deformaciones.

12

Arena Normalmente Consolidada: Es = 500*(N55+15), en kPa................................(24) Arena saturada: Es = 250*(N55+15), en kPa.................................(25) Arena sobreconsolidada Es (OCR) ≈ Es (NC)* (OCR)0.5.............................(26) Arena Gravosa Es = 600*(N55+6), si N55≤15, en kPa ...............(27) Es = 600*(N55+6)+2000, si N55>15, en kPa..........(28) Arena arcillosa Es = 320*(N55+15), en kPa...................................(29) Limos, limos arenosos o limos arcillosos Es = 300*(N55+6), en kPa.....................................(30) El módulo de corte máximo, Go, se ocupa para resolver problemas asociados a carga cíclica. Varios autores han propuesto correlaciones, cuyo rango de aplicación generalmente no se indica, las cuales han sido deducidas a partir de ensayos de laboratorio ó geofísicos. A continuación se muestran las correlaciones propuestas. Seed & Idriss (1983), formularon la siguiente expresión para relacionar Go, asociadao a pequeñas deformaciones, con el número de golpes normalizado (N160): Go=1000*K2*(σ’0)0.5 (psf)...................................(31) donde: σ’0 = (σ’1 + σ’2 + σ’3)/3, presión efectiva de confinamiento, en (psf) K2= 20*[(N1)60]1/3................................................(32) Adicionalmente, diferentes autores han formulado ecuaciones empíricas que relacionan el módulo de corte con el número de golpes Nspt medido directamente en terreno (sin corrección). Estas fórmulas se muestran en la tabla Nº 9. Tabla Nº9: Go en función de Nspt=N

Autor Tipo de suelo Gmax (t/m2) Ohsaki & Iwasaki (1973) Sin cohesión 636.8*N0.94

Ohsaki & Iwasaki (1973) Intermedio 1180*N0.76

Ohsaki & Iwasaki (1973) Cohesivos 1400*N0.71

Ohsaki & Iwasaki Todos 1200*N0.8

Seed, Idriss & Arango (1983) Arenas 622.4*N Imai & Tonouchi (1982) Todos 1408*N0.68 Enami, Ohhashi & Hara (1973) Cohesivos

(0.5<e<2.5) 1580*N0.668

• Velocidad de onda de corte, Vs Como se indicó previamente, determinar el módulo de corte máximo, Go, es fundamental en el análisis de amplificación sísmica. Como es sabido a partir de la velocidad de onda de corte, Vs, es posible obtener el valor de Go mediante la siguiente expresión. Go =ρ*Vs2...........................................................(33) Donde ρ es la densidad de masa del medio donde se propaga la onda de velocidad Vs. Seed et al, en 1986 adaptó la expresión propuesta por Ohta y Goto (1978), quedando de la siguiente forma: Vs= C*(N60)0.17*z0.193*fA*fG (m/s).......................(34) Donde: C= constante empírica =53.5 z= profundidad (m) fA= factor por edad del depósito (tabla 10) fB= factor por tipo de suelo (tabla 10) Tabla 10: factores fA y fB,

Tipo de suelo fA Edad fB Arcilla 1.0 Holoceno 1.0 Arena fina 1.09 Pleistoceno 1.3 Arena media 1.07 Arena gruesa 1.14 Arena con grava 1.15 Grava 1.45 Yoshida y Kokusho (1988) desarrollaron en laboratorio una serie de experiencias de modo de establecer la relación entre el índice Nspt, la velocidad de corte y la presión de confinamiento para suelos granulares. Los resultados de estas experiencias se muestran en la figura Nº15.

Figura Nº15: Relación entre Nspt, Vs y presión vertical (Pvm), para una arena con un 25% de grava.

13

• Capacidad de soporte admisible, qad. Los resultados del ensayo SPT han sido ampliamente utilizados para obtener la capacidad de soporte de los suelos, y como se indicó previamente, la correlación publicada por Terzaghi y Peck (1967) para el cálculo de la capacidad de soporte para un asentamiento de 25 mm, originó una gran popularidad en el uso del ensayo SPT. Posteriormente Meyerhof (1974) publicó nuevas correlaciones, demostrándose posteriormente que al igual que la correlación propuesta por Terzaghi y Peck, son muy conservadoras. Bowles (1995) ajustó las correlaciones de Meyerhof, incrementando la capacidad de soporte del orden de un 50%, proponiendo las siguientes expresiones para zapatas aisladas y corridas con un asentamiento de 25mm. qadm= Kd*(N1)70/0.04, si B≤ 1.2 qadm=Kd*(N1)70/0.06*[(B+0.3)/B]2, si B>1.2 ......(35) Donde, qadm= capacidad de soporte máxima admisible (kPa),

para 25 mm de asentamiento, Kd = 1+0.33*D/B ≤ 1.33 D= Profundidad de enterramiento, (m) B= Ancho zapata (m), lado menor (N1)70= valor promedio bajo la zona de influencia, Para losas de fundación, Bowles propone: qadm= Kd*(N1)70/0.06 ..........................................(36) 9 EJEMPLO DE APLICACION Se presenta como ejemplo el trabajo desarrollado para el diseño y construcción de un túnel ferroviario en el centro de la ciudad de Viña del Mar, en arenas saturadas. El modelo se basa en una extensa investigación geotécnica, que incluyó la ejecución de sondajes, ensayos SPT, calicatas, perfiles de refracción sísmica y gravimétricos. Se desarrolló un modelo dinámico de comportamiento del suelo durante la acción de un evento sísmico basado en relaciones tensión-deformación visco-elásticas. El modelo dinámico fue calibrado considerando los registros del sismo del 3 de marzo de 1985, obtenidos en Viña del Mar y se utilizó para predecir el potencial de liquación a lo largo del túnel. Los resultados del análisis fueron comparados con la metodología simplificada propuesta por NCEER para la evaluación del potencial de licuación

Las figura Nº16 ilustra el perfil estratigráfico de una sección representativa del trazado, se puede observar que el estrato de arena sobre la roca basal es muy potente (>25 m). Se realizó una investigación bibliográfica con el objeto de comparar las formulaciones propuestas por diferentes autores, y los valores obtenidos mediante estudios geofísicos en Viña del Mar.

0 20 40 60(N1)60

30

25

20

15

10

5

0

ESTACION DE VIÑA DEL MAR

0 50 100 150 m

0 5 10 15 mEsc.Vertical

Esc. Horizontal

Arenaslimpias,arenaslimosasy/oarcillosas

Roca meteorizada y/omaicillo

Roca Sana

SondajeS-18

Figura Nº16: Estratigrafía sector Estación Viña Estos resultados se presentan en la figura Nº17, obteniéndose de su análisis la siguiente expresión para evaluar el módulo de corte máximo (Go) en el área soterrada. Go = 120 * (N60)0.8(kg/cm2)..................................(37)

0

500

1000

1500

2000

2500

3000

3500

4000

4500

0 5 10 15 20 25Profundidad (m)

Gm

ax (k

g/cm

^2)

Figura Nº17: Ajuste entre SPT y velocidad de ondas de Corte, para estimar Go (fórmula 37) Para determinar el amortiguamiento, se efectuó una extensa recopilación de resultados de ensayos

(N1)60

GeofísicaSPT

14

triaxiales en pequeñas deformaciones, corte torsional y columna resonante. Estos resultados se compararon con la banda propuesta por Seed & Idriss caracterizar la razón de amortiguamiento de las arenas. Calibración del Modelo: Dado que para el sismo de 1985 se cuenta con un registro en suelo, en el centro de Viña del Mar, a sólo escasas centenas de metros del lugar donde se perforó el sondaje S-18 y un registro en roca (UTFSM), fue posible efectuar un ajuste del modelo. En efecto, en la estación de Viña del Mar (suelo), se midió una aceleración máxima en superficie de 0.354g, en tanto que en la UTFSM (afloramiento rocoso) se midió una aceleración máxima de 0.177g. Considerando que la aceleración máxima en roca cubierta por estratos de suelo, puede ser aproximadamente la mitad del valor que se obtiene en un afloramiento rocoso, el procedimiento seguido fue imponer en la roca basal una aceleración equivalente a la mitad del valor medido en la UTFSM; luego se ajustaron las relaciones de G/GMAX y amortiguamiento v/s deformación (en forma proporcional), tomando como base las curvas de Seed & Idriss, hasta que el modelo registró en superficie una aceleración máxima similar medida durante el sismo de 1985, tal como muestra en las figuras Nº 18 y 19. Como herramienta de cálculo se utilizó el programa SHAKE 91. Como se observa, sólo fue necesario realizar un ajuste menor a las curvas inicialmente adoptadas.

0.0001 0.001 0.01 0.1 1 10Deformación angular, γ (%)

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

G /

Gm

ax

Envolvente inicialCalibración Modelo

Figura Nº 18 : G/Gmax v/s deformación, calibración del modelo.

De esta forma fue posible obtener el esfuerzo de corte cíclico solicitantes en forma más realista y compararlo con el esfuerzo de corte cíclico resistente, a objeto de evaluar el potencial de licuación. Los factores de seguridad así obtenidos fueron comparados con los obtenidos mediante el método

simplificado de Seed et al. Los resultados se muestran en la figura Nº20. Como puede observarse existe un muy buen ajuste entre los FS calculados por el método simplificado y el método más refinado. Este ejemplo es una clara demostración que el uso de ensayos de calibración permiten validar y extender los resultados obtenidos en zonas puntuales, como fue en este caso el haber podido calibrar el módulo de corte máximo Go, la velocidad de corte y (N1)60.

0.0001 0.001 0.01 0.1 1 10Deformación angular, γ (%)

0

10

20

30

Am

ortig

uam

ient

o, D

(%)

Envolvente inicialCalibración Modelo

Figura Nº 19: Amortiguamiento v/s deformación, calibración del modelo.

5

10

15

20

25

0.8 0.9 1.0 1.1 1.2 1.3 1.4

Factor de Seguridad

Pro

fund

idad

(m)

Análisisanterior

S. MaríaDcalibra0.26g

Figura Nº20: FS v/s profundidad, (N1)60 ≤ 35 10 INNOVACIONES DEL ENSAYO SPT Ranzine (1988) propuso modificar el equipo del ensayo SPT de modo de poder aplicar un torque y con ello cuantificar la resistencia de fuste de los

Análisis simplificado

Análisis riguroso

15

pilotes. Sólo en 1991 Engesolos llevó a cabo algunas mediciones en terreno, siendo los primeros resultados los reportados por Décourt y Quaresma Filho (1991). Este ensayo a sido denominado SPT-T. La figura Nº 21 muestra en forma esquemática la ejecución del ensayo SPT-T.

Figura Nº21: Esquema ensayo SPT-T A objeto de verificar la bondad de las medidas de resistencia de fuste obtenida con el ensayo SPT-T, Lutenegger y Kelley (1998) reportan los resultados que se muestran en la figura 22, en la cual además se ha graficado la correlación propuesta por Meyerhof en 1976 (válida para sondajes excavados). De la figura 23, se concluye que la resistencia de fuste medida con el ensayo SPT-T es del orden de 2 veces de la propuesta por Meyerhof. Una posible explicación es que la correlación propuesta por Meyerhof esta respaldada por una base de dato que no discriminaba entre las diferentes energías que entregaban los equipos. El torque se mide cuando finaliza el ensayo SPT, es decir, en 0.45m. A objeto de extender los resultados obtenidos en suelos finos, algunos investigadores han modificado el ensayo para aplicarlo a suelos gravosos. Yoshida y Kokusho (1988) reportan los resultados obtenidos en el denominado Large Penetration Test (LPT), cuyas características se detallan en la figura 24. Se reporta la ejecución de ensayos SPT y LPT con un contenido

de gravas de hasta 50%, con un tamaño máximo de hasta 11 mm. La relación entre el SPT y LPT se muestra en la figura 24.

Figura Nº22: Comparación de resistencia de fuste, fs, versus N60.

Figura Nº23: Comparación muestreadores de ensayo SPT y LPT

16

Figura Nº24: Comparación entre ensayo SPT y LPT Las innovaciones al ensayo SPT constituyen un valor agregado, pero no resuelven los problemas intrínsecos del ensayo. 11 CONCLUSIONES De la revisión de los antecedentes sobre el ensayo SPT reportados en la literatura técnica, es posible concluir lo siguiente: • Desde antes que fuera estandarizado por la

ASTM (1967), se presentaron dudas respecto a la validez de los datos,

• Quizás el principal defecto que presenta el ensayo

es que no todos los equipos realizan los ensayos con la misma energía, aun cuando se cumple con lo establecido en la norma,

• A pesar de ser un ensayo relativamente sencillo

de ejecutar, es fundamental para la calidad final del ensayo que el sondaje que sirve de guía, sea de alta calidad, así como los operarios que lo ejecutan,

• Siempre se debe tener presente que el STP es un

ensayo de tipo destructivo y no-drenado, • La aplicación de factores de corrección y

normalización de los resultados de las pruebas de terreno, contribuyen a estandarizar los ensayos y hacerlos comparables con otros, pero no a disminuir los errores que pudieran haberse cometido durante la ejecución del mismo,

• Muchos de las correlaciones existentes fueron

obtenidas de bases de datos incompletas, al no incluir estas la energía con la cual se realizaron

los ensayos. Se recomienda emplear sólo aquellas correlaciones que explicitan la energía del ensayo,

• Los cambios que algunos investigadores han

incorporado al ensayo, como es el caso del ensayo SPT con medición de torque (SPT-T) y el “Gran Ensayo de Penetración” (LPT), constituyen a juicio del autor, innovaciones que entregan valor agregado al resultado del ensayo, pero no resuelven los problemas intrínsecos del mismo,

• A nivel mundial el ensayo SPT se encuentra

desarrollado a su máxima capacidad en cuanto a tecnología: existe el martillo automático que controla con precisión la caída de la masa, la energía que entrega el equipo puede ser perfectamente medida, se pueden controlar que la perforación del sondaje sea óptimo, etc. Sin embargo, en Chile sólo existen equipos cuya energía efectiva es sólo referencial y por ello hace falta un salto tecnológico: utilizar equipos modernos de SPT o bien, cambiarse al ensayo CPT,

• Si las empresas que prestan servicios en Chile,

privadas ó públicas, no son capaces de controlar al máximo las variables que afectan al ensayo los resultados que entregan constituyen sólo un índice y como lo dijo su creador, se tendría sólo “una gruesa idea de las condiciones del suelo”. Bajo esta condición es preferible ejecutar otro tipo de ensayo de mejor calidad,

• No se deben utilizar correlaciones para diseños de

ingeniería de detalle, si no existe un chequeo cruzado de los resultados, como puede ser la ejecución de ensayos de laboratorio u otro tipo de ensayo in-situ, es decir, siempre los resultados deben estar debidamente calibrados para las condiciones particulares del sitio en estudio.

12 REFERENCIAS Bard E., Nicolau R., Verdugo R., Anabalón M.,

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