Devicenci ensayos-in-situ

Caracterización Geotécnica y Geoambiental in situ
Control y Prospecciones IgeoTest, S.L.
C/Borrassà s/n – 17600 - Figueres – Girona – Spain
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ENSAYOS GEOTECNICOS IN SITU
SU EJECUCIÓN E INTERPRETACIÓN
Marcelo Devincenzi marcelo@igeotest.com
Norberto Frank norberto@igeotest.com
IGEOTEST,S.L., Figueres, Girona.
www.igeotest.com
Mayo 2004

Ensayos Geotécnicos – Su Ejecución e Interpretación M. Devincenzi y N. Frank
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TABLA DE CONTENIDO
1 INTRODUCCIÓN ......................................................................................................................................... 6
1.1 OBJETIVOS DE LOS EGIS ........................................................................................................................... 6
1.2 IN SITU VS. LABORATORIO ........................................................................................................................ 6
1.3 INTERPRETACIÓN Y APLICACIÓN DE LOS EGIS............................................................................................ 7
1.4 ELECCIÓN DEL MÉTODO............................................................................................................................ 8
2 ENSAYO SPT.............................................................................................................................................. 11
2.1 RESEÑA HISTÓRICA................................................................................................................................. 11
2.2 PRINCIPIO Y REALIZACIÓN DEL ENSAYOS ................................................................................................. 11
2.3 APLICABILIDAD DE LA PRUEBA ................................................................................................................ 12
2.4 FACTORES QUE AFECTAN EL RESULTADO ................................................................................................. 12
2.4.1 Preparación del Sondeo ................................................................................................................. 12
2.4.2 Longitud del Varillaje y Diámetro del Sondeo................................................................................ 12
2.4.3 Dispositivo de Golpeo: Energía Liberada....................................................................................... 13
2.4.4 Normalización por el Sistema de Hinca.......................................................................................... 14
2.5 CORRECCIONES DE NSPT ........................................................................................................................... 14
2.5.1 Corrección por nivel freático ......................................................................................................... 14
2.5.2 Normalización por la Presión de Confinamiento ............................................................................ 14
2.6 PARÁMETROS GEOTECNICOS: TERRENOS GRANULARES ............................................................................ 15
2.6.1 Densidad Relativa.......................................................................................................................... 15
2.6.1.1 DR% y la clasificación de Terzaghi y Peck.............................................................................. 15
2.6.1.2 DR% y Presión de Confinamiento........................................................................................... 16
2.6.1.3 DR%, Consideraciones Finales ............................................................................................... 17
2.6.1.4 DR%, Comentarios Sobre la Edad de los Depósitos................................................................. 17
2.6.2 Angulo de Rozamiento Interno ....................................................................................................... 17
2.6.2.1 Angulo de Rozamiento y DR%................................................................................................ 17
2.6.2.2 NSPT y Angulo de Rozamiento................................................................................................. 18
2.6.3 Deformabilidad.............................................................................................................................. 18
2.6.3.1 Módulo Confinado.................................................................................................................. 19
2.6.3.2 Módulo de Young ................................................................................................................... 19
2.6.3.3 Módulo de Corte Dinámico G0 ................................................................................................ 20
2.7 OTRAS CORRELACIONES EN SUELOS GRANULARES ................................................................................... 20
2.8 CIMENTACIONES SUPERFICIALES: TENSIÓN ADMISIBLE Y ASIENTOS.......................................................... 20
2.8.1 Método de Terzaghi y Peck, 1948................................................................................................... 20
2.8.2 Método de Meyerhof, 1956, 1965 ................................................................................................... 23
2.8.3 Método de Teng, 1962.................................................................................................................... 23
2.8.4 Método Peck y Bazaraa, 1969........................................................................................................ 23
2.8.5 Método Schultze y Sherif, 1973 ...................................................................................................... 23
2.8.6 Método Peck Hanson y Thornburn, 1974........................................................................................ 24
2.8.7 Método Burland et al., 1977........................................................................................................... 24
2.8.8 Método Bowles, 1977, 1982, 1996.................................................................................................. 24
2.8.9 Tensión Admisible y Asientos: Cometarios ..................................................................................... 26
2.9 RESISTENCIA A LA LICUEFACCIÓN DE UNA ARENA ..................................................................................... 26
2.9.1 Influencia del Contenido de Finos.................................................................................................. 26
2.9.2 Magnitud del Terremoto................................................................................................................. 27
2.10 SUELOS COHESIVOS ................................................................................................................................ 27
2.10.1 Resistencia a la Compresión Simple............................................................................................... 28
2.10.2 Parámetros de Deformabilidad....................................................................................................... 28
2.11 CORRELACIONES CON OTROS ENSAYOS IN SITU....................................................................................... 28
2.11.1 Correlaciones con el CPT .............................................................................................................. 28

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2.11.2 Correlaciones con el ensayo de Penetración Dinámica Borros y DPSH ......................................... 29
2.11.2.1 Suelos Granulares................................................................................................................... 29
2.11.2.2 Suelos Cohesivos .................................................................................................................... 29
2.12 BIBLIOGRAFÍA SPT ................................................................................................................................. 29
3 ENSAYO PRESIOMÉTRICO .................................................................................................................3–32
3.1 DEFINICIÓN ............................................................................................................................................ 32
3.2 INSTALACIÓN Y TIPOS DE PRESIÓMETROS................................................................................................. 32
3.3 APLICACIÓN DE LA CARGA....................................................................................................................... 34
3.4 LECTURA DE LAS DEFORMACIONES – SONDA PRESIOMÉTRICA................................................................... 34
3.5 CENTRALES DE CONTROL Y TOMA DE DATOS ........................................................................................... 36
3.6 CALIBRADO Y CORRECCIONES ................................................................................................................. 37
3.6.1 Corrección por Carga Hidráulica .................................................................................................. 37
3.6.2 Inercia de la Membrana................................................................................................................. 37
3.6.3 Compresión y Estiramiento de la Membrana - Calibrado............................................................... 38
3.7 METODOLOGÍA DEL ENSAYO ................................................................................................................... 39
3.7.1 Tensión Controlada........................................................................................................................ 39
3.7.2 Deformación Controlada................................................................................................................ 40
3.7.3 Metodología Mixta......................................................................................................................... 40
3.7.4 Otros Procedimientos..................................................................................................................... 40
3.7.5 Evolución y Finalización del Ensayo.............................................................................................. 40
3.8 LA CURVA PRESIOMÉTRICA ..................................................................................................................... 40
3.9 ANÁLISIS DEL ENSAYO PRESIOMÉTRICO ................................................................................................... 42
3.9.1 Expansión de una Cavidad Cilíndrica ............................................................................................ 42
3.9.2 Fase Elástica.................................................................................................................................. 43
3.9.2.1 Módulo de Corte G Definición General................................................................................... 43
3.9.2.2 Módulo de Corte Inicial Gi ..................................................................................................... 43
3.9.2.3 Modulos en Carga y Descarga Gur ........................................................................................... 44
3.9.2.4 Módulo de Deformación E ...................................................................................................... 44
3.9.3 Fase Plástica.................................................................................................................................. 44
3.9.4 Determinación de la Presión Límite ............................................................................................... 45
3.9.5 Determinación de Parámetros........................................................................................................ 45
3.9.6 Factores que Afectan la Interpretación Teórica.............................................................................. 46
3.10 CORRELACIONES EMPÍRICAS.................................................................................................................... 46
3.11 BIBLIOGRAFÍA PRESIOMETRÍA.................................................................................................................. 48
4 ENSAYO DE MOLINETE: FVT.............................................................................................................4–49
4.1 INTRODUCCIÓN....................................................................................................................................... 49
4.2 EJECUCION DEL ENSAYO................................................................................................................. 49
4.3 RESISTENCIA AL CORTE Y SENSITIVIDAD.................................................................................................. 50
4.3.1 Resistencia al Corte ....................................................................................................................... 50
4.3.2 Sensitividad.................................................................................................................................... 51
4.4 FACTORES QUE INFLUENCIAN LOS RESULTADOS........................................................................................ 51
4.4.1 Factores relacionados con la ejecución del ensayo ........................................................................ 51
4.4.2 Factores relacionados con el suelo y su historia tensional ............................................................. 51
4.4.3 Presiones Intersticiales .................................................................................................................. 52
4.5 BIBLIOGRAFÍA ENSAYO MOLINETE .......................................................................................................... 52
5 ENSAYO DE PENETRACIÓN ESTÁTICA (CPT) Y PIEZOCONO (CPTU) ......................................5–54
5.1 INTRODUCCIÓN....................................................................................................................................... 54
5.2 OBJETIVO Y APLICABILIDAD DEL ENSAYO ................................................................................................ 54
5.3 EQUIPOS................................................................................................................................................. 55
5.3.1 Conos............................................................................................................................................. 55
5.3.2 Características del filtro poroso y su ubicación en la punta ........................................................... 56
5.3.3 Sistema de Hinca: Penetrómetro .................................................................................................... 56
5.3.4 Equipo de Toma de Datos .............................................................................................................. 57
5.3.5 Calibrado de los equipos................................................................................................................ 57

Página 4
5.4 EJECUCION DEL ENSAYO ......................................................................................................................... 58
5.4.1 Comentarios Generales.................................................................................................................. 58
5.4.2 Saturación del Filtro Poroso y Punta ............................................................................................. 58
5.4.3 Disipación de Presiones y Ensayo de Disipación............................................................................ 58
5.5 FACTORES QUE AFECTAN LAS MEDIDAS Y PROCESADO DE DATOS ............................................................. 59
5.5.1 Efectos de la presión de poros sobre las áreas desiguales de la punta............................................ 59
5.5.2 Presión intersticial u - Influencia de la ubicación del filtro............................................................ 59
5.5.3 Otros factores que afectan las medidas .......................................................................................... 60
5.5.3.1 Velocidad de Penetración........................................................................................................ 60
5.5.3.2 Temperatura ........................................................................................................................... 60
5.6 PRESENTACION DE RESULTADOS.............................................................................................................. 60
5.7 ESTRATRIGRAFÍA .................................................................................................................................... 60
5.7.1 Perfil Estratigráfico ....................................................................................................................... 60
5.7.2 Clasificacion del Suelo................................................................................................................... 62
5.7.3 Sedimentología............................................................................................................................... 62
5.8 ANÁLISIS TEÓRICO DE LA PENETRACIÓN .................................................................................................. 64
5.9 INTERPRETACIÓN: SUELOS GRANULARES ................................................................................................. 64
5.9.1 Evaluación de la Densidad Relativa DR%...................................................................................... 64
5.9.2 Evaluación del Angulo de Rozamiento ........................................................................................... 65
5.9.3 Evaluación de los parámetros de deformabilidad........................................................................... 65
5.9.3.1 Módulo Confinado M.............................................................................................................. 66
5.9.3.2 Módulo de Young E................................................................................................................ 66
5.9.3.3 Módulo de deformación tangencial Gmax.................................................................................. 66
5.9.4 Historia Tensional: OCR................................................................................................................ 67
5.9.5 Resistencia a la Licuefacción de las arenas.................................................................................... 67
5.10 INTERPRETACIÓN: SUELOS COHESIVOS .................................................................................................... 68
5.10.1 Evaluación de la resistencia al corte no drenada (Su)..................................................................... 68
5.10.1.1 Uso de qc................................................................................................................................ 68
5.10.1.2 Uso de ∆U............................................................................................................................... 68
5.10.2 Evaluación de la Sensitividad......................................................................................................... 69
5.10.3 Evaluación de los parámetros de deformabilidad........................................................................... 69
5.10.3.1 Módulo confinado M............................................................................................................... 69
5.10.3.2 Módulo de Young no drenado Eu ............................................................................................ 70
5.10.4 Historia Tensional: OCR................................................................................................................ 70
5.10.5 Evaluación del coeficiente de consolidación ch.............................................................................. 71
5.11 EVALUACION DE OTROS PARÁMETROS ..................................................................................................... 73
5.11.1 Permeabilidad................................................................................................................................ 73
5.11.2 Densidad........................................................................................................................................ 73
5.11.3 Correlaciones con el ensayo SPT ................................................................................................... 73
5.12 BIBLIOGRAFÍA CPT Y CPTU ................................................................................................................... 74
6 ENSAYO DILATOMÉTRICO DE MARCHETTI: DMT......................................................................... 76
6.1 PROCEDIMIENTO Y EQUIPOS DEL ENSAYO DMT ....................................................................................... 76
6.2 NORMATIVAS..................................................................................................................................... 76
6.3 EQUIPOS .............................................................................................................................................. 76
6.3.1 Sistema de Empuje ......................................................................................................................... 76
6.3.2 Varillaje......................................................................................................................................... 77
6.3.3 Precisión de las Lecturas ............................................................................................................... 77
6.4 CALIBRADO DE LAS MEMBRANAS................................................................................................. 77
6.5 INTERPRETACION BÁSICA DEL ENSAYO DMT........................................................................................... 77
6.5.1 Parámetros DMT............................................................................................................................ 77
6.5.2 ID: Indice del Material o Tipo de Suelo .......................................................................................... 78
6.5.3 KD: Horizontal Stress Index............................................................................................................ 78
6.5.4 ED: Módulo DMT ........................................................................................................................... 78
6.6 INTERPRETACION DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS.................................................................................... 78
6.6.1 Tipo de Suelo y Peso Específico Relativo ....................................................................................... 79
6.6.2 Grado de Sobreconsolidación (OCR).............................................................................................. 79

Página 5
6.6.3 Coeficiente de empuje en reposo K0 ............................................................................................... 80
6.6.4 Parámetros Resistentes................................................................................................................... 80
6.6.4.1 cu (arcillas) ............................................................................................................................. 80
6.6.4.2 φ (arenas)................................................................................................................................ 81
6.6.5 Parámetros de Deformación........................................................................................................... 82
6.6.6 Interpretación, Resumen................................................................................................................. 82
6.7 EJEMPLOS............................................................................................................................................... 82
6.8 OTRAS APLICACIONES DE INTERÉS........................................................................................................... 86
6.8.1 Detección de Superficies de Rotura en Taludes de Arcillas OC...................................................... 86
6.8.2 Control de Tratamientos de Mejora del Terreno............................................................................. 87
6.8.3 Control de Compactación de Terraplenes....................................................................................... 87
6.9 BIBLIOGRAFÍA DMT ............................................................................................................................... 88

Ensayos Geotécnicos in situ: Introduccción M. Devincenzi y N. Frank
Página 6
1 INTRODUCCIÓN
Los ensayos geotécnicos in situ (EGIS) constituyen
una serie de técnicas variadas e independientes
con un objetivo común: la caracterización
mecánica de las capas que componen el subsuelo
a través de parámetros medidos en el propio
medio natural.
La diversidad de técnicas aplicadas es muy
grande y los parámetros medidos con cada una de
ellas, distintos.
El presente escrito se analizan los objetivos
fundamentales de los EGIS y se resumen los
fundamentos del ensayo de penetración estándar,
el conocido SPT, el ensayo de penetración estática
y piezocono (CPT y CPTU), el ensayo Vane-Test
(FVT), el ensayo presiométrico de Ménard (MPM)
y, finalmente, el ensayos dilatométrico de
Marchetti (DMT).
1.1 Objetivos de los EGIS
Básicamente, los cuatro propósitos fundamentales
de los EGIS son (Worth, 1984):
1. Caracterización o “diagnosis” del terreno.
2. Determinación de propiedades específicas del
suelo.
3. Control de obras.
4. Comprobación de hipótesis de cálculo y
análisis retrospectivo.
Estos conceptos se resumen ligeramente
ampliados en la Tabla 1-1.
Tabla 1-1: Objetivos de los EGIS (Jiménez Salas, 1987)
En los dos últimos decenios los EGIS han
manifestado un fuerte desarrollo como
consecuencia de los avances en electrónica,
informática y comunicaciones. Paralelamente, se
han actualizado y redactado nuevos estándares
que normalizaron los procedimientos de ejecución,
equipos y métodos de análisis. Numerosas
Conferencias y Simposios sobre este tema desde
los años 70s han tenido también una fuerte
influencia en estos desarrollos.
1.2 In Situ vs. Laboratorio
En el pasado, los cálculos de estabilidad o
predicciones de asientos se realizaban a partir de
parámetros geotécnicos obtenidos mediante
ensayos de laboratorio realizados sobre muestras
supuestamente inalteradas del terreno.
Sin embargo, las fórmulas teóricas clásicas que
utilizan estos parámetros mecánicos conducen en
muchas ocasiones a resultados en perfecta
contradicción con la experiencia. Por ejemplo, los
asientos reales de una cimentación generalmente
son sólo una fracción de los calculados a partir de
ensayos edométricos. El tiempo de consolidación
de suelos blandos bajo la carga de un terraplén
suele ser bastante menor que el estimado a partir
del coeficiente de consolidación determinado
también en el edómetro. Incluso, muchas veces, la
consolidación suele ser sorprendentemente más
rápida que la prevista.
Evidentemente, en el laboratorio es donde se
pueden estudiar las propiedades de los suelos en
condiciones estrictamente controladas. No
obstante, el punto de partida es siempre el mismo:
la Muestra Inalterada.
Si bien se han realizado progresos en los
métodos de toma de muestras intactas, siempre
resulta ser una operación algo brutal que altera
más o menos las propiedades originales del suelo.
El posterior traslado y almacenamiento pueden
aumentar aún más esta perturbación.La toma de
muestras inalteradas, por otro lado, sólo es
posible en suelos dotados de cierta cohesión.
Otros inconvenientes de las muestras son la
modesta representatividad de la masa total del
suelo y el hecho de que los ensayos suelen ser
lentos y costosos por lo que a su vez se trata de
limitar su número.
Caracterización del
Terreno
Parámetros de Cálculo
Para el Proyecto
Modelización
Durante la ConstrucciónComportamiento del
Terreno Durante la Explotación
Sobre el Terreno
Control y Comprobación
Sobre las Estructuras

Página 7
Además, no debe olvidarse que los ensayos de
laboratorio plantean igualmente objeciones de
naturaleza teórica en lo que concierne a su
interpretación y a la aplicación que puede hacerse
de sus resultados.
Los EGIS, que no están exentos de crítica,
permiten solicitar al suelo en su medio natural y
en parte evitan la alteración inherente a las
muestras. Por otra parte presentan otras valiosas
ventajas: son rápidos, relativamente económicos y
proporcionan una abundante cantidad de datos
Se puede así apreciar la heterogeneidad del
subsuelo y someter los resultados experimentales
a un análisis estadístico de los parámetros
mecánicos y no adoptar sistemáticamente los
valores más débiles, como se tiene tendencia a
hacer con los ensayos de laboratorio.Los EGIS no
sustituyen a los sondeos, caros y lentos, pero si
permiten reducir su número significativamente.
De esta forma, a partir de la década de los 70,
la tendencia, al menos para problemas de
cimentación, se orientó claramente hacia los
ensayos in situ en detrimento del laboratorio.
En la última década, sin embargo, se ha
producido una situación de mayor equilibrio. Se
tiene una mayor comprensión de los mecanismos
que alteran las muestras, se han introducido
nuevas técnicas de muestreo, existen nuevos
procedimientos para la instalación de las muestras
en los aparatos de ensayo y han mejorado
sensiblemente las técnicas de laboratorio.
Existe además una interesante sinergia entre
los ensayos in situ y los de laboratorio. Los
conocimientos aportados por la nueva generación
de ensayos de laboratorio permiten interpretar de
una forma más completa los ensayos in situ y, por
otra parte, los ensayos in situ se utilizan en la
evaluación de la calidad de las muestras, como por
ejemplo las medidas sísmicas de módulos de corte
(Gens y Romero, 2000).
Puede decirse que la Mecánica del Suelo en la
forma en la que hoy la conocemos, se sostiene
sobre dos pilares que son el laboratorio y los
ensayos in situ.
1.3 Interpretación y Aplicación de los EGIS
La interpretación teórica de los datos obtenidos
de un ensayo in situ dista de ser fácil. Diversos
factores contribuyen a ello y éstos caen dentro de
dos categorías distintas (Worth, 1984): aquellos
debidos al comportamiento del suelo y aquellos
debidos al tipo de ensayo que se realiza.
Resistencia, rigidez y estado tensional in situ son
los responsables de la respuesta de un ensayo y
los métodos avanzados de interpretación deben
tener en cuenta esta interacción ya que los
factores utilizados para derivar un parámetro
pueden a su vez depender del valor de otro.
La interpretación de los EGIS para obtener los
parámetros geotécnicos se puede dividir en tres
grandes grupos (Jamiolkowski et al., 1988):
1. Ensayos en los cuales los elementos del suelo
siguen trayectorias de tensiones muy
parecidas a las reales. Por ejemplo,
presiómetro autoperforante o pruebas
sísmicas. Los parámetros geotécnicos se
pueden calcular con soluciones teóricas fijando
modelos apropiados para las condiciones de
drenaje y para las relaciones esfuerzo-
deformación.
siguen trayectorias de tensiones diferentes a
las reales del terreno. Con apropiadas
hipótesis de las condiciones de drenaje y las
relaciones esfuerzo-deformación, las
soluciones teóricas permiten la determinación
de algunas características del suelo. Por
ejemplo, ensayos de carga con placa y
ensayos de penetración estática y piezoconos.
siguen trayectorias de tensiones diferentes a
las reales. Con modelos adecuados sobre las
condiciones del entorno, los resultados de los
ensayos se pueden correlacionar
empíricamente con propiedades específicas del
terreno. Por ejemplo, ensayos SPT,
penetrómetros dinámicos y estáticos.
Existen dos caminos básicos para la aplicación
de los resultados de los ensayos geotécnicos in
situ, enfoques que históricamente están
relacionados con el desarrollo que han tenido
éstos en diferentes países.
En el pasado, los parámetros de diseño básicos
(de resistencia y de deformación) se obtenían
exclusivamente a partir de ensayos de laboratorio,
preferiblemente ensayos triaxiales, efectuados
sobre muestras inalteradas. A medida que se
fueron desarrollando los ensayos geotécnicos in
situ, investigadores de muchos países han
realizado esfuerzos para obtener con éstos los
mismos parámetros que se obtienen con el ensayo
triaxial (veáse por ejemplo Wroth, 1984;

Página 8
Jamiolkowski, 1988, etc.). Esta forma de trabajar
con los resultados de los ensayos in situ es la que
se denomina método indirecto. En
contrapartida, los métodos directos contemplan
la utilización de los resultados de los ensayos in
situ para el diseño sin la determinación
previa de los parámetros geotécnicos
tradicionales. Un ejemplo clásico lo constituye el
presiómetro, desarrollado en Francia por Ménard a
mediados de la década de los 50s. A partir de los
resultados obtenidos con el ensayo (el módulo
presiométrico, la presión de fluencia y la presión
límite del suelo) se pueden realizar directamente
cálculos para el diseño, tales como capacidad
portante de cimentaciones, asientos, etc. Es cierto,
por otro lado, que para este ensayo
posteriormente se han desarrollado estudios
teóricos y correlaciones con los parámetros
clásicos.
El método de cálculo de asientos para suelos
granulares de Schmertmann (1978) constituye otro
de los numerosos ejemplos de aplicaciones
directas de los EGIS.
1.4 Elección del Método
La elección de un determinado EGIS o una
combinación de ellos dependerá del tipo de
problema a resolver y del tipo de terreno a
investigar.
En la Tabla 1-3 se resumen los principales EGIS
y su aplicabilidad en diferentes tipos de terreno.
En la Tabla 1-2 se presenta además un análisis
comparativo entre los distintos tipos de ensayos
de penetración, dinámicos y estáticos.
1
Existen actualmente dispositivos para obtener
muestras de pequeñas dimensiones realizando una
penetración adyacente al ensayo.
SPT
BORROS
DPSH
CPT
mecánico
CPT
eléctrico
Tipo de Suelo La mayoría La mayoría Gravas no Gravas no
Continuidad / perfiles No
Si, datos cada
20 cm
Si, datos cada
10 o 20 cm
Si, datos cada 1
cm
Toma de muestra Si No No No1
Repetitividad Buena Buena Muy Buena Excelente
Sensibilidad a cambios en el perfil
estratigráfico
Regular/Buena Buena
Buena/Muy
Buena
Excelente
Correlaciones empíricas para
determinar propiedades del suelo
Si Si Si Si
Interpretaciones teóricas para
determinar propiedades del suelo
No No Si Si
Posibilidad de otros captores o
sensores
No No No Si
Tabla 1-2: Comparación de las ventajas y limitaciones entre distintos tipos de penetrómetros

APLICABILIDAD: A = alta, B = media, C = baja, -= ninguna
*φ’ = dependerá del tipo de suelo; 1 = sólo cuando exista sensor de u; 2 = sólo cuando exista sensor de desplazamiento
u: presión hidrostática in situ
φ’: ángulo de rozamiento interno efectivo
su: resistencia al corte sin drenar
DR%: densidad relativa
mv: módulo confinado
cv: coeficiente de consolidación
k: coeficiente de permeabilidad
G0: módulo de corte para bajos esfuerzos
OCR: razón de preconsolidación
σ-ε: relación tensión-deformación
Parámetros del Suelo Tipo de Terreno
Grupo Tipo
TipoSuelo
Estratigrafía
u
*φ’
su
DR%
mv
cv
k
G0
σh
OCR
σ-ε
Rocadura
Rocablanda
Grava
Arena
Limo
Arcilla
Orgánicos
Dinámico C B - C C C - - - C - C - - C B A B B B
SPT A B - C C B - - - C - C - - C B A A A A
CPT mecánico B AB - C C B C - - C C C - - C C A A A A
CPT eléctrico B A - C B AB C - - B BC B - - C C A A A A
CPTU A A A B B AB B AB B B BC B C - C - A A A A
CPT/CPTU sísmico A A A B AB AB B AB B A B B B - C - A A A A
Punta resistividad B B - B C A C - - - - - - - C - A A A A
PenetrómetroS
Dilatómetro Plano
(DMT)
B A C B B C B - - B B B C C C - A A A A
Con sondeo previo
(PBP)
B B - C B C B C - B C C C A A B B B A B
Autoperforante (SBP) B B A1
B B B B A1
B A2
AB B AB - B - B B A B
Presiómetros
Hinca (FDP) B B - C B C C C - A2
C C C - C - B B A A
Vane-Test (FVT) B C - - A - - - - - - BC B - - - - - A B
Placa de Carga C - - C B B B C C A C B B B A B B A A A
Placa helicoidal (screw
plate)
C C - C B B B C C A C B - - - - A A A A
Permeabilidad en
sondeos
C - A - - - - B A - - - - A A A A A A B
Fracturación hidráulica - - B - - - - C C - B - - B B - - C A C
Otros
Cross hole/Down
hole/Sismica
C C - - - - - - - A - B - A A A A A A A
Tabla 1-3: Principales ensayos geotécnicos in situ y su aplicabilidad. Adaptada de Lunne et al., 1997

Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT M. Devincenzi y N. Frank
Página 11
Varillaje
Sufridera
Maza
Sondeo
i
H=76,2 cm
Cuchara SPT
Guía
2 ENSAYO SPT
2.1 Reseña Histórica
El Ensayo de Penetración Estándar (SPT, del
inglés, standard penetration test) nació en el año
1927 en América del Norte y se puede decir que es
el decano de los ensayos in situ tal cual hoy son
concebidos. Fue desarrollado por un sondista de la
Raymond Concrete Pile Co., quien propuso a
Terzaghi contabilizar el número de golpes
necesarios para hincar 1 pie (≈30 cm) el
tomamuestras que solía utilizar para obtener
muestras en terrenos sin cohesión (arenas).
Después de acumular un gran número de
ensayos, Terzaghi y Peck (1948) publicaron los
resultados en su clásico libro Mecánica de Suelos
en la Ingeniería Práctica.
Hoy día es uno de los ensayos más extendido
en todo el mundo y sobre el que se han publicado
numerosísimos artículos.
2.2 Principio y Realización del Ensayos
De forma resumida, la realización del ensayo es la
siguiente (Figura 2-1):
1. Se ejecuta un taladro hasta la cota deseada y
en el fondo del mismo se introduce un
tomamuestras de dimensiones estándar que
consta de tres elementos: zapata, tubo
bipartido y cabeza de acoplamiento con el
varillaje.
2. Se hinca el tomamuestras o cuchara SPT en el
terreno 60 cm, contando en número de golpes
necesarios para hincar tramos de 15
centímetros. La hinca se realiza mediante una
maza de 63,5 kg (140 libras) que cae desde
una altura de 76,2 cm (30 pulgadas) en una
cabeza de golpeo o yunque, lo que
corresponde a un trabajo teórico de 0,5 kJ por
golpe.
La lectura del golpeo del primer y último tramo
no se tienen en cuenta, por posible alteración del
suelo o derrumbes de las paredes del sondeo en el
primer caso y por posible compactación en el
segundo. Los valores de golpeo de los tramos
centrales de 15 cm sumados conducen al
parámetro N30SPT o NSPT, denominado también
resistencia a la penetración estándar.
Cuando el terreno es muy resistente se detiene
la prueba por rechazo, anotando la penetración
realizada y el número de golpes correspondiente.
La prueba se puede dar por finalizada cuando
(norma ASTM D1586-84):
Cuando se aplican 50 golpes para un tramo de
15 cm.
Cuando se aplican 100 golpes en total.
Cuando no se observa penetración alguna para
10 golpes. En estos casos resulta prudente
insistir en el golpeo pues bien podría tratarse
de un bolo o grava gruesa
El toma muestras permite además recoger una
muestra alterada del suelo que posibilita su
identificación. Normalmente esta muestra se
introduce en un recipiente o bolsa en los que se
indican en una etiqueta, además de los datos de la
obra, sondeo, profundidad, fecha, etc., los valores
de golpeo obtenidos, por ejemplo:
5 / 7 / 6 / 8
12 / 13 / 21 / R: 50/5 cm
Figura 2-1: esquema de realización del ensayo SPT

Página 12
El valor del parámetro NSPT será 7+6 = 13 en el
primer caso y 13+21 = 34 en el segundo.
Asimismo, para este segundo ejemplo se ha
llegado al rechazo (50 golpes habiendo penetrado
sólo 5 centímetros.
En la Figura 2 se presenta un esquema de la
cuchara SPT. En suelos con gravas suele
sustituirse la zapata por una puntaza cónica
maciza de 60º, denominada puntaza ciega.
2.3 Aplicabilidad de la Prueba
El ensayo SPT es por naturaleza simple y puede
ser intercalado con facilidad en cualquier sondeo
de reconocimiento. Puede ejecutarse en casi
cualquier tipo de suelo, incluso en rocas blandas o
meteorizadas.
Los resultados de la prueba, difundida
ampliamente en todo el mundo, se correlacionan
empíricamente con las propiedades específicas in
situ del terreno. Existe una abundante bibliografía
a este respecto.
La gran mayoría de datos y correlaciones
corresponden a terrenos arenosos. La presencia de
gravas complica la interpretación, cuando no
impide su realización.
En resumen, el ensayo resulta apropiado para
terrenos en los que predomina la fracción arena,
con reserva tanto mayor cuanto mayor es la
proporción de la fracción limo-arcilla o de fracción
grava.
2.4 Factores que Afectan el Resultado
Los principales factores intrínsecos del sistema que
afectan el valor NSPT son:
Preparación y calidad del sondeo.
Longitud del Varillaje.
Diámetro del sondeo.
Pandeo del varillaje.
Dispositivo de golpeo.
2.4.1 Preparación del Sondeo
Una cuidadosa preparación del sondeo es
fundamental para garantizar la representatividad
del ensayo.
El fondo del taladro debe estar limpio de
desprendimientos de zonas superiores.
El sondeo debe realizarse de forma tal que sus
paredes se mantengan estables para lo cual en
muchas ocasiones es necesario entubarlo
utilizando tubería de revestimiento o agregando
lodos bentoníticos al fluido de perforación. La
tubería de revestimiento debe mantenerse siempre
por encima del nivel de inicio del ensayo.
Al trabajar por debajo del nivel freático, debe
mantenerse una columna de agua dentro de la
tubería de revestimiento a fin de evitar
sifonamientos ya que de lo contrario, el ensayo no
se realizaría en el suelo en su estado natural.
2.4.2 Longitud del Varillaje y Diámetro del
Sondeo
La longitud del varillaje incide en el hecho de que
el peso del elemento percutido aumenta con la
profundidad al añadir varillaje suplementario.
La relación Masa Percutiente / Masa Percutida
disminuye con la profundidad del ensayo, lo que
en un suelo homogéneo debería traducirse en un
aumento de parámetro NSPT. La relación de masas
es, no obstante, una fuente de un error poco
Figura 2-2: Tomamuestras o cuchara SPT. UNE 103-800-92 - ASTM D 1586/84

Página 13
importante (Cassan, 1982). Se puede evitar este
efecto utilizando una corredera de golpeo
dispuesta justo por encima del tomamuestras (en
el fondo del taladro), dispositivo raramente
utilizado en la práctica cotidiana.
Uto y Fujuki (1981) recomiendan la siguiente
corrección de los valores NSPT cuando se ensaya a
más de 20 metros de profundidad:
l)0,003-(1,06N'-=N ⋅ (2-1)
donde N' es el valor obtenido de NSPT y ‘l’ la
longitud del varillaje en metros.
Skempton (1986, Tabla 2-1 y Tabla 2-2)
propone factores de corrección al valor NSPT
medido de acuerdo a la profundidad del ensayo y
el diámetro del sondeo:
Estas correcciones se refieren principalmente a
suelos granulares. En suelos cohesivos la
influencia del diámetro del sondeo es despreciable.
Longitud del Varillaje Factor de Corrección
> 10 m 1,00
6 a 10 m 0,95
4 a 6 m 0,85
3 a 4 m 0,75
Tabla 2-1: Corrección de N por la longitud del varillaje
Diámetro del Sondeo Factor de Corrección
65- 115 mm 1,00
150 mm 1,05
200 mm 1,15
Tabla 2-2: Corrección de N por el diámetro del sondeo
2.4.3 Dispositivo de Golpeo: Energía Liberada
Existen distintos tipos de dispositivos de golpeo
que se ilustran en la Figura 2-3. El tercero de ellos
(donut hammer) es el de uso más frecuente en
España. La forma en que es movilizada la maza de
golpeo afecta de forma rotunda el rendimiento de
la energía liberada en el golpe. Existen dos
dispositivos básicos:
Manual, con cuerdas y poleas (Figura 2-4)
Desenganche automático de la maza. En la
Figura 2-5 pueden apreciarse dos tipos de
martillos automáticos mecánicos. Existen
otros, como por ejemplo mediante sensores
de cercanía electromagnéticos, etc.
Las normativas actuales sólo contemplan los
dispositivos automáticos. Sólo éstos garantizan la
repetitividad del golpeo y la altura de caída de la
maza. En el sistema antiguo, manual, la velocidad
de impacto está muy influenciada por el número
de vueltas de la cuerda en las poleas, el estado de
la cuerda, su longitud, su grado de humedad y la
pericia (y cansancio!) del operador.
Figura 2-3: Distintos dispositivos de golpeo. Riggs, 1986
Figura 2-4: Mecanismo manual, Cestari (1990)
Figura 2-5: Mecanismos automáticos mecánicos

Página 14
Figura 2-6: Influencia del número de vueltas en la polea (Kovacs,
et al., 1978; Kovac, 1979 en Cestari, 1990
Se ha demostrado (Kovaks et al., 1978, 1979,
1981, 1982) que operando con 2 o con 3 vueltas
de cuerda en el cabestrante, la eficiencia del
sistema (ERi) pasa del 70% al 60%, terminando
en el orden del 40% (Figura 2-6). Schmertman
(1978, 1979) indicaba también que la energía del
impacto suele oscilar tanto como del 30% al 80%
de la teórica.
Hoy día resulta posible medir mediante
sensores la energía liberada en el momento del
impacto. No debe olvidarse, no obstante, que las
numerosísimas correlaciones empíricas con
parámetros geomecánicos, están realizadas en
base a los ensayos realizados manualmente con
una cuerda y un cabestrante.
2.4.4 Normalización por el Sistema de Hinca
Los factores de variabilidad dependientes de los
distintos sistemas de hinca, se pueden tente en
cuenta:
1. Siguiendo el procedimiento de referencia
publicados en el ISSMFE 1988 que define
exactamente las características geométricas de
todo el sistema (maza, yunque, varillaje,
tomamuestras). Especificaciones recogidas en
casi todas las normativas modernas. Con este
dispositivo se obtiene un valor medio del
rendimiento próximo o ligeramente superior al
60% de los 474 J teóricos.
2. Midiendo el rendimiento del sistema mediante
los dispositivos oportunos, se determina el
valor de N referido a un rendimiento de
referencia del 60% (N60):
N'
476J*0.6
E
=N r
60% ∗ (2-2)
2.5 Correcciones de Nspt
Existen otros factores, independientes del propio
sistema, que influencian el valor de NSPT que serán
tratados a continuación
2.5.1 Corrección por nivel freático
En arenas gruesas o con gravas, la saturación del
terreno no afecta los resultados; en arenas finas y
limos bajo el nivel freático, Terzaghi y Peck
recomiendan corregir el valor obtenido, si N>15,
por la relación:
2
15N'-
+15=N (2-3)
que traduce el debilitamiento de la resistencia al
corte bajo el efecto de las presiones intersticiales
en exceso que se generan en el momento del
golpeo.
2.5.2 Normalización por la Presión de
Confinamiento
El valor de N está influenciado por las sobrecargas
debidas al peso de las tierras (Gibbs y Holtz,
1957) y se puede normalizar refiriéndolo a un
valor unitario de la presión vertical efectiva σ‘v0 =
1 kp/cm2
a fin de comparar ensayos realizados a
diferentes profundidades:
60N601 NC=)(N ∗ (2-4)
donde CN es el coeficiente de corrección, función
de σ‘v0.
Se han propuesto diferentes expresiones de CN,
básicamente similares entre si. Liao y Whitman
(1986a) resumen los datos publicados hasta esa
fecha y analizan cada una de ellas. Los autores
diferencian dos grupos: factores consistentes y
factores inconsistentes, recomendando la
utilización de los primeros, a la vez que
proponenuna expresión más simple de CN (ver
también Figura 2-7):

Página 15
n'
v0
N
1
=C
σ
(2-5)
donde n = 0,5. Jamiolkowski et al. (1985)
propusieron un valor de n = 0,56.
Figura 2-7: factor de corrección CN (Liao y Whitman, 1985)
Skempton (1986, Tabla 2-3), a su vez, propone
diversas expresiones de CN según el tamaño de las
partículas (σvo’ en tsf).
De esta forma, teniendo en cuenta la
normalización con respecto a la presión vertical
efectiva y el rendimiento del sistema de hinca
tratado en el epígrafe anterior, el valor
normalizado se puede expresar como:
'
0
imim
N60
60
NER
N
60
ER
C=N1
vσ
≈ (2-6)
2.6 Parámetros Geotecnicos: Terrenos
Granulares
Existen numerosas correlaciones empíricas con
diversos parámetros geotécnicos. Debe entenderse
claramente que estas relaciones son aproximadas
y su uso resulta tanto más adecuado cuanto
mayor sea la experiencia de quien las utiliza.
)+,0
2,0
'
01( vσ
Arenas finas y medias,
sueltas
)+,0
3,0
'
02( vσ
Arenas gruesas, densas
)+,70(
1,7
'
0vσ
Arenas finas
sobreconsolidadas
Tabla 2-3: Expresiones de CN según el tipo de suelo
2.6.1 Densidad Relativa
Terzaghi y Peck (1948) publicaron la primera
correlación entre NSPT y la Densidad Relativa
(DR%), válidas para arenas cuarzosas (Figura
2-8).
Se define la DR% como:
100*
e-e
e-e
=%
minmax
0max
DR (2-7)
o bien como:
-
-
*=
minmax
minmax
γγ
γγ
γ
γ ap
ap
DR (2-8)
donde e es el índice de huecos y γap es la densidad
aparente.
2.6.1.1 DR% y la clasificación de Terzaghi
y Peck
En base a los valores de la DR%, Terzaghi y Peck
establecieron lo que hoy es un clásico sistema de
clasificación de las arenas. Este sistema,
modificado por Skempton en 1986 para tener en
cuenta las normalizaciones del valor de N (N160)
se presenta en la Tabla 2-4.

Página 16
Figura 2-8: Relación entre N y DR%. Terzaghi y Peck, 1948
N160 DR% Compacidad
0 - 3 0 - 15 Muy Suelta
3 - 8 15 - 35 Suelta
8 - 25 35 - 65
Medianamente
densa
25 - 42 65 - 85 Densa
42 - 58 85 - 100 Muy densa
Tabla 2-4: Clasificación de Terzaghi y Peck (1948) modificada
por Skempton (1986)
Figura 2-9: Ábacos de Gibbs y Holtz, 1957 comparado con el de
Terzaghi y Peck de 1948. Elaboración de Coffman (1960)
2.6.1.2 DR% y Presión de Confinamiento
Con posterioridad a los trabajos de Terzaghi y
Peck, Gibbs y Holtz (1957), demostraron que el
valor de N no depende solo de la DR%, sino
también de la presión de confinamiento. En la
Figura 2-9 se presenta una didáctica construcción
gráfica de Coffman (1960) en la que se presenta el
ábaco de Gibbs y Holtz comparado con el trabajo
de Terzaghi y Peck de la Figura 2-8.
Para la aplicación de este ábaco debe tenerse
presente la compresibilidad de una arena. Un
aumento de mica o carbonato, por ejemplo, hace
que una arena sea más compresible. Por lo tanto
al aplicar el ábaco de Gibbs y Holtz en estos casos,
debe tenerse presente (Cestari, 1990):
para valores DR < 70% los valores obtenidos
del ábaco resultan superiores a los reales.
para valores bajos de tensión efectiva vertical
(< 5 kPa), la DR% que se obtiene resulta
demasiado alta.
no resulta apropiada para golpeos N<10.
Meyerhof (1957) ajustó el ábaco de Gibbs y
Holtz mediante la expresión:
16+23
N
= '
v0σ
DR (2-9)
donde la tensión efectiva vertical está expresada
en kp/cm2
.
Giuliani y Nicoll (1982) efectuaron detallados
análisis estadísticos de diversos métodos. Para los
mencionados ábacos de Gibbs y Holtz
propusieron:
6,05,1
100
222,0
−





⋅=
F
NDR
(2-10)
donde F es:
1468,10065,0 '
0
2'
0 +⋅+⋅= vvF σσ (2-11)
y la tensión efectiva vertical está expresada en
t/m2
.
Para el trabajo de Bazaraa (1967), estos
mismos autores propusieron:

Página 17
'
v0b+a
N
0,2236=
100 σ
DR
(2-12)
siendo,
σv0 a b
< 15 t/m2
1,00 0,20
> 15 t/m2
3,25 0,05
A su vez Giuliani y Nicoll (op. cit) propusieron:
606,0'
0639,0188,4100 v
NDR
σ⋅+
= (2-13)
también en t/m2
.
Según estos autores esta relación se ajusta
mejor que los ábacos de Gibbs y Holtz para alto
confinamiento (σv0’ > 20 t/m2
) y para bajos
golpeos y que las curvas de Bazaraa para bajos
valores de σv0’.
Existen, además de los expuestos, numerosos
trabajos más sobre la cuantificación de la DR%.
Muchos de ellos intentan explicar las desviaciones
de los diferentes métodos. Errores de hasta el
20% fueron indicados por Távenas et al. (1973).
Las mayores divergencias se observan para
valores elevados de DR (Marcuson, 1977).
La técnica del ensayo, así como la
granulometría, composición y angulosidad de las
partículas son factores que juegan un papel
importante en esta correlación. Algunas de las
correlaciones publicadas intentan tener en cuenta
estos factores, teniendo en cuenta por ejemplo el
Indice de uniformidad (Marcuson et al., 1977), etc.
2.6.1.3 DR%, Consideraciones Finales
Skempton (1986), resumiendo la información
disponible hasta ese momento, comprueba que las
correlaciones originales de Terzaghi y Peck son
perfectamente válidas si se utilizan los valores
normalizados N160. Según este autor, esta relación
puede expresarse como:
'
v02
60
b+a=
DR
1
σ
N
(2-14)
en kp/cm2
. Obsérvese que esta expresión es
análoga a las de Meyerhof y Bazaraa.
Los parámetros a y b pueden ser considerados
constantes en el entorno (Cestari, 1990) 0,85 >
DR > 0,35 y 2,5 > σvo’ > 0,5 kp/cm2
.
El grado de sobreconsolidación del depósito
influye en la ecuación anterior incrementando el
valor del coeficiente b.
2.6.1.4 DR%, Comentarios Sobre la Edad
de los Depósitos
A mayor edad de un depósito mayor será su
consolidación y mayor será la resistencia a la
penetración que se obtendrá. Skempton (1986) ha
intentado cuantificar el efecto de la edad de un
depósito de la forma indicada en la Tabla 2-5.
Edad (años) 2
601
DR
N
Ensayos de
Laboratorio
10-2
35
Depósitos Recientes 10 40
Depósitos Naturales 102
55
Tabla 2-5: Influencia de la edad de los depósitos. Sekempton,
1986
2.6.2 Angulo de Rozamiento Interno
Los datos que se obtienen del ensayo SPT
permiten estimar el ángulo de rozamiento interno
φ de los materiales granulares, bien
indirectamente, deducido de los valores estimado
de la DR. bien directamente a partir del valor NSPT
(tendencia actual). Algunas de estas relaciones se
indican a continuación.
2.6.2.1 Angulo de Rozamiento y DR%
En la Figura 2-10 se presentan conjuntamente los
ábacos empíricos propuestos por Meyerhof (1956)
y Peck et al. (1974).

Página 18
Figura 2-10: : Estimación de . Meyerhof (1956) y Peck et al.
(1974). Gráfica de Tornaghi, 1981
Las expresiones de Meyerhof se indican en la
Tabla 2-6:
> 5% arena fina y limo φ = 25 + 0,15 DR%
< 5% arena fina y limo φ = 30 + 0,15 DR%
Tabla 2-6: DR y φ (Meyerhof, 1956)
Burmister (1948) propuso correlaciones entre
DR y φ’ en función de la granulometría del suelo.
Las expresiones de este autor ser presentan en la
Tabla 2-7.
Gravilla uniforme φ’ = 38,0 + 0,08 DR
Arena gruesa φ’ = 34,5 + 0,100 DR
Arena media φ’ = 31,5 + 0,115 DR
Arena fina φ’ = 28,0 + 0,140 DR
Tabla 2-7: Relaciones entre DR y φ’ según Burmister (1948)
Mediante métodos estadísticos Giuliani y Nicoll
propusieron (1982):
0,866
DR0,361+0,575=)(φtg (2-15)
relación no válida para arenas finas limosas
saturadas con bajos valores de N.
2.6.2.2 NSPT y Angulo de Rozamiento
Las correlaciones directas entre el valor NSPT y el
ángulo de rozamiento evitan las aproximaciones
de una doble correlación y por eso numerosos
autores las han preferido.
Existen otras numerosísimas propuestas para
estimar φ. Las dispersiones entre las distintas
propuestas pueden ser notables. De entre ellas
mencionaremos la de Muromachi (1974):
N*3,5+20=φ (2-16)
En la Figura 2-11 se presenta la correlación de
φ’ de De Mello (1971). Para valores bajos de σv0
(<10 kPa), φ’ resulta sobrevalorado; también para
valores de φ’ > 38º (Cestari, 1990).
Figura 2-11: Estimación de φ’ en función de NSPT y tensión
efectiva vertical (De Mello, 1971)
2.6.3 Deformabilidad
En los terrenos granulares, la determinación de los
parámetros de deformación representa un
problema complejo en el que intervienen
numerosas variables tales como la granulometría,
composición mineralógica, estructura,
cementación, historia tensional del depósito, etc.

Página 19
Existen numerosas (más propiamente,
numerosísimas) correlaciones entre el valor de
NSPT que permiten deducir reglas empíricas o
semiempíricas a partir de las cuales se puede
estimar los módulos de deformabilidad.
En general se utiliza el módulo confinado
(edométrico), aunque muchas veces esto no
queda claro en la literatura ya que muchos autores
hacer referencia simplemente a un módulo de
deformabilidad. Algunos autores denominan
módulo de Young a lo que otros habían
especificado como confinado, etc.
Asimismo, se debería distinguir en base a que
ensayos se establecen las correlaciones:
Ensayos de carga con placa en superficie
Ensayos de carga en profundidad (screw plate)
Ensayos presiométricos
Dilatómetro plano de Marchetti
Ensayos edométricos en laboratorio
Observaciones de estructuras reales (back
analysis)
Es decir, se debe distinguir entre campos de
esfuerzos isótropos o desviatorios. Por otro lado,
el módulo determinado in situ no es un módulo de
elasticidad en sentido estricto, que representa un
comportamiento reversible del terreno, sino que se
trata de un parámetro constitutivo, que indica de
forma sintética una relación tensión-deformación
de la situación particular ensayada y difícilmente
extrapolable a otras situaciones.
Se sugiere una precaución a la hora de utilizar
una correlación u otra. Evidentemente
correlaciones de tipo local son preferibles.
2.6.3.1 Módulo Confinado
Mitchell y Gardner (1975) resumen una serie de
trabajos publicados hasta esa fecha, detallando el
tipo de suelo y la base de cada método. Estas
correlaciones con el Módulo Confinado se
presentan el la Figura 2-12. Se observa la enorme
dispersión de los valores y es evidente la
necesidad de estudios referenciados. De estas
correlaciones, sólo la de Schultze y Meltzer (1965)
tienen en cuenta la presión de confinamiento.
Natarajan y Tolia (1977) efectúan también una
revisión de publicaciones, concluyendo que la DR y
σv0 deben también tomarse en consideración.
Figura 2-12: Relación entre el Módulo Confinado y el valor de
NSPT (Mitchell y Gardner., 1975)
Las relaciones entre NSPT y Es, pueden
expresarse de forma general mediante la relación
lineal empírica:
2spt1 S+NS=sE (2-17)
Algunos valores de estas constantes se
presentan en la Tabla 2-8 (Denver, 1982).
Los valores de D'Appolonia son considerados
demasiado conservadores. En este mismo trabajo,
Denver (op cit.) propone la relación:
(MPa)N7=E (2-18)
2.6.3.2 Módulo de Young
En arenas cuarzosas no cementadas se puede
utilizar como aproximación la Figura 2-13 obtenida
de ensayos de penetración estática CPT en
cámaras de calibrado adoptando una razón qc/NSPT
= 4,5

Página 20
Figura 2-13: Evaluación del Módulo de Young a partir de ensayos
CPT para arenas cuarzosas (Bellotti et al., 1989).
S1
(MPa)
S2
(MPa)
Observaciones Autores
0,756 18,75
Arenas y gravas
normalmente
consolidadas
D’Appolonia
et al. 1970
1,043 36,79
Arenas
sobreconsolidada
s
D’Appolonia
et al. 1970
0,517 7,46
Schultze y
Menzenbach,
1961
0,478 7,17 Arenas saturadas Webb, 1969
0,316 1,58 Arenas y arcillas Webb, 1969
Tabla 2-8: Valores de S1 y S2 de la ecuación 19. Denver, 1982
2.6.3.3 Módulo de Corte Dinámico G0
El módulo de corte dinámico para pequeños
esfuerzos, G0, se puede estimar indirectamente
correlacionando el valor del NSPT con la velocidad
de propagación de las ondas de corte
transversales Vs.
Distintos autores han presentado correlaciones
NSPT-Vs. Entre ellos, Ohta y Goto (1978), Yoshida
et al. (1988), Kokusho y Yoshida (1998) para
sueos con gravas. Ver Tabla 2-9 donde Vs se
expresa en m/s y σ’v0 en kPa.
El módulo G0 puede entonces estimarse a partir
de:
g
VG s
γ
⋅=
2
0 (2-19)
donde γ es la densidad (kN/m3
) y g es la
aceleración de la gravedad (m/s2
).
Tabla 2-9: Correlación entre Vs y NSPT (Yoshida et al., 1988)
2.7 Otras Correlaciones en Suelos
Granulares
En la Tabla 2-10 elaborada por Hunt (1984) se
presentan correlaciones de los parámetros básicos
de suelos granulares clasificados de acuerdo al
criterio de Casagrande. Entre estos parámetros se
indica el valor del NSPT.
2.8 Cimentaciones Superficiales: Tensión
Admisible y Asientos
Se han propuesto numerosos métodos para
calcular directamente la carga admisible y los
asientos de una cimentación superficial en base al
valor NSPT. Casi todos ellos están basados en
observaciones directas y análisis retrospectivos de
asientos de estructuras y relacionan la carga de
trabajo, el asiento y el ancho de la cimentación.
Estos métodos sólo deben considerarse como
ayudas al diseño de una cimentación y deben
utilizarse con suma precaución.
2.8.1 Método de Terzaghi y Peck, 1948
La primera de estas relaciones fue presentada en
forma de ábaco por Terzaghi y Peck (1948) y se
reproduce en la Figura 2-14. Estas curvas
corresponden a un asiento máximo de 2,5 cm (1”)
y un asiento total diferencial de 1,9 cm (3/4”).
La experiencia ha demostrado, no obstante,
que esta aproximación es extremadamente
Tipo de Suelo Vs
Arena Fina
14,0'
0
25,0
49 vSPTs NV σ⋅⋅=
25% de grava
14,0'
0
25,0
50% de grava
14,0'
0
25,0
General
14,0'
0
25,0

Página 21
conservadora. Se han presentado numerosas
correcciones basadas en este método con el
objetivo de hacerlas más realistas. Las
expresiones generales para estas relaciones son
del tipo:
2
1





+
⋅
⋅
=
B
B
N
qC
s
SPT
(2-20)
2
1





 +
⋅
⋅
=
B
B
C
Ns
q SPT
(2-21)
siendo C una constante empírica determinada a
partir de observaciones experimentales. B se
expresa en ft, q en tsq y s en pulgadas.
Figura 2-14: Tensión admisible para asientos de 2,5 cm en
función del golpeo NSPT y el ancho de cimentación. Terzaghi y
Peck, 1948.
Estas expresiones pueden corregirse por el
efecto del empotramiento de la cimentación y de
la presencia del nivel freático.
El efecto beneficioso del empotramiento se
traduce en una disminución de asientos o,
inversamente, en un aumento de la tensión
admisible, corrigiendo por factores de
empotramiento CD y de presencia del nivel
freático, CW.
Las expresiones analíticas de las curvas de
Terzaghi y Peck de fueron presentadas por
Meyerhof (1956):
SPTN
q
s
⋅
=
8
para B < 4 ft (2-22)
2
1
12






+
⋅
⋅
=
B
B
N
q
s
SPT
para B > 4 ft (2-23)
SPTN
q
s
⋅
=
12
para cimentaciones corridas (2-24)
donde:
s = asiento (pulgadas)
q = tensión aplicada (t/pie2
= tsf)
B = ancho de la cimentación (pies)
Cw y CD son los factores de nivel freático y de
empotramiento, respectivamente.
2
2
2 ≤





−=
B
D
C w
w (2-25)
para cimentaciones superficiales y
25,02 ≤





−=
B
D
C
f
w (2-26)
para cimentaciones sumergidas donde Df ≥ Dw,
siendo Df la profundidad de la cimentación y DW la
profundidad del nivel freático
El factor CD se define como:
B
D
C
f
D 25,01−= (2-27)

Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo SPT .M. Devincenzi y N. Frank
Página 22
Tabla 2-10: propiedades comunes de los suelos no cohesivos (Hunt, 1984).
Material Compacidad Dr (%) N1
Densidad
seca
γγγγd (g/cm3
)
Indice de
poros
e
Angulo de rozamiento
interno
GW: Gravas bien graduadas,mezclas de gravas y de
arena
Densa
Medianamente densa
suelta
75
50
25
90
55
<28
2.21
2.08
1.97
0.22
0.28
0.36
40
36
32
GW: Gravas mal graduadas,mezclas de gravas y
arena
Densa
Medianamente densa
suelta
75
50
25
70
50
<20
2.04
1.92
1.83
0.33
0.39
0.47
38
35
32
SW: Arenas bien graduadas, arenas con gravas
Densa
Medianamente densa
suelta
75
50
25
65
35
<15
1.89
1.79
1.70
0.43
0.49
0.57
37
34
30
SP: Arenas mal graduadas, arenas con gravas
Densa
Medianamente densa
suelta
75
50
25
50
30
<10
1.76
1.67
1.59
0.52
0.60
0.65
36
33
29
SM: arenas limosas
Densa
Medianamente densa
suelta
75
50
25
45
25
<8
1.65
1.55
1.49
0.62
0.74
0.80
35
32
29
ML: limos inorgánicos, arenas muy finas
Densa
Medianamente densa
suelta
75
50
25
35
20
<4
1.49
1.41
1.35
0.80
0.90
1.00
33
31
27

Página 23
2.8.2 Método de Meyerhof, 1956, 1965
Meyerhof, propuso para asientos limitados a 1”
(2,5 cm):
D
SPT
ad C
B
BN
q ⋅




 +
⋅=
2
2
1
3
(2-28)
donde B se expresa en pies y q en tsf. Para losas
y pozos, el valor de q se duplica.
El factor CD lo define como:
33,133,01 ≤+=
B
D
C
f
D (2-29)
2.8.3 Método de Teng, 1962
Basado en los ábacos de Terzaghi y Peck y tiene
en cuenta correcciones por el empotramiento y la
presencia del nivel freático. La expresión del
asiento es:
Dwc CCB
B
N
q
s
⋅
⋅





+
⋅
−⋅
=
1
1
2
)3(720
2
0
(2-30)
donde q0 es la carga aplicada neta en tsf.
Nc es el valor corregido de NSPT:






+
=
10
50
'
0v
c NN
σ
(2-31) σv0’ en psi
CD es el factor corrector por empotramiento:
0,21 ≤





+=
B
D
C
f
D (2-32)
Cw es el factor de corrección por la presencia del
nivel freático para :
5,05,05,0 ≥




 −
+=
B
DD
C
fw
w (2-33)
2.8.4 Método Peck y Bazaraa, 1969
Para arenas sobre el nivel freático, Peck y
Bazaraa propusieron la Figura 2-15.
Figura 2-15: qad para asientos de 2,5 cm en función del valor
NSPT para cimentaciones superficiales. Peck y Bazaraa (1969)
2.8.5 Método Schultze y Sherif, 1973
En base a observaciones directas en 48
cimentaciones superficiales, estos autores
realizaron un análisis estadístico y propusieron la
siguiente expresión del asiento en centímetros:
D
l
C
B
BN
fBq
s
⋅




⋅⋅
⋅⋅
= 5,0
87,0
71,1
(2-34)
donde:
q se expresa en kp/cm2
y no se reduce por el
efecto de la excavación.
B es el ancho de la cimentación en cm
Bl = 1cm
f es un factor de influencia que depende de B/L,
siendo L el largo de la cimentación y el espesor
del estrato compresibley CD es el factor corrector
por empotramiento:

Página 24
B
D
C
f
D ⋅+= 4,01 (2-35)
2.8.6 Método Peck Hanson y Thornburn, 1974
Estos autores presentaron un nuevo ábaco basado
en los de Terzaghi y Peck de uso muy extendido y
que se presenta en la Figura 2-18.
2.8.7 Método Burland et al., 1977
Burland, Broms y De Mello propusieron un método
basado en las observaciones de casos reales. La
propuesta de estos autores resultó novedosa ya
que observaron que es posible asignar un límite
superior a la razón asiento/tensión (smax/qad) para
distintos tipos de arenas (de sueltas a densas)
caracterizadas por los valores de NSPT y en función
del ancho de la cimentación como puede
observarse en la Figura 2-17. El método es
particularmente aplicable para anchos B > 3
metros (Cestari, 1990).
2.8.8 Método Bowles, 1977, 1982, 1996
Este autor basa su método en la modificación de
las propuestas de Terzaghi y Peck y de Meyerhof
con el fin de obtener resultados no tan
conservadores. Según afirma, los resultados
obtenidos de tensión admisible son hasta un 50%
superiores a éstos.
Para un asiento de 1” (2,5 cm), este autor
propone las expresiones de tensión admisible:
D
SPT
C
F
N
q ⋅=
1
, para B ≤ 1,2 m o 4ft(2-36)
D
SPT
C
B
FB
F
N
q ⋅




 +
⋅= 3
2
para B>1,2 m o 4ft (2-37)
D
SPT
C
F
N
q ⋅=
2
para losas (2-38)
siendo CD el mismo factor de empotramiento
propuesto por Meyerhof (1965):
33,133,01 ≤+=
B
D
C
f
D (2-39)
y los factores F definidos en la Tabla 2-11.
Los ábacos, análogos a los de otros autores, se
presentan en la Figura 2-16.
Sistema
Internacional
Sistema FPS (US)
F1 0,05 2,5
F2 0,08 4,0
F3 0,3 1,0
Tabla 2-11: Factores F de Bowles
Figura 2-16: Tensión admisible cimentaciones superficiales para
asientos de 2,5 cm. Bowles, 1977, en Bowles, 1996

Página 25
Figura 2-17: Valoración del asiento en arenas en función del valor NSPT. Burland, Broms y De Mello, 1977
Figura 2-18: Tensión admisible para cimentaciones superficiales en arenas a partir del valor NSPT, ancho de la cimentación B y
empotramiento Peck, Hanson y Thornburn (1973).

Página 26
2.8.9 Tensión Admisible y Asientos: Cometarios
Aparte de los métodos brevemente descritos,
existen en la literatura muchos más. Talbot (1981)
menciona hasta 40. Otros autores como Oweis
(1979) y Nixon (1982) han presentado revisiones
de estos métodos.
Algunos de los métodos utilizan como se ha
visto directamente el valor del ensayo y otros son
“elásticos” en el sentido de que sustituyen el valor
del módulo de deformación con aquel
correlacionado del golpeo NSPT (D’Appolonia et al.,
1970, Parry, 1971, Schultze y Sherif, 1973, Alpan,
1964, etc.).
El valor de NSPT adoptado corresponde
generalmente al valor medio para la zona de
influencia de la cimentación, entre 0,5 B por
encima de la cota de apoyo y 2 B por debajo de la
misma. La presencia de capas blandas afecta
negativamente y este hecho debe ser tenido en
cuenta.
La aplicación de estos métodos debe hacerse
con suma precaución.
2.9 Resistencia a la Licuefacción de una
arena
Si bien el ensayo CPT permite obtener una
información más precisa, el ensayo SPT puede
resultar útil para estimar el potencial de
licuefacción de depósitos arenosos, siempre que
los datos obtenidos sean lo suficientemente
representativos de la variabilidad de las facies
granulométricas. Los valores deben estar
debidamente normalizados.
La licuefacción de un suelo granular saturado
sobreviene como resultado de un rápido
incremento de la presión intersticial, derivado de
la acción de un esfuerzo cíclico de las ondas
sísmicas. La presión del fluido que ocupa los poros
puede alcanzar un valor tal que anule la presión
efectiva del suelo, que pasa a comportarse como
un fluido.
El potencial de licuefacción depende de la
relación entre el esfuerzo de corte cíclico medio
que actúa sobre planos horizontales del suelo
durante la carga sísmica y los esfuerzos efectivos
verticales que actúan sobre el suelo antes de dicha
carga.
El índice utilizado para determinar la resistencia
a la licuefacción de un terreno CSR (Cyclic stress
ratio) fue definido por Seed e Idriss (1971).
d
v
v
v
av
r
g
a
CSR ⋅⋅⋅== '
0
0max
'
0
65,0
σ
σ
σ
τ
(2-40)
donde amax es la aceleración máxima en la
superficie del terreno y rd es un factor de
reducción que da cuenta de la flexibilidad del perfil
del terreno.
Para proyectos no críticos se pueden utilizar las
ecuaciones propuestas por Liao y Whitman (1986)
para estimar el valor de rd:
zrd ⋅−= 00765,00,1 para z ≤ 9,15 m (2-41)
zrd ⋅−= 0267,0174,1 para 9,15 m ≤ z ≤ 23 m (2-42)
Los primeros estudios de Seed e Idriss, 1982
Seed et al., 1985 y Tokimatsu y Yoshimi, 1983 se
presentan la Figura 2-19 que muestra la relación
entre el CSR y el valor de NSPT corregido (N160),
para terrenos arenosos con menos de un 5% de
finos que han mostrado fenómenos de liquefacción
bajo la acción de terremotos de grado de
magnitud 7,5. La línea curva trazada en la figura
indica el límite entre terrenos potencialmente
liquefactables y no liquefactables según los
estudios de. Esta curva se denomina CRR y es la
que permite evaluar la resistencia a la licuefacción.
Resultados similares se obtuvieron en ensayos
de laboratorio con muestras de arenas obtenidas
por congelamiento (Yoshimi et al., 1984, 1988) y
para muestras reconstituidas.
2.9.1 Influencia del Contenido de Finos
Seed et al. (1985) notaron un aparente
incremento del CRR con el incremento de finos (%
que pasa por el tamiz ASTM 200). Si este
incremento es debido a un incremento de la
resistencia a la liquefacción o a un menor golpeo
es algo que no está claro. La Figura 2-20 ilustra
esta tendencia para terremotos de una magnitud
de M = 7,5. Se aprecia como la curva CRR se
desplaza hacia la izquierda del gráfico al aumentar
el porcentaje de finos.
Se debe tener presente que la plasticidad de
los finos debe jugar un papel importante si bien no
se han presentado estudios en este sentido.

Página 27
Figura 2-19: Estimación del potencial de liquefacción. Seed et
al., 1985 y Tokimatsu y Yoshimi, 1983. En Cestari, 1990.
Figura 2-20: Relación entre el valor Nspt normalizado (N1)60 y el
potencial de licuefacción para arenas con diferentes porcentajes
de finos (Youd e Idris, 2001)
La Figura 2-20 presentada recientemente por
Youd e Idriss (2001) es una actualización de las
curvas originales presentadas por Seed e Idriss
(1982) y Seed et al. (1985), con un mejor ajuste
para bajos valores de N160 y que refleja una
mayor consistencia con las curvas CRR
desarrolladas a partir de ensayos CPT y de
ensayos sísmicos (Vs).
La curva para arenas limpias de la esta figura
puede expresarse de forma aproximada por la
siguiente equación (Youd e Idriss, 2001):
[ ] 200
1
45)(10
50
135
)(
)(34
1
2
601
601
601
5,7 −
+⋅
++
−
=
N
N
N
CRR
(2-43)
2.9.2 Magnitud del Terremoto
La magnitud del terremoto puede ser tenida en
cuenta asumiendo que el número de ciclos de las
ondas de corte aumenta con la magnitud del
terremoto.
En la Figura 2-21 se presentan las curvas
propuestas por Tokimatsu (1988) a partir de
estudios de laboratorio sobre muestras de arenas
obtenidas por la técnica de congelación.
Figura 2-21: Relación entre el valor Nspt normalizado (N1)60 y
el potencial de licuefacción para arenas con para distintas
magnitudes de sismos (Tokimatsu, 1988, en Cestari , 1990)
2.10 Suelos Cohesivos
En los terrenos cohesivos, las correlaciones
basadas sobre los resultados del ensayo spt sólo
deben considerarse orientativas.

Página 28
La dispersión de las correlaciones en suelos
cohesivos es mucho mayor que en los terrenos
granulares. Las presiones insterticiales que se
generan en el momento del golpeo y los
rozamientos parásitos afectan substancialmente
los resultados.
2.10.1 Resistencia a la Compresión Simple
Muchos investigadores han intentado realizar
correlaciones entre el valor de NSPT y la resistencia
a la compresión simple de suelos arcillosos. La
dispersión de los resultados obtenidos es muy
grande, como puede apreciarse en la Figura 2-22
(NAVFAC, 1971).
En la Tabla 2-12 se presentan también
correlaciones entre el golpeo NSPT, la densidad
saturada y la resistencia a la compresión simple
según la adaptación de Hunt (1984) a los trabajos
de Terzaghi y Peck (1948).
Figura 2-22: Valores de la resistencia a compresión simple a
partir de Nspt para suelos cohesivos de distinta plasticidad.
NAVFAC, 1971 en IGME, 1987
Tabla 2-12: Propiedades de suelos arcillosos. Hunt, 1984, en
IGME, 1987
2.10.2 Parámetros de Deformabilidad
La estimación de parámetros de deformabilidad en
suelos arcillosos en base al golpeo NSPT sólo es
factible sobre la base de experiencia local y en
depósitos geotécnicamente bien caracterizados.
2.11 Correlaciones Con Otros Ensayos In
Situ
2.11.1 Correlaciones con el CPT
Numerosos estudios se llevaron a cabo para
relacionar el valor NSPT y la resistencia por punta
qc del ensayo de penetración estática CPT.
Robertson et al. (1983) efectuaron una
recopilación de estos trabajos cuyo resultado se
muestra en la Figura 2-23.
Los valores de de NSPT utilizados por estos
autores corresponden a una energía de
aproximadamente el 60% (NSPT60). Se observa que
la razón qc/NSPT60 aumenta con el tamaño medio
de grano D50 (variando entre 0,001 y 1 mm) así
como también la dispersión de datos.
Otras correlaciones se han efectuado entre la
razón qc normalizada por la presión atmosférica pa
y el valor NSPT con el contenido de finos (Kulhawy
y Mayne, 1990, Figura 2-24). Si bien existe
dispersión, se observa como la relación disminuye
claramente al aumentar el contenido de finos.
Figura 2-23: Relación entre NSPT y qc del ensayo CPT con el
tamaño medio de grano D50. Robertson et al., 1983.
Consistencia N
Identificación
manual
γγγγsat
g/cm3
qu
(kg/cm2
)
Dura >30
Se marca
difícilmente
>2.0 >4.0
Muy rígida
15
30
Se marca con la uña
del pulgar
2.08
2.24
2.0-4.0
Rígida
8
15
Se marca con el
pulgar
1.92
2.08
1.0-2.0
Media 4-8
Moldeable bajo
presiones fuertes
1.76
1.92
0.5-1.0
Blanda 2-4
Moldeable bajo
presiones débiles
1.60
1.76
0.25-0.5
Muy blanda <2
Se deshace entre
los dedos
1.44
1.60
0-0.25

Página 29
Figura 2-24: Relación entre qc normalizado/NSPT y el contenido
de finos Kulhawy y Mayne, 1990
Estas correlaciones necesitan bien el valor de
D50 o el % de finos determinado a partir de un
análisis granulométrico. Si no se dispone de él se
pueden utilizar los valores de la Tabla 2-13 basada
en los ábacos de clasificación de suelos a partir
del ensayo CPT propuesta por Robertson et al.
(1986).
Tabla 2-13: Relación entre el tipo de suelo y (qc/pa)/N60.
Robertson et al., 1986
2.11.2 Correlaciones con el ensayo de
Penetración Dinámica Borros y DPSH
2.11.2.1 Suelos Granulares
Jiménez Salas et al. (1981) recogiendo resultados
de diferentes autores propusieron:
44,0668,0035,0log ±+⋅= SPTborros NN (2-44)
116,16,15log25 ±−⋅= borrosSPT NN (2-45)
La relación entre el ensayo de penetración
dinámica tipo Borros y el actual DPSH es:
borrosDPSH NN ⋅= 7,0 (2-46)
2.11.2.2 Suelos Cohesivos
Para suelos cohesivos Dapena et al. (2000) han
propuesto:
2log13 −= DPSHSPT NN (2-47)
2.12 Bibliografía SPT
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Dapena García, E., Lacasa Díaz, J. y García Gordillo, A. (2000).
“Relación entre los resultados de los ensayos de penetración
Tipo de Suelo (SBT) (qc/pa)/N60
Sensitivo de grano fino 2
Material Orgánico 1
Arcilla 1
Arcilla a arcilla limosa 1,5
Arcilla limosa a limo arcilloso 2
Limo arcilloso a arena limosa 2,5
Limo arenoso a arena limosa 3
Arena limosa a arena 4
Arena 5
Arena a arena con gravas 6
Muy rígido grano fino 1
Arena arcillosa OC 2

Página 30
dinámica Borros DPSH y el SPT en un suelo arcilloso”. Actas
Simp. Sobre Geotecnia de las Infraestructuras Lineales. Soc.
Española de Mec. del Suelo e Ing. Geotécnica.
D'appolonla, D.J.; D'appolonia, E.; Brissete, R.F. (1970).
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Ensayos Geotécnicos in situ: Ensayo Presiométrico .M. Devincenzi y N. Frank
Página 32
3 ENSAYO PRESIOMÉTRICO
3.1 Definición
El Ensayo Presiométrico consiste en efectuar una
puesta en carga lateral creciente del terreno por
medio de una sonda cilíndrica dilatable
radialmente y que se introduce en un taladro. Se
trata, pues, de un ensayo de carga-deformación.
El equipo consta de tres componentes
principales (ver Figura 3-1 y Figura 3-2):
Figura 3-1: Equipo presiométrico Ménard
Figura 3-2: Equipo presiométrico OYO Elastmeter 2
Unidad de control y lecturas (CPV) que
permanece en superficie.
Sonda presiométrica.
Tubulares que unen la CPV y la sonda
presiométrica.
El ensayo Presiométrico se analiza a partir de
la teoría elastoplástica de la expansión de una
cavidad cilíndrica en un medio indefinido,
permitiendo determinar tres parámetros básicos,
Módulo de corte G, Presión de fluencia Pf y Presión
Límite Pl, a partir de los cuales se pueden deducir
los parámetros geotécnicos fundamentales (3.9).
Los presiómetros suelen ser conocidos también
en España como dilatómetros o presio-
dilatómetros cuando se trata de ensayos que
alcanzan elevadas presiones, hasta 20 MPa,
(utiizados en rocas) para diferenciarlos de los
clásicos presiómetros Ménard, que alcanza
menores presiones de trabajo (8 MPa) y cuya
aplicación es en suelos o, a lo sumo, rocas
blandas. En el presente escrito se opta por la
denominación presiómetro y presiometría ya que
estrictamente es la terminología correcta que hace
referencia a la aplicación de una presión.
Dilatómetro es un término mas correcto para la
expansión debido al efecto de la temperatura
(Clarke, 1995).
3.2 Instalación y Tipos de Presiómetros
De acuerdo a la metodología que se utilice para la
introducción de la sonda en el terreno, los
presiómetros se clasifican en:
Sondas que se introducen en un sondeo
realizado previamente realizado con el mayor
cuidado de alterar lo menos posible las
características naturales del suelo. Se los
denomina PBP (del inglés, pre-bored
pressuremeter). De este tipo son los
presiómetros de la Figura 3-1 y Figura 3-2.
Sondas autoperforantes o SBP (self bored
pressuremeter). Figura 3-3 y Figura 3-4. Estos
presiómetros producen una mínima alteración
del terreno natural pero su uso está limitado a
suelos que no contengan gravas.
Sondas hincadas a presión o PIP (push in
pressuremeter). En este tipo, la sonda se
introduce por presión como en un ensayo de
penetración estática (CPT). Figura 3-5.

Página 33
Figura 3-3: Sonda autoperforante
Figura 3-4: Sonda autoperforante, detalle
Figura 3-5: Sonda PIP
La instalación de la sonda en el terreno tiene
un efecto muy importante sobre los resultados
obtenidos y por lo tanto en la interpretación del
ensayo. Los efectos del método utilizado se ponen
claramente de manifiesto sobre todo en la primera
fase de la curva presiométrica (ver 3.8). En la
Tabla 3-1 se indica la aplicabilidad de los distintos
tipos de presiómetros en función del tipo de suelo
(Clarke, 1995).
Las sondas PBP son las más utilizadas y se
aplican a cualquier tipo de suelo o roca que
mantenga las paredes del taladro estables, con o
sin ayuda de lodos de perforación. Si el sondeo no
se sostiene ni aún con lodos de perforación como
por ejemplo en suelos arenosos por debajo del
nivel freático, se puede utilizar un tubo protector
ranurado que permite la hinca del conjunto en el
suelo, bien mediante golpeo (utilizando
generalmente el dispositivo del ensayo SPT) o
bien a rotopercusión (Figura 3-6). Esta técnica, no
obstante, produce una alteración importante del
terreno.
Figura 3-6: tubo ranurado protector de la sonda
Tabla 3-1: Aplicación de los distintos tipos de presiómetros
Tipo de Terreno PBP SBP PIP
Arcillas blandas A A A
Arcillas rígidass A A A
Arenas poco densas B1
A A
Arenas densas B1
B C
Gravas C N N
Roca blanda A B N
Roca dura A N N
APLICABILIDAD: A = alta, B = media, C = baja, N = ninguna
1
: utilizando tubo ranurado protector

Página 34
En la Tabla 3-2 se presentan los criterios para
la elección apropiada de la técnica de perforación.
Los sondeos con recuperación continua de
testigo sólo resultan aplicables en arcillas duras,
margas o rocas sanas.
Respecto al diámetro del taladro, la norma
francesa NF P 94-110 indica que debe cumplirse la
relación:
st dd 15,1〈 (3-1)
La norma ASTM D-4719-87 especifica también
un diámetro mínimo para el taladro:
sts ddd 20,103,1 〈〈 (3-2)
Un diámetro excesivamente grande o pequeño
del taladro se manifiesta de inmediato en la forma
de las curvas presiométricas.
De forma breve, podemos decir que el Módulo
de Deformación es un parámetro muy
influenciable a la alteración provocada en el suelo
mientras que la Presión Límite no se ve tan
afectada por la presencia de una zona alterada y
es, hasta cierto punto, independiente del tipo de
implantación de la sonda.
3.3 Aplicación de la carga
La puesta en carga del sistema se realiza
mediante gas a presión (normalmente nitrógeno o
aire comprimido) o bien mediante una bomba
manual o automática. La presión se mantiene en
cada intervalo con un regulador si no se utiliza un
sistema automatizado.
3.4 Lectura de las Deformaciones – Sonda
Presiométrica
La lectura de las deformaciones puede realizarse
mediante variaciones de volumen o con
transductores de desplazamiento ubicados en la
zona central de la sonda.
El presiómetro Ménard (MPM) es de tipo
volumétrico y Las lecturas de los cambios de
volumen (deformaciones del suelo) corresponden
a los de la célula central de la sonda (Figura 3-7);
las células extremas, denominadas células de
guarda, están destinadas a garantizar la expansión
cilíndrica de ésta, fundamento teórico del ensayo.
La Figura 3-8 muestra sondas MPM de dos
diámetros distintos, 55 y 60 milímetros.
En la Figura 3-9 se ilustra la sonda OYO con
lectura de las deformaciones por desplazamiento.
La Figura 3-10 corresponde a la sonda
IGEOTEST PRD-4 con lecturas en cuatro radios
(Devincenzi et al., 2003). La Figura 3-11 presenta
un esquema de la misma.
Figura 3-7: Célula central de sonda volumétrica Ménard
Figura 3-8: Sonda Ménard de 55 y 60 mm
Figura 3-9: Sonda OYO Elastmeter 2
Figura 3-10: Sonda IGEOTEST PRD-4

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

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Manguera de presión
Cable de señal
electricaTransductor de
presión
sección de
ensayo
Cuerpo de la
sonda
LVDT
Brazo
Captor
membrana
Varillaje
Figura 3-11: Esquema de la sonda IGEOTEST PRD-4
A diferencia de los sistemas volumétricos, las
lecturas se efectúan por transductores de
desplazamiento en el interior de la sonda y suelen
alcanzar presiones de trabajo mayores (20 a 30
MPa). Los transductores utilizados son de distinto
tipo, por ej. galgas extensométricas o lectores
LVDT, más precisos y más fáciles de calibrar.
La posibilidad de disponer de varios brazos
captores permite obtener una idea de la
homogeneidad del terreno.
3.5 Centrales de Control y Toma de Datos
Los datos de las tensiones aplicadas y las
correspondientes respuestas del suelo se toma en
superficie con centrales de toma de datos más o
menos complicadas.
El presiómetro Ménard, por ejemplo, tiene una
central de control desde la cual se aplican los
escalones de presión mediante válvulas, leyendo
las presiones en los distintos manómetros y el
volumen de inyección en un volúmetro. Las
lecturas se toman manualmente y/o se registran
de forma automatizada (Figura 3-12).
Figura 3-12: Central de control presiómetro Ménard
Figura 3-13: bomba, sonda y central de lectura de datos del
presiómetro OYO
Figura 3-14: Sistema IGEOTEST PRD con central de toma de
datos y gestión de ensayoFigura 3-15: Central IGEOTEST PRD

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