The James K. Mitchell Conferencia: Interpretación de los ensayos in situ, algunas ideas

RESUMEN: El uso y aplicación de las pruebas in-situ ha seguido creciendo en los últimos decenios. Este artículo se centra en algunos de los principales ensayos in situ (SPT, CPT y DMT) y presenta ideas seleccionadas, que la profesión de la ingeniería geotécnica pueden resultarle útiles. Muchas de las recomendaciones contenidas en este documento se centran en proyectos de bajo a moderado riesgo de que la interpretación empírica tiende a dominar. Para los proyectos en los métodos más avanzados son más apropiadas, las recomendaciones proporcionadas en este documento puede ser utilizado como un examen para evaluar regiones / zonas críticas donde selectivo adicional in situ las pruebas y el muestreo puede ser apropiada.

1 INTRODUCCIÓN

El objetivo de este trabajo no es proporcionar un resumen detallado sobre la interpretación de todas las pruebas in situ, sino que se centre en algunas pruebas importantes y presentar ideas seleccionadas que la profesión de la ingeniería geotécnica pueden resultarle útiles. El uso y la aplicación de pruebas in situ para la caracterización de geomateriales han continuado creciendo durante las últimas décadas, especialmente en los materiales que son difíciles de muestrear y ensayar utilizando métodos convencionales. Mayne et al. (2009) resume las principales ventajas de la mayoría de los ensayos in situ como:

• mejora de la eficiencia y la rentabilidad en comparación con el muestreo y las pruebas de laboratorio,

• gran cantidad de datos, y,

• Evaluación de la variabilidad vertical y lateral.

La Tabla 1 presenta un resumen de la aplicabilidad actual percibida de los principales ensayos in situ. Es apropiado que esta J.K. Conferencia Mitchell / papel debe comenzar con esta tabla, ya que fue publicado por primera vez en 1978 por el profesor Mitchell (Mitchell et al. 1978). El profesor Mitchell realizó una investigación y publicó en una amplia gama de temas que van desde los fundamentos de la conducta arcilla para el uso e interpretación de ensayos in situ, con el alunizaje del Apolo uno de sus primeros experimentos de prueba in-situ. In-situ pruebas fue sólo una parte de su registro de la investigación extensa e impresionante.

La Tabla 1 ilustra que la Prueba de Penetración de Cono (CPT), y sus variaciones recientes (por ejemplo CPTu y SCPTu), tiene la más amplia aplicación para la estimación de parámetros geotécnicos en una amplia gama de materiales de suelo muy blando para roca débil. Esto explica el continuo crecimiento en el uso y aplicación de la CPT en todo el mundo. Por lo tanto, gran parte de este trabajo se centra en el uso e interpretación de la CPT.

Tabla 1. Aplicabilidad percibida de ensayos in situ (actualizado de Mitchell et al. 1978 y Lünne et al. 1997).

2 PAPEL DE IN-SITU TESTING

Antes de discutir ensayos in situ, es apropiado para indentify brevemente la función de las pruebas in-situ en la práctica geotécnica. Hight y Leroueil (2003) sugiere que el nivel adecuado de sofisticación para un programa de caracterización del sitio debe basarse en los siguientes criterios:

• Los precedentes y la experiencia local

• Objetivos de diseño

• Nivel de riesgo geotécnico

• Ahorro de costes potenciales

La evaluación de riesgo geotécnico fue descrito por Robertson (1998) y depende de los riesgos (lo que puede salir mal), la probabilidad de ocurrencia (qué tan probable es que salga mal) y las consecuencias (¿cuáles son los resultados). Investigación de campo tradicional en muchos países suele implicar perforaciones de suelo con intermitentes de penetración estándar de prueba (SPT) N-valores a intervalos regulares (normalmente profundidad 1,5 m) y, ocasionalmente, de paredes delgadas de tubos de muestras para pruebas de laboratorio posteriores. Otras pruebas específicas, como las pruebas de paletas de campo (FVT) en las capas de arcilla blanda y / o intermitentes pre-perforados pruebas presiométricos (PMT) en duras capas se añaden a un mayor riesgo, proyectos de mayor envergadura. Cada vez más un enfoque más eficiente y costo es la utilización de

métodos de empuje directo utilizando múltiples de medición in-situ dispositivos, tales como la prueba de penetración de cono sísmico con mediciones de la presión de poro (SCPTu) y la prueba sísmica dilatómetro plana (SDMT). Desde el CPTu es de 3 a 4 veces más rápido, recoge los datos más frecuentes y es menos costoso que el DMT, el CPTu es cada vez más el primario preferido in-situ de prueba. La naturaleza continua de los resultados CPTU proporcionar información valiosa sobre la variabilidad del suelo que es difícil de igualar con el muestreo y las pruebas de laboratorio. Teniendo en cuenta las declaraciones anteriores, el énfasis en este artículo será colocado en la interpretación de la CPTu.

Para proyectos de bajo riesgo directo empuje pruebas (por ejemplo, la tala y CPTu CPT) y pruebas de índice en muestras alteradas junto con los criterios de diseño conservadores suelen ser apropiado. Para proyectos de riesgo moderado, lo anterior puede ser suplementado con adicional específica in-situ de pruebas, como la SCPTu con disipaciones presión de poro en combinación con el muestreo selectivo y pruebas de laboratorio para desarrollar correlaciones específicas del sitio. Para proyectos de alto riesgo, lo anterior puede ser utilizado para el cribado para identificar las regiones potencialmente críticos / zonas apropiadas a los objetivos de diseño, así como los posibles adicionales ensayos in situ, el muestreo selectivo de alta calidad y ensayos de laboratorio avanzado. Los resultados de las pruebas de laboratorio a menudo limitada están correlacionadas con los resultados de la prueba in-situ para extender y aplicar los resultados para otras regiones / zonas dentro del proyecto.

Una queja común con la mayoría de empuje directo ensayos in situ, tales como el CPT y DMT, es que no proporcionan una muestra de suelo. Si bien es cierto que una muestra de suelo no se obtiene ya sea durante la CPT o DMT, los operadores comerciales llevan más simples directo empuje muestreadores que se pueden ingresar con el mismo directo-push equipo de instalación para obtener un pequeño (típicamente de 25 a 50 mm en diámetro) perturbado muestra de suelo de tamaño similar a la obtenida a partir de la SPT. El enfoque preferido, y solución eficaz a menudo más rentable, es la obtención de un perfil continuo estratigráfica detallada utilizando la CPT, a continuación, para mover a una distancia corta (<1 m) y empujar un muestreador de diámetro pequeño del suelo para obtener muestras discretas selectivas en las capas críticas / zonas identificadas por el CPT. La tasa de empuje para obtener muestras pueden ser significativamente más rápido (hasta 20 veces) que el 20 mm / s utilizada para la CPT y de muestreo puede ser rápida y rentable para un pequeño número de muestras discretas.

Muchas de las recomendaciones contenidas en este documento se centran en proyectos de bajo a moderado riesgo de que la interpretación empírica tiende a dominar. Para los proyectos en los métodos más avanzados son más apropiadas, las recomendaciones proporcionadas en este documento puede ser utilizado como un examen para evaluar regiones / zonas críticas donde selectivo adicional in situ las pruebas y el muestreo puede ser apropiada.

3 COMPORTAMIENTO DEL SUELO BASIC

Mayne et al. (2009) y otros han identificado la necesidad de un marco interpretativo dentro del cual se evaluarán los resultados de las pruebas y asignar propiedades parametersor basado en la respuesta medida. Cada vez que marco es crítico mecánica de suelos del estado (CSSM). Mayne et al. (2009) presentó un breve resumen de los puntos principales en CSSM y demostró que los fundamentos de la mentira CSSM en la definición de sólo unas pocas constantes del suelo: a partir del ángulo de fricción constante del volumen (φ'cv), el índice de compresión (Cc) y el índice de inflamación (Cs), así como el estado inicial (eo, σ'vo y, o bien OCR o ψ).

Como la mayoría de los suelos son esencialmente de fricción en su comportamiento, se pueden clasificar en cualquiera de grano grueso (por ejemplo, arena) o de grano fino-(por ejemplo, limos y arcillas). La clasificación basada en el tamaño de grano está relacionada con las condiciones de drenaje durante la carga, donde suelos de grano grueso tienden a responder drenado durante la carga más estática y los suelos de grano fino tienden a responder sin escurrir durante la mayor carga. Suelos experiencia de cambio de volumen durante cortante que puede ser dilatada o contractiva. Por lo tanto, en un sentido general, el comportamiento del suelo se pueden clasificar en cuatro grupos amplios y generales: drenados dilatada, drenados contractiva, dilatada sin escurrir y sin escurrir contractivo. Por lo tanto, es útil que cualquier prueba in-situ puede identificar estos tipos de comportamiento generales.

Aunque hay un gran número de posibles parámetros y propiedades geotécnicas, las más importantes utilizadas en la práctica la mayoría son en términos generales: estado insitu, la fuerza, la rigidez, la compresibilidad y la conductividad. In-situ estado representa la cuantificación de la densidad y la compactación de la tierra, así como factores tales como la cementación. Para la mayoría de los suelos, in-situ estado se captura en términos de la densidad relativa (DR) o parámetro de estado (ψ) para suelos de grano grueso y el exceso de consolidación de relación (OCR) para suelos de grano fino. Estos "estados" parámetros esencialmente identificar si los suelos será o dilatada o contractivo en corte. Sands con un parámetro de estado negativo (-ψ, es decir, 'denso') y arcillas con alto OCR (OCR> 4) generalmente se dilatan en grandes deformaciones en cizalla, mientras que las arenas con un parámetro de estado positivo (+ ψ, es decir, "flexible") y, normalmente, a la ligera sobre-arcillas consolidadas (OCR <2) por lo general se contraerá en cortante en grandes deformaciones. La tendencia de un suelo para dilatar o contrato ya sea en corte a menudo define si los parámetros clave de diseño será o bien la fuerza cortante drenado (φ ') o la resistencia al corte no drenada (Su).

4 prueba de penetración estándar (SPT)

A pesar de las pruebas in-situ ha evolucionado y mejorado en los últimos 25 años, varios exámenes viejos e inadecuados siguen siendo de uso común en muchas partes del mundo. Uno de los más antiguos ensayos in situ es el ensayo de penetración estándar (SPT), permaneciendo en un elemento básico en las investigaciones de los múltiples emplazamientos en todo el mundo. Mayne et al. (2009) correctamente cuestiona el "falso sentido de la realidad en la capacidad del ingeniero geotécnico para evaluar cada uno de los parámetros del suelo a partir de la N-único valor". Los

ingenieros geotécnicos en el siglo 21 debe abandonar progresivamente este crudo, poco fiable in situ de prueba.

Razones frecuencia dada en cuanto a por qué el SPT se sigue utilizando en algunas partes del mundo son: (a) otras pruebas mejores (por ejemplo, CPT y DMT) no están disponibles localmente, (b) la SPT proporciona una muestra de suelo para la identificación visual, (c) la SPT es de bajo costo, y, (d) de empuje directo pruebas no son posibles en los suelos locales. La falta de disponibilidad local en algunas partes del mundo desarrollado es a menudo un argumento circular, donde los contratistas locales de investigación de sitios no ofrecen mejores pruebas porque los ingenieros no están solicitando las pruebas mejores y los ingenieros no están solicitando las pruebas mejores, porque los contratistas locales no están ofreciendo estos pruebas. Este ciclo debe ser roto por los ingenieros geotécnicos requieren (exigen) una mejor in-situ las pruebas. Los contratistas locales y luego hará la inversión de capital para proporcionar estas pruebas, si los ingenieros geotécnicos locales lo requieran. Hay también muchos alternate, rentable y eficiente directa-de empuje métodos para obtener pequeñas muestras alteradas para la identificación visual y para las pruebas de índice, como se describió anteriormente. La naturaleza económica de la SPT también es incorrecto. El SPT es muy caro basado en una base de datos por punto. Normalmente, el costo de la SPT en los EE.UU. es de aproximadamente $ 20 a $ 25 por la N-valor (datos cada 1,5 m), en comparación con alrededor de $ 0,50 por punto de datos de la CPT, debido a que el CPT obtiene más canales de datos (normalmente 3) en más intervalos frecuentes (típicamente cada 20 mm a 50). Con frecuencia es menos costoso para empujar el CPT seguido por un pequeño número de discretas directa-de empuje muestras a profundidades selectivos, de lo que es para hacer la perforación convencional y el SPT.

El SPT N-valor se vuelve insignificante cuando n> debido a la limitación en la energía del martillo 50. Generalmente, si directa-push reacción de al menos 150 kN (15 toneladas) está disponible, la CPT puede ser empujado en suelos con N> 50. Con 200 kN (20 toneladas) de reacción generalmente es posible empujar la CPT en la mayoría de los suelos con n> 100.

Aunque directa-de empuje ensayos in situ tales como la CPT y DMT son más eficientes utilizando equipos personalizados, gran empuje, también es posible llevar a cabo estos métodos directo de empuje utilizando equipos de perforación convencional. Treen et al. (1992) mostraron cómo la CPT se puede llevar a cabo de una manera rentable en suelos rígidos glacial, usando un muy simple de fondo de agujero CPT empuja con un taladro de perforación. Es muy fácil de empujar un cono (ya sea inalámbrica o con un cable) en la parte inferior del pozo de sondeo para una carrera de alrededor de 1,5 m o más, similar a la forma en que se realiza una SPT pero a una temperatura constante (no dinámico) tasa 6de penetración y el registro de varios canales de datos, por ejemplo resistencia de punta (qc) y el manguito de fricción (fs). La distancia de 1,5 m sobre el cual el CPT se empuja continuación se perfora (muestreada y, si es necesario) antes de repetir el procedimiento. Esta forma de incremento de fondo de agujero CPT puede proporcionar un perfil casi continuo de datos de CPT de una manera rentable y más fiable, en comparación con el SPT. Mediciones adicionales, tales como la presión de poro (presión de penetración de poro, u, y la tasa de disipación, t50) y la velocidad de onda de corte (Vs) también pueden grabarse utilizando una CPTu

de fondo de agujero o SCPTu. Por lo tanto, hasta cinco (5) mediciones independientes se pueden hacer de una manera rentable utilizando un equipo convencional, bien probada y procedimientos, en comparación con el crudo solo N-valor. El taladro de perforación-también se puede utilizar para obtener ya sea de pequeño diámetro directa-de empuje muestras o muestras más grandes no perturbado de diámetro (tubo de paredes finas) en los suelos críticos identificados por el CPT. El taladro de perforación-también se puede utilizar para perforar a través de capas duras (por ejemplo grava) donde directo empuje métodos pueden alcanzar negativa. Por lo tanto, el costo percibido bajo y la necesidad de muestras ya no debe ser utilizada como una excusa para la continuación del uso de la SPT poco fiable.

Jefferies & Davies (1993) sugirió acertadamente que la forma más confiable de obtener valores de N del SPT fue realizar un CPT y convertir el CPT a un SPT equivalente. Jefferies & Davies (1993) propuso un método para convertir la resistencia cono CPT, qt, equivalente a un tubo sin soldadura valor N a 60% de energía, N60, con un índice de tipo de comportamiento del suelo, Ic, JD. El método se modificó ligeramente por Lünne et al. (1997), basado en el índice de tipo de suelo más simple comportamiento definido por Robertson y Wride (1998), como sigue:

(Cuartos / año) / N60 = 8,5 [1 - (Ic/4.6)] (1)

Donde qt es la resistencia de cono de la punta corregida y Ic es el índice de comportamiento de los suelos de tipo definido por Robertson y Wride (1998), que se definirá en detalle más adelante.

El método anterior se ha demostrado su eficacia en una amplia gama de suelos, aunque la experiencia reciente en América del Norte ha demostrado que la ecuación (1) tiende a subestimar predecir los valores de N60 en algunas arcillas. La Figura 1 compara las diversas relaciones de (qt / Pa) / N60 como una función de Ic y presenta una relación sugerida actualizado que se puede definir por la siguiente:

(Cuartos / año) / N60 = 10 (1.1268 - 0.2817Ic) (2)

Ecuación 2 produce un poco más grandes valores de N60 en suelos de grano fino que el anterior Jefferies y el método Davies (1993). En suelos de grano fino con alta sensibilidad, la ecuación 2 años pueden estimar el N60 equivalente.

5 CONO Penetration Test (CPT)

La prueba de penetración de cono eléctrico (CPT) ha estado en uso por más de 40 años. El CPT tiene grandes ventajas sobre los métodos tradicionales de investigación de campo, como por ejemplo la perforación y toma de muestras, ya que es rápido, repetible y económico. Además, se proporciona cerca de los datos continuos y tiene un fondo teórico fuerte. Estas ventajas han producido un aumento constante en la utilización y aplicación de la CPT en muchas partes del mundo.

Avances significativos se han producido tanto en la comprensión teórica y experimental del proceso de penetración CPT y la influencia de diversos parámetros del suelo. Estos

acontecimientos han puesto de manifiesto que el comportamiento del suelo real es a menudo complejo y difícil de capturar con precisión en un modelo de suelo simple. Por lo tanto, semi-empíricos correlaciones todavía tienden a dominar en la práctica CPT aunque la mayoría están bien apoyados por la teoría.

5.1 Los equipos y procedimientos

Lünne et al. (1997) proporcionó una descripción detallada de la evolución de CPT equipos, procedimientos, controles, correcciones y normas que no se repetirán aquí. La mayoría de los sistemas de CPT en la actualidad incluyen mediciones de presión de poro (es decir CPTu) y proporcionar los resultados de CPT en forma digital. La adición de la velocidad de onda de corte (Robertson et al. 1986) también se está volviendo cada vez más popular (es decir SCPTu). Si las pruebas de disipación también se realizan, la tasa de disipación puede ser capturado por t50 (tiempo para disipar el 50% de las presiones de poro en exceso). Por lo tanto, ahora es más común ver la combinación de resistencia al cono (QC), manguito de fricción (fs), la presión de penetración de poro (u), la tasa de disipación (t50) y, velocidad de onda cortante (Vs), todos medidos en una sola perfil. La adición de la velocidad de onda de corte ha proporcionado valiosa visión Figura 1. SPT-CPT correlaciones en términos de (cuartos / año) / N60and CPT basado en SBT índice IC. 7 en las correlaciones entre la resistencia y el módulo de cono del suelo que se discutirá en una sección posterior.

Hay varias cuestiones importantes relacionadas con el diseño del equipo y el procedimiento que vale la pena repetir y actualización. Ahora es común que las presiones de cono de poro se miden detrás de la punta del cono en lo que se conoce como la posición u2 (ASTM D5778 2007; IRTP 1999). En este documento, se supondrá que las presiones de poro de cono se mide en la posición u2. Debido a la geometría interna del cono de la presión ambiente del agua de poro actúa sobre el hombro detrás del cono y en los extremos del manguito de fricción. Este efecto se refiere a menudo como el efecto final área desigual (Campanella et al. 1982). Muchos conos comerciales ahora tienen la misma gama manguitos de fricción de la zona que esencialmente eliminan la necesidad de cualquier corrección a fs y, por lo tanto, proporcionar valores de manga más fiables fricción. Sin embargo, el efecto final área desigual está siempre presente para el control de calidad y resistencia del cono hay una necesidad de corregir qc a la resistencia cono total corregido, qt. Esta corrección es insignificante en arenas, desde qc es grande con relación a la presión de agua u2 y, por lo tanto, qt qc ~ en suelos de granulación gruesa (es decir, arena). Todavía es común ver los resultados del CPT en términos de control de calidad en suelos de grano grueso. Sin embargo, la corrección final área desigual puede ser significativo (10-30%) en suave de grano fino del suelo donde qc es bajo con respecto a la alta presión del agua alrededor del cono debido al proceso de penetración sin escurrir CPT. Ahora es común para ver los resultados de CPT corregida para efectos de los extremos desiguales de la zona y se presenta en la forma de qt fs y u2, sobre todo en terrenos blandos. Las correlaciones presentadas en este documento será en términos de la resistencia corregida cono, qt, aunque en qc arenas se puede usar como un reemplazo.

Aunque las mediciones de la presión de poro están volviendo más comunes con la CPT (es decir CPTu), la exactitud y la precisión de las mediciones de la presión del cono de poro para las pruebas en tierra no siempre son fiables y repetibles debido a la pérdida de saturación del elemento de presión de poro. Al comienzo de cada CPTu a emitir el elemento poroso y el sensor están saturados con un líquido viscoso, tal como aceite de silicona o glicerina (Campanella et al. 1982) y algunas veces grasa (elemento de ranura). Sin embargo, para en tierra CPTu el cono es a menudo necesaria para penetrar a través de varios metros del suelo insaturado antes de alcanzar suelo saturado. Si el suelo no saturado es o arena fangosa arcilla densa o la succión en el suelo no saturado puede ser suficiente para de-saturar el poro cono sensor de presión. El uso de líquidos viscosos, tales como aceite de silicona y grasa, ha minimizado la pérdida de saturación pero no se ha eliminado por completo el problema. Aunque es posible pre-punch o pre-perforar el sondeo y llenar el agujero con agua, algunos operadores comerciales de CPT llevar a cabo este procedimiento si el nivel freático es más que unos pocos metros debajo de la superficie. Una complicación adicional es que cuando un cono es empujado a través de arena limosa saturada densa o muy rígida sobre arcilla consolidado la presión de poro medido en la posición u2 puede ser negativa, debido a la naturaleza de dilatancia del suelo en cizallamiento, lo que resulta en pequeñas burbujas de aire procedentes fuera de la solución en el fluido de poro sensor de cono y la pérdida de saturación en el sensor. Si el cono es empujado a través de un más suave de grano fino suelo donde las presiones de poro de penetración son altos, estas burbujas de aire puede volver a la solución y el cono se satura de nuevo. Sin embargo, se necesita tiempo para estas burbujas de aire a entrar en solución que puede dar lugar a una respuesta de la presión de poro algo lento para varios metros de penetración. Por lo tanto, es posible para un sensor de presión de poro cono alternando de saturados a insaturados varias veces en sonar una. Puede ser difícil de evaluar cuando el cono está completamente saturado, que añade incertidumbre a las mediciones de la presión de poro. Aunque esto parece ser un problema importante con la medición de la presión de poro durante un CPTu, es posible obtener buenas mediciones de la presión de poros en condiciones de terreno adecuadas, siempre que el nivel de agua subterránea está cerca de la superficie y el terreno es predominantemente suave. En muy suaves, suelos de grano fino, las presiones de poro CPTU (u2) puede ser más fiable que qt, debido a la pérdida de precisión en qt en suelos muy blandos. Es interesante observar que cuando el cono se detiene y una prueba de presión de la disipación de poro preformado por debajo del nivel del agua baja, las burbujas de aire pequeñas en el sensor cono tienden a ir de nuevo en solución (durante el ensayo de disipación) y la presión de poro equilibrio resultante puede ser exacto, incluso cuando el cono pueden no haber sido totalmente saturado durante la penetración antes de que el ensayo de disipación. Mediciones CPTu presión de poro son casi siempre fiable en las pruebas fuera de la costa debido a la alta presión del agua ambiente que asegura una saturación completa.

A pesar de que las mediciones de la presión de poro puede ser menos fiable que la resistencia al cono para pruebas en tierra, todavía se recomienda que las mediciones de la presión de poro se hizo por las razones siguientes: toda corrección para qt desiguales para efectos de los extremos de la zona es mejor que ninguna corrección fina y suave Los suelos de grano, los resultados de pruebas de disipación de proporcionar información valiosa sobre el perfil de equilibrio

piezométrico y de las presiones de poro de penetración de proporcionar una evaluación cualitativa de las condiciones de drenaje durante el CPT, así como ayudar a evaluar el comportamiento del tipo de suelo. Se ha documentado (por ejemplo Lünne et al. 1986) de que el manguito de fricción CPT es menos preciso que la resistencia a la punta del cono. La falta de precisión en la medición fs es principalmente debido a los siguientes factores (Lünne & Anderson, 2007);

• efectos de la presión de poro en los extremos del manguito,

• La tolerancia en las dimensiones entre el cono y el manguito, 8

• Rugosidad de la superficie de la camisa, y,

• Cargue el diseño de la célula y la calibración.

ASTM, D5778 (2007) especifica el uso de la manga igual fricción de extremo área para minimizar los efectos de la presión de poro. Boggess y Robertson (2010) mostraron que los conos que tienen desiguales de la zona de extremo manguitos de fricción puede producir errores significativos en la medida en fs suaves suelos de grano fino y alta mar durante la prueba. Todas las normas tienen límites estrictos a las tolerancias dimensionales. Algunos conos se fabrican para tener mangas que son ligeramente más grande que la punta del cono, pero dentro de tolerancias estándar, para aumentar los valores medidos de fs. El IRTP (1999) tiene unas especificaciones claras sobre la rugosidad de la superficie. En la década de 1980 a principios de sustracción diseños cono se hizo popular para una mayor robustez. En un diseño de cono resta el manguito de fricción se obtiene restando la carga punta del cono del cono combinado más la carga de fricción manguito. Cualquier inestabilidad de carga cero (cambios) en cada uno de los resultados de la celda de carga en una pérdida de precisión en el manguito de fricción calculada. Diseños de cono con punta separado y las células de carga por fricción son ahora igual de fuerte como conos resta. Por lo tanto, se recomienda utilizar sólo conos con células de carga independientes que han mejorado la precisión en la medición de fs. ASTM D5778 (2007) y el IRTP (1999) especificar cero carga lecturas antes y después de cada sondeo para mayor precisión. Con el control de buena calidad, es posible obtener mediciones de manga precisa y constante de fricción, como se ilustra por Robertson (2009a). Sin embargo, las mediciones de FS, en general, será menos exacto que la resistencia en punta más suaves suelos de grano fino.

La precisión para la mayoría bien diseñado, cepa medirse celdas de carga es 0,1% de la escala total de salida (FSO). Conos más comerciales están diseñados para registrar una tensión punta de alrededor de 100 MPa. Por lo tanto, tienen una precisión de alrededor de QT de 0,1 MPa (100 kPa). En la mayoría de las arenas, esto representa una excelente precisión mejor de 1%. Sin embargo, en suaves, suelos de grano fino, esto puede representar una precisión de menos de 10%. En muy suaves, suelos de grano fino, conos de baja capacidad (es decir, máx. Punta tensión <50 MPa) tienen una mayor precisión.

A lo largo de este uso del papel se hará del tipo de suelo conducta normalizada (SBT) gráfico con parámetros normalizados CPT. Por lo tanto, la precisión, tanto en qt y fs son importantes, sobre

todo en suelos de grano fino suave. La exactitud en las mediciones de FS requiere que la CPT se llevó a cabo de acuerdo con el estándar (por ejemplo, ASTM D5778), con especial atención al diseño de cono (celdas separadas de carga y la igualdad de gama manguitos de fricción de la zona), tolerancias, y las lecturas de carga cero.

5.2 Tipo de suelo

Una de las aplicaciones principales de la CPT ha sido la determinación de la estratigrafía del suelo y la identificación del tipo de suelo. Esto se ha logrado mediante diagramas que los parámetros de enlace de cono a tipo de suelo. Los primeros gráficos usando relación qc y la fricción (Rf = 100 fs / QC) fueron propuestos por Douglas y Olsen (1981), pero los gráficos propuesto por Robertson et al. (1986) y Robertson (1990) han hecho muy populares (por ejemplo, Longitud 2008). Los gráficos no normalizado por Robertson et al. (1986) define el comportamiento del suelo de tipo 12 (SBT) zonas, mientras que las listas normalizadas por Robertson (1990) definen 9 zonas. Esta diferencia causado cierta confusión que llevó a Robertson (2010a) para sugerir una actualización de las listas de éxitos, como se muestra en la Figura 2. Los gráficos actualizados, que son adimensionales y codificados por color para una mejor presentación, definir las zonas 9 consistentes SBT.

Robertson et al. (1986) y Robertson (1990) subrayó que los gráficos basados CPT son predictivos del comportamiento del suelo, y sugirió 'tipo de suelo comportamiento' del término, porque el cono responde al comportamiento mecánico in situ de la tierra (por ejemplo, resistencia, rigidez y compresibilidad) y no directamente a los criterios de clasificación del suelo, utilizando descriptores geológicos, basados en la distribución de tamaño de grano y la plasticidad del suelo (por ejemplo, Sistema Unificado de Clasificación de Suelos, USCS). Grano distribución del tamaño y límites de Atterberg se miden en muestras de suelos perturbados. Afortunadamente, los criterios de clasificación de suelos basados en la distribución de tamaño de grano y la plasticidad a menudo se relacionan razonablemente bien para el comportamiento del suelo in situ y, por tanto, a menudo hay una buena concordancia entre USCS basada en la clasificación y el CPT basado SBT (por ejemplo Molle 2005). Sin embargo, varios ejemplos se puede dar cuando pueden surgir diferencias entre los tipos de suelos basados en USCS y SBT CPT-based. Por ejemplo, un suelo con 60% de arena y 40% de finos se pueden clasificar como "arena limosa '(limo mezclas arena-) o' arena arcillosa '(arcilla mezclas arena-) mediante los USCS. Si los finos tienen alto contenido de arcilla con alta plasticidad, el comportamiento de los suelos puede ser más controlada por la arcilla y la SBT CPT basado reflejará este comportamiento y en general se predicen un comportamiento más similar a la arcilla, tales como 'limo mezclas limo-arcilloso a arcilla limosa '(Fig. 2, SBT zona 4). Si las multas eran no plástico, el comportamiento del suelo serán controlados más por la arena y el SBT CPT basado generalmente predicen un tipo de suelo más parecido a la arena, como "mezclas arena-limosa arena a limo arenoso '(SBT zona 5). Muy rígido, altamente sobreconsolidadas suelos de grano fino tienden a comportarse más como un suelo de grano grueso en que ellos tienden a dilatarse bajo cizallamiento y puede tener una alta resistencia al corte sin drenaje en comparación con su fuerza drenado y puede tener un SBT CPT basado en cualquiera de las zonas 4 o 5. Limos plásticos blandos saturados bajas tienden a comportarse más como arcillas, ya que tienen baja resistencia al corte sin drenaje y puede tener un SBT CPT basado en la zona 3 (arcillas y arcilla

limosa a arcilla). Estos pocos ejemplos ilustran que el SBT CPT basada no siempre esté de acuerdo con los tipos de suelos tradicionales USCS basado basado en muestras y que la mayor diferencia es probable que ocurra en la región de los suelos mixtos (es decir, mezclas arena-limo y mezclas-). Los ingenieros geotécnicos son a menudo más interesado en el comportamiento del suelo in-situ de una clasificación basada únicamente en la distribución de tamaño de grano y la plasticidad efectuados sobre muestras alteradas, aunque el conocimiento de ambos es muy útil. La profesión geotécnico tiene una larga historia de uso de sistemas simplificados de clasificación con descripciones geológicas, y es probable que pase algún tiempo antes de que la profesión acepta y adopta el marco más lógico basado en las mediciones de la respuesta mecánica directamente de los ensayos in situ.

Figura 2. Actualizado el comportamiento del suelo de tipo (SBT) gráficos basados en cualquiera de los dos no normalizado o normalizado CPT (después de Robertson 2010a).

Robertson (1990) propuso utilizar normalizados (y dimensión) los parámetros de cono, QT1, FR, Bq, para estimar el comportamiento del tipo de suelo, donde;

QT1 = (qt-σvo) / σ'vo (3)

Fr = [(fs / (qt - σvo)] 100% (4)

Bq = (u2 - u0) / (qt-σvo) = DU / (qt-σvo) (5)

donde:

σvo = in-situ tensión vertical total

σ '= vo in-situ esfuerzo vertical efectivo

u0 = in-situ equilibrio de presión de agua

DU = penetración exceso de presión de poros = (u2-u0)

En el artículo original de Robertson (1990) la resistencia de cono normalizado se define utilizando la

QT1 plazo. El QT1 término se utiliza aquí para mostrar que la resistencia del cono es la resistencia cono corregida, qt y el exponente de la tensión para la normalización de la tensión es de 1,0 (más detalles son proporcionar en una sección posterior). En general, los gráficos normalizados proporcionar una identificación más fiable de SBT que los gráficos no normalizadas, aunque cuando la in-situ la tensión efectiva vertical es entre 50 kPa a 150 kPa a menudo hay poca diferencia entre normalizada y no normalizadas SBT. El SBTN término se utiliza para distinguir entre normalizada y no normalizadas SBT. La normalización anterior se basó en el trabajo teórico de Wroth (1984). Robertson (1990) sugieren dos gráficos basados en cualquiera de los dos QT1-Fr o QT1 Bq-, pero se recomienda que el gráfico QT1-Vi fue en general más fiable.

Figura 3. CPT cuadro de clasificación de Schneider et al. (2008) basado en (Δu2 / σ 'v) con contornos de Bq y OCR.

Figura 4. Contornos de índice de tipo de suelo comportamiento, Ic (líneas gruesas) y la fricción manga normalizado (líneas discontinuas) normalizado en SBTN QTN-Vi gráfico. (Zonas SBT basado en la figura 2).

Schneider et al. (2008) han demostrado que los DU / σ 'vo es una forma mejor para parámetro normalizado presión de poro que Bq. El gráfico por Schneider et al. (2008) se muestra en la Figura 3. Superpuesta a la Schneider et al. gráfico son contornos de Bq para ilustrar el vínculo con DU / σ'vo. También se muestra en la Schneider et al. tabla son los contornos aproximados de OCR (líneas de puntos). Aplicación de la Schneider et al. gráfico puede ser problemático para algunos proyectos en tierra donde los resultados de los poros CPTU presión no pueden ser confiables, debido a la pérdida de la saturación. Sin embargo, para los proyectos offshore, donde la saturación de CPTu sensor es más fiable, y los proyectos en tierra en suaves suelos de grano fino con aguas subterráneas altas, la tabla puede ser muy útil. En cerca de la superficie muy suave suelos de

grano fino, donde se la exactitud de la resistencia de cono (cuartos) Limited, la Schneider et al. gráfico puede convertirse en un control útil sobre los datos (por ejemplo, si los valores de resistencia de cono son demasiado bajos, los datos se pueden representar por debajo del límite de la tabla, Bq> 1,0). También el Schneider et al. gráfico se centró principalmente en suelos de grano fino fueron el exceso de presión de poros se registran y Qt1is pequeño.

Desde 1990 ha habido otros CPT diagramas tipo de suelo desarrollados (por ejemplo, Jefferies & Davies 1991; Olsen & Mitchell 1995; Eslami y Fellenius 1997). El cuadro de Eslami y Fellenius (1997) se basa en la no-normalizados parámetros utilizando la resistencia efectiva del cono, y qe fs, donde qe = (qt-u2). La resistencia efectiva del cono, qe, adolece de falta de precisión en suaves suelos de grano fino, como se verá en una sección posterior. Zhang & Tumay (1999) desarrollaron un sistema de clasificación basado en CPT suelo basado en la lógica difusa, donde los resultados se presentan en forma de porcentaje de probabilidad (por ejemplo, probabilidad porcentaje de limo arcilla ya sea o arena). Aunque este enfoque es conceptualmente atractivo (es decir, proporciona una estimación de la incertidumbre para cada zona SBT), los resultados son a menudo mal interpretado como una distribución de tamaño de grano. Jefferies & Davies (1993) identificó que el comportamiento de los suelos índice de tipo Ic, JD, podría representar las zonas SBTN en el gráfico Qt-Vi donde, Ic, JD es esencialmente el radio de los círculos concéntricos que definen los límites del tipo de suelo. Robertson y Wride, (1998) modificó la definición de Ic a aplicar a la Robertson (1990) Qt-Fr gráfico, tal como se define por:

Ic = [(3,47 - log Qt) 2 + (log Fr + 1,22) 2] 0.5 (6)

Contornos de Ic se muestra en la Figura 4 en el Robertson (1990) QT1-Fr gráfico SBTN. Los contornos de Ic se puede usar para aproximar los límites SBT y también la interpretación extensión más allá de los límites del gráfico (por ejemplo, Fr> 10%). Jefferies y Davies (1993) sugirió que el SBT índice Ic también podría ser utilizado para modificar las correlaciones empíricas que varían con el tipo de suelo. Este es un concepto poderoso y ha sido utilizada en su caso en este documento. También se muestra en la Figura 4 son líneas que representan fricción manguito normalizado [(fs / σ 'vo)-líneas de puntos], para ilustrar el vínculo entre fs y Fr.

La forma de la ecuación 6 y la forma de los contornos de la CI en la Figura 4 ilustran que la CI no es excesivamente sensible a la posible falta de precisión de la fricción manguito, fs, pero es más controlada por el estrés punta más precisa, qt. Investigación (por ejemplo, Largo 2008) a veces ha cuestionado la fiabilidad de la SBT basada en los valores de fricción manga (por ejemplo, Qt-Fr gráficos). Sin embargo, numerosos estudios (por ejemplo Molle 2005) han demostrado que los gráficos normalizados basado en Qt-Fr proporcionar la mejor tasa de éxito general para SBT comparación con las muestras. Se puede demostrar, usando la ecuación 6, que si fs variar hasta en un ± 50%, la variación resultante en Ic es generalmente menor que ± 10%. Para suelos blandos que caen dentro de la parte inferior del gráfico Qt-Fr (por ejemplo, Qt <20), Ic es relativamente insensible a fs.

5.4 Estrés normalización

Conceptualmente, cualquier normalización para dar cuenta de la creciente tensión también debe dar cuenta de la importante influencia de las tensiones horizontales efectivas, ya que la resistencia de penetración está fuertemente influenciado por las tensiones horizontales efectivas (Jamiolkowski & Robertson, 1988). Sin embargo, esto sigue teniendo poca utilidad práctica para la mayoría de los proyectos sin un conocimiento previo de in-situ esfuerzos horizontales. Incluso normalización utilizando sólo la tensión efectiva vertical requiere alguna entrada de peso y las condiciones del suelo unidad de agua subterránea. Afortunadamente, los paquetes comerciales de software han hecho cada vez más esto más fácil y pesos unitarios estimados a partir de los gráficos no normalizado de SBT parecen ser razonablemente eficaz para muchas aplicaciones (por ejemplo, Robertson 2010b).

Jefferies & Davies (1991) propusieron una normalización que incorpora la presión de poro directamente a una resistencia cono normalizado modificado usando: QT1 (1 - Bq). Recientemente, Jefferies y estado (2006) actualizado gráfico modificado utilizando el parámetro QT1 (1 - Bq) + 1, para superar el problema en suelos blandos sensibles donde Bq> 1. Jefferies y estado (2006) señaló que:

QT1 (1 Bq) + 1 = (qt-u2) / σ 'vo (7)

Por lo tanto, el parámetro QT1 (1 - Bq) + 1 es simplemente la resistencia cono eficaz, (qt-u2), normalizado por la tensión efectiva vertical. A pesar de la incorporación de la presión de poro en la resistencia de cono normalizado es conceptualmente atractivo que tiene problemas prácticos. En duros suelos de grano fino, el exceso de presión de poros también puede ser sensible a la ubicación exacta del sensor poroso. La precisión es una de las principales preocupaciones en suaves suelos de grano fino donde qt es pequeño en comparación con u2. Por lo tanto, la diferencia (qt-u2) es muy pequeño y carece de precisión y fiabilidad en la mayoría de los suelos blandos. Para la mayoría de los conos comerciales de la precisión de QT1 suaves en suelos de grano fino es de aproximadamente ± 20%, mientras que, la precisión para QT1 (1 - Bq) + 1 en el mismo suelo es de aproximadamente ± 40%, debido a la combinación de falta de precisión en (qt-u2). Pérdida de saturación complica aún más este parámetro.

Robertson & Wride (1998), en su versión actualizada por Zhang et al. (2002), sugirió un parámetro normalizado cono más generalizada para evaluar la licuefacción del suelo, utilizando la normalización con un exponente de tensión variable, n; donde:

QTN = [(qt-σvo) / pa] (pa / σ'vo) n (8)

Donde:

(Qt-σvo) / pa = adimensional resistencia cono neto,

(Pa / σ'vo) n = estrés factor de normalización

n = exponente tensión que varía con SBT

pa = presión atmosférica en las mismas unidades que qt y σv

Tenga en cuenta que cuando n = 1, QTN = QT1. Zhang et al. (2002) sugirieron que el exponente de la tensión, n, podría ser estimada utilizando el Índice de SBT, Ic, y que Ic que ser definidas utilizando QTN. En años recientes ha habido varias publicaciones en relación con la normalización de la tensión adecuada (Olsen y Malone 1988; Zhang et al 2002;. Idriss y Boulanger 2004; Moss et al 2006;. Cetin & Isik 2007). Los contornos de exponente estrés sugeridas por Cetin & Isik (2007) son muy similares a aquellos por Zhang et al. (2002). Los contornos de Moss et al. (2006) son similares a los primero sugerido por Olsen y Malone (1988). La normalización sugerido por Idriss y Boulanger (2004) incorrectamente utilizados sin corregir resultados de las pruebas de cámara y el método sólo se aplica a las arenas donde el exponente de la tensión varía con la densidad relativa con un valor de alrededor de 0,8 en arenas sueltas y 0,3 en arenas densas. Robertson (2009a) proporciona una discusión detallada sobre la normalización de la tensión y sugiere el siguiente enfoque actualizado para permitir una variación del exponente estrés tanto con SBT Ic (tipo de suelo) y el nivel de estrés usando:

n = 0.381 (Ic) + 0,05 (σ 'vo / pa) - 0.15 (9)

donde n ≤ 1,0

Robertson (2009a) sugirió que el exponente de tensión por encima de captaría la correcta in-situ el estado de los suelos de alto nivel de estrés y que esto también evitaría cualquier corrección nivel de estrés adicional para los análisis de licuefacción de suelos a base de sílice.

El enfoque utilizado por Jefferies & estado (2006) (ecuación 7) es el único método que utiliza un exponente estrés n = 1,0 para todos los suelos. Esto tiene implicaciones importantes a poca profundidad (z <3 m) y gran profundidad (z> 30 m). La investigación reciente (por ejemplo, Boulanger 2003) muestra que el exponente estrés es una función del estado del suelo. Recientes proyectos importantes que han aplicado el enfoque detallado sugiere Jefferies & Been (2006) también apoyan la observación de que el exponente de la tensión es una función del estado del suelo.

5,5 In-situ del estado y la resistencia al corte

Para suelos de grano fino, in-situ estado se define generalmente en términos de relación de preconsolidación (OCR), donde OCR se define como la relación de la tensión máxima de pasado consolidación efectiva (σ 'p) y el presente esfuerzo de sobrecarga efectiva (σ' vo):

OCR = σ 'p / σ' vo (10)

Para suelos mecánicamente sobreconsolidados donde el único cambio ha sido la eliminación de esfuerzo de sobrecarga, esta definición es apropiada. Sin embargo, para los suelos cementados y / o envejecido el OCR puede representar la relación de la tensión de fluencia y el esfuerzo de sobrecarga efectiva presente. La tensión de fluencia también dependerá de la dirección y el tipo de carga.

El método más común para estimar el estrés OCR y rendimiento en suelos de grano fino fue sugerido por Kulhawy y Mayne (1990):

OCR = k (qt-σv) / σ 'vo = kQt1 (11)

o σ 'p = k (qt-σvo) (12)

Donde k es el factor de cono preconsolidación y σ 'p es la preconsolidación o tensión de fluencia. Kulhawy y Mayne (1990) mostraron que un valor promedio de k = 0,33 se puede suponer, con un intervalo esperado de 0,2 a 0,5. Aunque es común utilizar el valor medio de 0,33, estado et al. (2010) sugiere que la selección de un valor adecuado para la 'k' debe ser coherente con otros parámetros, como se discute arcillas below.In, la fuerza pico de corte sin drenaje, su y OCR están relacionadas en general. Ladd y Foott (1974) empíricamente desarrollado de la siguiente relación basada en conceptos SHANSEP:

su / σ 'vo = (su / σ' vo)

OCR = 1 (OCR) m = S (OCR) m (13)

El término S varía en función del modo de fallo (método de prueba, la velocidad de deformación). Ladd y De Groot (2003) recomendada S = 0,25 con una desviación estándar de 0,05 (para la carga de corte simple) y m = 0,8 para la mayoría de los suelos. Ecuación 13 es apoyada también por críticos Mecánica estado del suelo (CSSM) donde S = (1/2) sen φ 'en cizalla simple directa (DSS) de carga, y, m = 1 -Cs/Cc, donde Cs es el índice de hinchamiento y Cc es el índice de compresión. La fuerza máxima al corte sin drenaje se calcula usando:

su = (qt-σvo) / Νkt (14)

Cuando NKT es el factor de cono que depende de la rigidez del suelo, OCR y sensibilidad de los suelos, pero la experiencia ha demostrado que la sensibilidad del suelo tiene la mayor influencia. NKT se puede vincular a la sensibilidad del suelo a través de la relación de fricción normalizado, P., y puede ser representado aproximadamente por:

NKT = 10,5 + 7 log (Fr) (15)

Has et al. (2010) mostraron que la consistencia de la siguiente debe contener:

(QT1) 1-m = SNkt (k) m (16)

Donde:

OCR = k (QT1) (cuando QT1 <20)

su / σ'vo = Qt1/Nkt = S (OCR) y m, S = (su / σ 'vo)

OCR = 1.

Para la mayoría de las arcillas, limos sedimentarias y orgánicos de grano fino del suelo, S = 0,25 para la dirección media de carga y φ '~ 26, y, m = 0,8. Por lo tanto, la constante de estimar OCR puede ser automáticamente calcula sobre la base de los resultados de CPT utilizando:

k = [(QT1) 0,2 / (0,25 (10,5 + 7 log Fr))] 1.25 (17)

Entonces,

OCR = (2.625 + 1.75 log 2r) -1,25 (QT1) 1,25 (18)

Esto se compara muy estrechamente a la forma sugerida por Karlsrud et al. (2005) sobre la base de muestras de alta calidad de los bloques de Noruega (cuando la sensibilidad del suelo, St <15) y la que resulta de CSSM:

OCR = 0,25 (QT1) 1,2 (19)

La ecuación 18 representa un método para estimar automáticamente el estado in-situ (OCR) en suelos de grano fino sobre la base de los resultados medidos CPT, de una manera consistente. El parámetro de estado (ψ) se define como la diferencia entre la relación de corriente vacío, e, y la relación de vacío en estado crítico ECS, en la misma media tensión efectiva de grano grueso (arena) suelos. Con base en los conceptos de estado crítico, Jefferies y estado (2006) ofrecen una descripción detallada de la evaluación del estado del suelo utilizando el CPT. Ellos describen en detalle que el problema de la evaluación del estado de la respuesta de CPT es compleja y depende de varios parámetros del suelo. Los principales parámetros son esencialmente la rigidez al cizallamiento, resistencia a la cizalladura, compresión y plástico de endurecimiento. Jefferies & estado (2006) proporcionan una descripción de cómo el estado puede ser evaluada utilizando una combinación de las pruebas de laboratorio e in situ. Hacen hincapié en la importancia de determinar el in-situ esfuerzo horizontal eficaz y módulo de corte mediante ensayos in situ y la determinación de la resistencia al esfuerzo cortante, compresibilidad y plástico parámetros de endurecimiento de las pruebas de laboratorio sobre muestras reconstituidas. También muestran cómo el problema puede ser asistido mediante modelización numérica. Para los proyectos de alto riesgo, una interpretación detallada de los resultados del CPT con los resultados de laboratorio y el modelado numérico puede ser apropiada (por ejemplo, traslado y Cunning 2007), aunque la variabilidad del suelo puede complicar el procedimiento de interpretación. Algunas de las preocupaciones no resueltas con el estado y el enfoque de Jefferies (2006) se refieren a la normalización de la tensión usando n = 1,0 para todos los suelos, como se discutió anteriormente, y la influencia de la estructura del suelo en arenas con proyectos de alto content.For multas de bajo riesgo y en la inicial cribado para proyectos de alto riesgo hay una necesidad de una simple estimación del estado del suelo. Plewes et al. (1992) proporcionan un medio para estimar el estado del suelo utilizando el tipo de suelo conducta normalizada (SBT) tabla sugerida por Jefferies & Davies (1991). Jefferies y estado (2006) actualizó este enfoque normalizado utilizando la tabla SBT en función del parámetro QT1 (1 - Bq) + 1. Robertson (2009) expresó su preocupación por la exactitud y precisión del estado y Jefferies (2006) parámetro normalizado en suelos blandos. En arenas, donde Bq = 0, la normalización sugerido por Jefferies & estado (2006) es el mismo que

Robertson (1990). Los contornos del parámetro de estado (ψ) sugerido por Plewes et al. (1992) y Jefferies & Been (2006) se basa principalmente en los resultados de la cámara de calibración para arenas. En base a los datos presentados por Jefferies y estado (2006) y de traslado y Astucia (2007), así como las mediciones del proyecto CANLEX (Wride et al. 2000) para predominantemente suelos de grano grueso no cementadas jóvenes, junto con la relación entre OCR y parámetro en estado de grano fino suelo, Robertson (2009a) desarrollaron contornos del parámetro de estado (ψ) en la actualización SBTN QTN-F carta para suelos cementados de edad Holoceno. Los contornos, que se muestran en la Figura 5, son aproximados desde estado de tensión y endurecimiento plástico también influirá en la estimación del estado del suelo in situ en la región de grano grueso de la carta (es decir, cuando Ic <2,60) y sensibilidad de los suelos de grano fino suelos. Un área de incertidumbre en el enfoque utilizado por Jefferies y estado (2006) es el uso de QT1 lugar de QTN. Figura 5 utiliza QTN ya que se cree que esta forma de parámetro normalizado tiene una aplicación más amplia, aunque esta cuestión no puede ser resuelto por completo por algún tiempo. Los contornos de ψ se muestran en la Figura 5 se desarrollaron principalmente en resultados de pruebas de laboratorio y validado con sitios bien documentados en los que no perturbados muestras congeladas fueron obtenidos (Wride et al. 2000). Jefferies & Been (2006) sugiere que los suelos con un parámetro de estado inferior a -0,05 (es decir, ψ <-0,05) son dilatada en grandes deformaciones.

Durante los últimos 40 años la investigación significativa se ha llevado a cabo utilizando los resultados de la penetración de prueba (SPT inicialmente y luego CPT) para evaluar la resistencia a

la carga cíclica (por ejemplo, Seed et al. 1983, y Robertson & Wride 1998). El método más comúnmente aceptado (a menudo denominado como el enfoque de Berkeley) utiliza un equivalente de resistencia a la penetración de arena limpia que se correlaciona con la resistencia cíclica de los suelos arenosos. El enfoque es empírico basado principalmente en observaciones de terremotos pasados y apoyado por las observaciones de laboratorio. Robertson & Wride (1998), basado en una gran base de datos de historiales de licuefacción, sugirió un factor de corrección basado en CPT para corregir la resistencia cono normalizado en arenas limosas a un valor equivalente de arena limpia (QTN, cs) utilizando la siguiente:

QTN, cs = Kc QTN (20)

Donde Kc es un factor de corrección que es una función de las características del grano (influencia combinada de contenido de finos, la mineralogía y plasticidad) del suelo que puede ser estimada utilizando Icas sigue:

si Ic ≤ 1,64 (21)

Kc = 1,0

si Ic> 1,64 (22)

Kc = 5,581 Ic 3 a 0,403 Ic 4 - 2 + 21.63Ic 33.75Ic - 17,88

7

La figura 6 muestra los contornos de resistencia equivalente limpio cono de arena, QTN, cs, en el gráfico actualizado CPT SBT. Los contornos de QTN, cs se desarrollaron a partir de historias de licuefacción entubados. Los contornos de ψ, que se muestra en la Figura 5, están soportados por la teoría CSSM, extensos estudios de cámara de calibración y el muestreo de calidad alta congelado, los contornos de QTN, cs, que se muestra en la Figura 6, se apoyan en una base de

datos de historia clínica extensa. Al comparar las figuras 5 y 6 muestran una gran similitud entre los contornos de ψ y los contornos de QTN, cs. La similitud observada en los contornos de ψ y QTN, cs, compatible con el concepto de un equivalente de arena limpia como una medida del estado del suelo en suelos arenosos.

Basado en las Figuras 5 y 6, Robertson (2010b) sugirió una relación simplificada y aproximada entre ψ y QTN, cs, de la siguiente manera:

ψ = 0,56 a 0,33 log QTN, cs (23)

Ecuación 23 proporciona un método simplificado y aproximada para estimar in-situ parámetro de estado para una amplia gama de suelos arenosos. Basado en la Figura 5 y reconociendo que los suelos de grano grueso con un parámetro de estado menos de -0,05 y suelos de grano fino con un OCR> 4 son dilatada en cepas grandes, es posible definir una región sobre la base de los resultados de CPT que identifica que los suelos son o bien dilatada o contractivo, como se muestra en la Figura 7. Incluido en la Figura 7 es una región (líneas discontinuas) que define la frontera aproximada entre la respuesta drenada y no drenada durante un CPT. Robertson (2010c) crítica historias de casos de flujo (estática) de licuefacción que confirmó el límite de dilatancia / contractivo muestra en la Figura 7. La Figura 7 representa un gráfico simplificado que identifica los cuatro grupos generales de comportamiento de los suelos (es decir, drenados dilatada, escurrido-contractivo, undraineddilative y sin escurrir contractivo-).

Jefferies & Been (2006) mostró una fuerte relación entre ψ y el ángulo de fricción pico (φ ') para una amplia gama de arenas. El uso de este enlace, es posible vincular QTN, cs con φ ', usando:

φ '= φ'cv - 48 ψ (24)

Cuando φ'cv = volumen constante (o estado crítico) ángulo de rozamiento en función de la mineralogía (Bolton, 1986) típicamente alrededor de 33 grados para las arenas de cuarzo, pero puede ser tan alto como 40 grados para la arena felspathic. Por lo tanto, la relación entre QTN, cs y φ'' se convierte en:

φ '= φ'cv + 15,84 [log QTN, cs] - 26.88 (25)

Ecuación 25 produce estimaciones de ángulo ficción pico de limpias arenas de cuarzo que son similares a los de Kulhawy y Mayne (1990). Sin embargo, la ecuación 25 tiene la ventaja de que incluye la importancia de las características del grano y la mineralogía que se reflejan en tanto φ'cv, así como el tipo de suelo a través de QTN, cs. Ecuación 25 predice tiende a 'valores más próximos a los valores medidos en arenas calcáreas donde la resistencia a la punta CPT puede ser baja para valores altos de φ' φ.

5.6 Rigidez y compresibilidad

Eslaamizaad & Robertson (1997) y Mayne (2000) han demostrado que la respuesta de solución de carga para ambas fundaciones superficiales y profundas pueden predecirse con precisión

utilizando la velocidad de onda de corte medido, Vs. Aunque la medición directa de Vs es preferible a las estimaciones, las relaciones con la resistencia de cono son útiles para proyectos más pequeños y de bajo riesgo, donde las mediciones Vs no siempre se tienen. Schneider et al. (2004) mostraron que en arenas Vs es controlado por el número y el área de los contactos grano a grano, que a su vez dependen de la densidad relativa, el estado de tensión eficaz, una reorganización de partículas con la edad y la cementación. Resistencia a la penetración en arenas también está controlada por la densidad relativa, estado de tensión eficaz y en un menor grado por la edad y la cementación. Por lo tanto, aunque las relaciones fuertes entre Vs y resistencia a la penetración existir, cierta variabilidad se debe esperar debido a la edad y la cementación. Hay muchas relaciones existentes entre la resistencia y el cono V (o deformación de corte pequeño módulo, G0), pero la mayoría se han desarrollado tanto para arenas o arcillas y depósitos en general relativamente jóvenes. El acumulado 20 años de experiencia con resultados SCPT permite que las relaciones entre la resistencia actualizados cono y Vs a desarrollar para una amplia gama de suelos, utilizando el CPT SBTN gráfico (QTN-F) como base. Desde Vs es una medida directa de la cepa pequeño módulo de cizalla, G0, también puede haber mejora de los vínculos entre los resultados de CPT y módulo del suelo.

Sobre la base de más de 100 perfiles de SCPT de 22 sitios en California junto con los datos publicados, Robertson (2009a) desarrollaron un conjunto de contornos de velocidad normalizada onda de corte, Vs1 en el normalizada QTN SBT-Vi tabla, como se muestra en la Figura 8, donde;

Vs1 = Vs (pa / σ'vo) 0,25 m / s (26)

donde Vs es en m / s.

Dado que las mediciones del CPT se normalizan en términos de QTN y el padre, los valores resultantes velocidad de la onda de corte también se normaliza. Los depósitos van principalmente a partir del Holoceno y Pleistoceno fueron en su mayoría no adherida, a pesar de cementación fue posible en algunos suelos. Andrus et al. (2007) demostraron que los depósitos de edad más Holoceno VS1 tienen valores inferiores a 250 m / s. En general, los datos de la edad del Holoceno tiende a representar en la parte central izquierda de la tabla SBTN, mientras que los datos de edad Pleistoceno tiende a representar en la parte superior derecha de los contornos de chart.The Vs1 en la Figura 8 se puede aproximar utilizando las siguientes ecuaciones:

Vs1 = (αvs QTN) 0,5 m / s (27)

o

Vs = [αvs (qt-σv) / pa] 0,5 m / s (28)

Puesto que la forma de los contornos para αvs es similar a los de Ic, αvs puede estimarse utilizando:

αvs = 10 (0,55 Ic 1,68) en unidades de (m / s) 2

En bajos niveles de deformación de cizallamiento (menos de aproximadamente 10-4%), el módulo de cizallamiento en el suelo es constante y tiene un valor máximo, G0. Esta cepa pequeño módulo de cizallamiento se determina a partir de la velocidad de onda de corte usando la ecuación:

G0 = ρ (Vs) 2 (30)

donde ρ es la densidad de masa (o peso total de la unidad dividida por la aceleración de la gravedad) de la tierra. Uso de los contornos Vs, la Figura 9 muestra los contornos correspondientes de la cepa número pequeño módulo de cizallamiento, KG, donde:

G0 = KGpa (σ'vo / pa) n (31)

donde n es un exponente de la tensión que tiene un valor de aproximadamente 0,5 para la mayoría de los suelos de grano grueso. Las relaciones entre el módulo y la resistencia del suelo cono puede tener la forma general:

G0 = αG (qt-σvo) (32)

donde αG es el factor módulo de corte para estimar la deformación de corte pequeño módulo (G0) de resistencia cono neto (qt-σvo). Dado que el exponente estrés es similar para la normalización de los dos QTN and Go en la región de la arena, se deduce que:

αG = KG / QTN (33)

Por lo tanto, es posible desarrollar contornos de αG que también se muestran en la Figura 9.

Eslaamizaad & Robertson (1996a) y Schnaid (2005) demostraron que es posible identificar los suelos cementados usando la relación de G0/qt. Por lo tanto, si la medida G0 / (qt-σvo) (es decir αG) es significativamente mayor que el estimado usando la Figura 9, los suelos son probablemente bien cementada y / o aged.It es también posible estimar el valor apropiado de αG de Ic basada en el enlace con αvs utilizando:

αG = (ρ / pa) αvs (34)

Donde (ρ / pa) está en unidades de (s / m) 2. Para un peso unitario medio, γ = 18 kN/m3 (ρ = 1,84), se sigue que:

αG = 0,0188 [10 (0.55Ic 1.68)] (35) Por lo tanto, la cepa pequeño módulo de corte, G0 para los jóvenes, de las Naciones Unidas suelos cementados pueden estimarse mediante:

G0 = 0,0188 [10 (0.55Ic 1.68)] (qt-σvo) (36)

La Figura 9 y 36 proporcionan una ecuación simplificada significa para estimar el módulo de pequeñas deformaciones de cizallamiento en una amplia gama de suelos usando los datos de CPT. Las relaciones que se muestran en las figuras 8 y 9 son menos fiables en la región para suelos de grano fino (es decir, cuando Ic> 2,60) desde el manguito fs fricción y por lo tanto, Fr, están fuertemente influenciada por la sensibilidad del suelo. Las relaciones son generalmente mejores en la región de grano grueso (es decir, cuando Ic <2,60) y son principalmente para el cementado de las Naciones Unidas, predominantemente a base de sílice suelos del Holoceno y Pleistoceno. Para algunas aplicaciones, los ingenieros requieren una estimación del módulo de Young, E '. El módulo de Young, E 'está relacionada con el módulo de cizallamiento a través de:

E '= 2 (1 + υ) G (37)

Donde:

υ = coeficiente de Poisson, que varía de 0,1 a 0,3 para la mayoría de los suelos bajo condiciones de drenaje. Por lo tanto, para la mayoría de los suelos de grano grueso, E '~ 2,5 G. Puesto que el módulo de cizalla pequeña cepa G0 se aplica sólo en cepas muy pequeñas hay una necesidad de paliar G0 a un nivel de tensión apropiado para propósitos de diseño. Eslaamizaad y Robertson (1997) mostraron que la cantidad de suavizante necesaria para el diseño era una función del grado de carga. Fahey y Carter (1993) sugirió un método simple para estimar la cantidad de suavizante usando:

G/G0 = 1 - f (q/2ult) g (38)

Donde:

q = carga aplicada (por ejemplo, presión del cojinete neto para las fundaciones); qult = o fracaso final de carga (por ejemplo, capacidad de carga última de las fundaciones); q / qult = grado de carga, f y g son constantes que dependen del tipo de suelo y el estrés history.Fahey y Carter (1993) y Mayne (2005) sugirió que los valores de f = 1 y g = 0,3 son apropiadas para suelos no cementados que no están altamente estructuradas. Para un grado de carga de 0,2 a 0,3, la relación G/G0 rangos de 0,30 a 0,38. Por lo tanto, para muchas aplicaciones de diseño apropiado del módulo de Young para la aplicación en simplificados soluciones elásticas es aproximadamente;

E '~ 0,8 G0 (39)

La ecuación 39 representa una observación importante, ya que muestra que el módulo de Young para muchas aplicaciones de diseño puede medirse o estimarse directamente de la velocidad de la onda en-situ cortante (Vs) para obtener G0. Usando esta relación, es posible crear contornos de número de módulo de Young, KE, en la tabla CPT SBT como se muestra en la Figura 10,

donde:

E '= Kepa (σ'vo / pa) n (40)

Donde n es un exponente de la tensión que tiene un valor de aproximadamente 0,5 para la mayoría de los suelos de grano grueso. Dado que la aplicación de módulo de Young, E'is generalmente solo es aplicable a suelos drenados, los contornos en la Figura 10 se limitan por tanto a la región definida por Ic <2,60.

Algunas relaciones existentes entre el módulo y la resistencia del suelo cono tienen la forma:

E = αE(qt− σvo)′ (41)

Donde:

αE es el factor de módulo para estimar el módulo de Young (E ') de la resistencia cono neto (qt-σvo). Mayoría de las relaciones existentes utilizan qc, mientras que se debe utilizar (qt-σvo), aunque el error es generalmente pequeño en arenas, donde qt >> σvo y qc ~ (qt-σvo).

Dado que el exponente estrés es similar para la normalización de ambos QTN y E 'en la región de arena, se sigue que:

αE = KE / QTN (42)

Por lo tanto, es posible desarrollar contornos de αE que también se muestra en la Figura 10. Es posible estimar el valor apropiado de αE de Ic usando la siguiente ecuación:

αE = 0,015 [10 (0.55Ic 1,68)] (43)

De esto, el módulo de Young, E 'para no cementados, predominantemente a base de sílice suelos de cualquiera edad Holoceno o Pleistoceno (cuando Ic <2,60) se puede estimar usando:

E '= 0,015 [10 (0.55Ic + 1,68)] (qt-σvo) (44)

Bellotti et al. (1989) mostraron que la relación E '/ CC varió entre 3 y 12 para arenas de edad, normalmente consolidadas y entre 5 y 20 por encima de arenas consolidadas y fue una función de la resistencia de cono normalizado. La relación que se muestra en la Figura 10 indica que una proporción más apropiado debe ser E '/ (qt-σvo) y que el intervalo que se muestra en la Figura 10 es consistente con el trabajo previo. Figura 10 y 44 proporcionan una ecuación simplificada significa para estimar el módulo de Young equivalente utilizando los datos de CPT para una amplia

gama de suelos de grano grueso. Dado que el valor apropiado para E 'es una función del grado de carga, también es posible variar αE como una función del grado de carga. Los valores de αE mostrados en la figura 10 son para un grado medio de carga de aproximadamente 0,25 (es decir, factor de seguridad de alrededor de 4). Como el grado de carga aumenta el valor asociado de αE disminuirá. Para incorporar grado de carga en la estimación de E ', la forma final sería:

E '= 0,047 [1 - (q / qult) 0,3] [10 (0.55Ic 1.68)] (qt-σvo) (45)

Para proyectos de bajo riesgo de la forma más simple se muestra en la ecuación 44 generalmente serían adecuados. Robertson (2009a) demostraron que la ecuación 45 siempre muy buena predicción de los asentamientos de cimentación superficial de grano grueso (arena) los suelos.

Asentamientos de consolidación (al final de la consolidación primaria) puede ser estimada usando las 1-D restringida módulo tangente, m, (Lünne et al 1997.) Donde;

M = 1 / mv = δσv / δε = 2,3 (1 + e0) σ 'vo / Cc / r (46)

Donde:

mv = coeficiente de compresibilidad edométrico equivalente.

δσv = cambio en el esfuerzo vertical

δε = cambio en la deformación vertical

e0 = índice de poros inicial

Cc / r = índice de compresión, ya sea CC o Cr, dependiendo de σ 'vo Mayne (2007) ha mostrado que la proporción de M/G0 varía desde 0,02 hasta 2 de arcillas blandas a las arenas. Usando el enlace entre los valores normalizados de cono y G0 como punto de partida, es posible desarrollar contornos del módulo número restringido, KM del tipo de suelo comportamiento normalizado (SBT) gráfico, QTN - Fr, como se muestra en la Figura 11, donde:

M = KM pa (σ'vo / pa) a (47)

Donde: a = exponente estrés.

Janbu (1963) mostraron que el exponente de la tensión (a) era igual a 1,0 para tensiones por encima de la tensión de preconsolidación y cero por debajo de la tensión de preconsolidación (es decir, M es aproximadamente constante por debajo de la tensión de preconsolidación). Por lo tanto, subraya en menor que la tensión de preconsolidación:

M = pa KM (48)

El dilatómetrode (DMT) a menudo ha sido mostrado para proporcionar estimaciones excelentes de solución utilizando valores predichos de módulo 1-D limitado (Monaco et al. 2006). La forma y la localización de los contornos de kilometros fueron guiados también por correlaciones recientes entre DMT normalizada y parámetros CPT (Robertson 2009b). La forma de los contornos se guió también por las relaciones existentes entre M y resistencia cono neto (qt-σvo).

Correlaciones existentes entre el módulo y la resistencia cono limitados suelen tener la forma:

M = αM (qt-σvo) (49)

Sanglerat (1972) sugirió que αM varía con la plasticidad del suelo y el contenido de agua natural para una amplia gama de suelos de grano fino y orgánicos, aunque los datos se basa en el control de calidad. Mayne (2007) mostraron que αM variar con el tipo de suelo y la resistencia de cono neto con valores de 1 a 10, donde los valores bajos se aplican a suave clays.Based en los contornos mostrados en la Figura 11 y la ecuación 49, la correlación simplificado siguiente se sugiere:

Cuando Ic> 2.2 Empleo:

αM = QTN cuando QTN <14 (50)

αM = 14 cuando QTN> 14

Cuando Ic <2,2 utilización:

αM = 0,03 [10 (0.55Ic 1.68)] (51)

La ecuación 49 muestra que cuando QTN <14, αM varía de aproximadamente 2 a 14, que es similar a la observada por Mayne (2007), pero no hay un vínculo más claro sobre cómo seleccionar

el valor apropiado para αM. Robertson (2009a) demostró que las ecuaciones 49 y 50 proporcionan muy buena predicción de la solución de 1-D para varios países de casos publicados histories.In donde cálculos de la liquidación se llevan a cabo utilizando el índice de compresión (ya sea CC o Cr), es posible combinar las ecuaciones 46 y 50 en suelos de grano fino (Ic> 2,2) para obtener:

Cc / r = 2,3 (1 + e0) / (QT1) 2 cuando QT1 <14 (52)

Cc / r = 2,3 (1 + e0) / (14 QT1) cuando QT1> 14 (53)

En general, las estimaciones de 1-D módulo constreñido, M, y el índice de compresión (Cc) de penetración de cono sin drenaje será aproximada. Las estimaciones pueden mejorarse con información adicional sobre el suelo, como el índice de plasticidad y contenido de humedad natural, donde αM es menor para los suelos orgánicos.

5,7 Conductividad / flujo (permeabilidad)

La permeabilidad del suelo (k) puede estimarse a partir CPTu pruebas de disipación de la presión de poro. La disipación de la presión de poros durante un ensayo de disipación de CPTu se controla por el coeficiente de consolidación en la dirección horizontal (CH) que está influenciada por una combinación de la permeabilidad del suelo (KH) y la compresibilidad (M), tal como se define por la siguiente:

kh = (chγw) / M (54)

Donde: M es el módulo 1-D constreñido y γw es la unidad de peso de agua, en compatible units.Schmertmann (1978); Parez y Fauriel (1988) y Robertson et al. (1992) sugirieron métodos para estimar la permeabilidad del suelo (K) utilizando el tiempo para la disipación del 50% (t50) de un ensayo de disipación de CPTu.

Estas relaciones simplificadas son aproximados, ya que la relación es también una función de la compresibilidad del suelo (M), como se muestra en la ecuación 54. Un enfoque alternativo y mejor es el de estimar el coeficiente de consolidación a partir de un ensayo de disipación de entonces combinar esto con una estimación de la compresibilidad del suelo (M) para obtener una mejor estimación de la permeabilidad del suelo (k).

La relación simplificada presentada por Robertson et al. (1992), basado en el trabajo de Teh y Houlsby (1991), para el coeficiente de consolidación en la dirección horizontal (ch) como una función del tiempo para el 50% de disipación (t50, en minutos) para un 10 cm2 cono puede ser aproximado usando:

ch = (1,67 × 10 -6) 10 (1-log t50) m2 / s (55)

Para un cono de 15 cm2, los valores de CH se incrementa en un factor de 1,5.

La combinación de los estimados 1-d módulo restringidos, dados en las ecuaciones 49 y 50, en unidades compatibles (es decir, resistencia cono neto, (qt-σvo) en kPa y γw = 9,81 kN/m3) es posible desarrollar contornos de K frente a t50 para varios valores de QTN y σ 'vo, como se muestra en la Figura 12.El relación se muestra en la Figura 12 se puede aplicar a los datos de estándar cm2cones 10 cm2 y 15 empujados hacia blandos a rígidos, suelos de grano fino, donde el proceso de penetración es esencialmente sin escurrir (es decir, Ic> 2,60). Robertson et al. (1992) también presenta un resumen de los datos obtenidos en laboratorio CPTu donde los valores del coeficiente de permeabilidad horizontal de los resultados también estaban disponibles y que estén incluidos en la Figura 12. Páginas donde normalizaron los valores de resistencia de cono también estaban disponibles confirman que la dispersión observada en los resultados de ensayo se debe a la variación en la rigidez del suelo refleja en la resistencia cono normalizado.

El grado de consolidación durante la penetración del cono depende de la tasa de penetración (v), diámetro del cono (DC), y el coeficiente de consolidación del suelo (ch) (Finnie y Randolph 1994). Estos factores se pueden utilizar para obtener una velocidad normalizada, la penetración adimensional, V:

V = V DC / ch (56)

De acuerdo con un número de investigadores (por ejemplo, Finnie & Randolph 1994, Chung et al. 2006, Kim et al. 2008) la transición de completamente sin escurrir a condiciones parcialmente drenadas es aproximadamente cuando V ~ 10. Por lo tanto, para CPT utilizando un estándar de 10

cm2 cono lleva a cabo a la tasa estándar de 20 mm / s, la penetración sin drenaje se puede esperar en suelos con valores CH menos de aproximadamente 7 × 10-5 m2 / s. Debido al efecto de compensación de la resistencia al cizallamiento tasa de dependencia, Kim et al. (2010) mostraron que la resistencia cono es invariable para V> 1, que corresponde a una ch ~ 7 × 10-4 m2 / s. Basado en la relación entre t50 y ch, (ecuación 55) esto corresponde a una t50 <0,5 min (30 seg). Por lo tanto, un método simple para evaluar si la penetración CPT está ocurriendo sin drenaje o escurrido parcialmente, es realizar un ensayo de disipación. Si T50> 30 segundos, la penetración del cono, ya sea para un 10 cm2 o 15 cm2 cono está sin escurrir probable y que la resistencia de cono medido puede ser usado para estimar la resistencia al corte sin drenaje. Si T50 <30 segundos, la resistencia cono medido puede ser ligeramente alta debido a un drenaje parcial. Esto es consistente con la observación hecha por Robertson et al. (1992).

6 dilatómetrode (DMT)

La prueba dilatómetro plana (DMT) fue desarrollado en Italia por el Prof. Silvano Marchetti en la década de 1980 y ha llegado a ser popular en algunas partes del mundo. El DMT es simple, robusto, reproducible y económico. Marchetti (1980) proporcionan una descripción detallada de los equipos de DMT, el método de ensayo y las correlaciones originales. Diversas normas internacionales y los manuales están disponibles para el DMT. Marchetti (2001) también preparó un informe completo sobre la DMT por el Comité Técnico 16, ISSMGE.

El dilatómetro plana es una hoja de acero inoxidable con una membrana plana, de acero circular montada a ras en un lado. La prueba consiste en dos lecturas A y B que se corrigen para la rigidez de membrana, Gage desplazamiento cero y de elevación palpador pasador con el fin de determinar las presiones p0 y p1. Se toman lecturas cada 200 mm durante una pausa en la penetración y las presiones P0 y P1 corregidos se utilizan posteriormente para la interpretación. Las correlaciones originales (Marchetti 1980) se obtuvieron mediante la calibración resultados DMT con altos parámetros de calidad de suelo de varios sitios de prueba en Europa. Muchas de estas correlaciones formar la base de la interpretación actual, después de haber sido confirmado en general por la investigación posterior.

La interpretación evolucionó primero identificando tres "intermedio" DMT parámetros (Marchetti, 1980):

Material de índice,

ID = (p1-p0) / (p0-u0) (57)

Índice de estrés Horizontal,

KD = (P0-u0) / σ 'vo (58)

Dilatómetro módulo,

ED = 34,7 (p1-p0) (59)

Donde:

u0 = pre-inserción in-situ equilibrio de presión de agua

σ'vo = pre-inserción in-situ vertical efectiva stressThe dilatómetro módulo ED también se puede expresar como una combinación de ID y KD en la forma:

ED / σ'vo ID = 34,7 KD (60)

Los parámetros fundamentales de diseño son DMT ID y parámetros KD.Both se normalizan y adimensional. ID es la diferencia entre la corrección de despegue presión (P0) y la presión de deformación corregida (p1) normalizado por la eficaz lift-off presión (P0-u0). KD es el efectivo despegue presión normalizada por la tensión efectiva in situ vertical.

Aunque los métodos alternos se han sugerido para normalizar KD, la normalización original sugirió por Marchetti (1980) utilizando el in-situ la tensión efectiva vertical sigue siendo el más común. Es probable que una normalización más complejo para KD sería más apropiado, especialmente en las arenas, pero la mayoría de los registros disponibles publicados de KD utilizar la normalización inicial sugerido por Marchetti (1980).

El DMT es más para empujar en terreno muy rígida en comparación con la CPT y el DMT se lleva a cabo cada 200 mm, mientras que las lecturas de CPT se toman cada 20 a 50 mm. El DMT requiere una pausa en la penetración para realizar la prueba. Por lo tanto, la DMT produce menos datos que el CPT y también es más lento que el CPT. Ambas pruebas no incluyen una muestra de suelo, aunque es posible tomar pequeñas muestras de suelo de diámetro utilizando el mismo equipo utilizado para empujar a insertar ya sea el CPT o DMT. Robertson (2009b) propuso un conjunto preliminar de correlaciones que vincula los parámetros clave DMT (ID, KD y ED) para los parámetros normalizados CPT (Qt y Fr). Las correlaciones propuestas son aproximados y estará influido por las variaciones en el estado de estrés in-situ, la densidad del suelo, la historia de estrés, la edad, la cementación y la sensibilidad de los suelos. Las correlaciones son poco probable que sea única para todos los suelos, pero las relaciones sugeridas formar un marco para futuras mejoras. Las correlaciones resultantes se muestran en la Figura 13, en la forma de contornos de ID, KD en el gráfico SBTN CPT normalizada.

Comparando la Figura 6 con la figura 13, muestra una similitud entre los contornos de CPT resistencia arena limpia cono equivalente (QTN, cs) y KD DMT. Este enlace también fue observado por Tsai et al. (2009) y Kung et al. (2010) en relación con las correlaciones para evaluar la licuefacción del suelo. Basado en los datos presentados por Tsai et al. (2009) para suelos arenosos (ID> 1,2) y 2 <KD <6, una relación simplificada puede ser dado por:

hace 2 <KD <6 y ID> 1,2

QTN, cs = 25 KD (61)

Mediante la combinación de la ecuación 61 con las ecuaciones 23 y 25, es posible vincular el DMT para KD parámetro de estado (ψ) y el ángulo de fricción pico (φ ') para obtener:

ψ = 0,56 a 0,33 log (25 KD) (62)

φ '= φ'cv + 15,84 [log (25 KD)] - 26.88 (63)

Ecuación 62 predice más pequeños (es decir, más densa) los valores de parámetro de estado (ψ) que la sugerida por Yu (2004). Yu (2004) sugiere que una KD = 4 en una arena muy suelta (K0 = 0,5) cuando ψ = 0, mientras que, la ecuación 62 indica un valor más razonable de KD = 2 en una arena muy suelta cuando ψ = 0. Ecuación 63 predice correctamente los valores de φ 'que son ligeramente más grandes que el método actual sugeridas mi Marchetti et al. (2001) para estimar el ángulo inferior fricción límite máximo. Ecuación 63 tiene la ventaja de que incorpora la importancia de la mineralogía del suelo a través de φ'cv. Basándose en la ecuación 61, también es posible actualizar el enlace entre el KD DMT y la relación de resistencia cíclica (CRR7.5) para la evaluación de la licuefacción del suelo en suelos arenosos. Usando la relación entre CPT basado CRR y QTN, cs, sugerido por Robertson y Wride (1998), y la ecuación 61, una relación de DMT actualizado se convierte en: para 2 <KD <6 y ID> 1,2

CRR7.5 = 93 (0.025 KD) 3 + 0,08 (64)

La Figura 14 compara la correlación propuesta entre CRR7.5 y KD y las sugeridas por Monaco et al. (2005) y Tsai et al. (2009). La correlación propuesta es muy similar cuando KD <4 y cae entre los otros cuando KD> 4.El intención de presentar una relación entre la CPT y los resultados de DMT no es para inferir que una prueba es mejor que el otro, ya que cada prueba tiene sus ventajas y limitaciones, sino de buscar similitudes y vínculos entre los dos ensayos in situ a fin de que estos vínculos pueden ser utilizados para ampliar y mejorar las correlaciones y aplicaciones mediante la aplicación de las experiencias existentes y bases de datos a partir de una prueba y extrapolando a la otra prueba.

7 RESUMEN

El objetivo de este trabajo fue centrarse en algunos de los principales ensayos in situ y de presentar algunas ideas seleccionadas que la profesión de la ingeniería geotécnica pueden resultarle útiles. El uso y la aplicación de pruebas in situ para la caracterización de geomateriales ha seguido creciendo durante las últimas décadas, especialmente en los materiales que son difíciles de muestrear y ensayar utilizando métodos convencionales.

Una breve discusión se proporciona en un esfuerzo para motivar a los ingenieros geotécnicos a abandonar progresivamente la SPT, ya que es un crudo, poco fiable in situ de prueba. Según lo sugerido por Jefferies y Davies (1993), la forma más confiable de obtener valores de N del SPT es realizar un CPT y convertir el CPT a un SPT equivalente. Una actualización de la correlación CPT-SPT se presenta con base en el índice de tipo de suelo CPT comportamiento, Ic.

Se discuten sobre los últimos acontecimientos con el CPT, incluyendo algunos elementos de equipamiento y procedimientos, evaluación del tipo de suelo y la estimación de los principales parámetros de diseño geotécnicos. Actualizado cartas SBT consistentes con 9 zonas de SBT, que son adimensionales y codificados por color para una mejor presentación, se presentan. El gráfico normalizado SBT, basado en QTN-Fr, se utiliza para ilustrar las correlaciones para el estado del

suelo (ψ y OCR), rigidez (G0, y E) y la compresibilidad (M y Cc). Una discusión también se proporciona para ilustrar la utilidad de la resistencia cono de arena limpia equivalente, QTN, cs.

Aunque este parámetro se desarrolló fuera de los métodos de evaluación de licuefacción basados en historias de casos, se demuestra que las correlaciones resultantes son notablemente similares a las que se han desarrollado de forma independiente utilizando conceptos CSSM y la teoría.

Una breve discusión también se proporciona con respecto a una posible correlación entre la DMT KD y CPT QTN, cs, y su aplicación para posibles nuevas correlaciones entre la DC y el estado del suelo, ángulo de fricción pico y la resistencia a las cargas cíclicas.

AGRADECIMIENTOS

Esta investigación no hubiera podido llevarse a cabo sin el apoyo, el aliento y las aportaciones de John Gregg, Cabal Kelly y otro personal de Gregg Drilling Inc. y Pruebas El intercambio de ideas y datos de Paul Mayne y Silvano Marchetti es también autor es appreciated.This agradecido por la enseñanza, la orientación y el estímulo de los profesores Campanella y Mitchell. Profesor Dick Campanella fue uno de los primeros estudiantes de posgrado del profesor JK Mitchell Universidad de California en Berkeley y autor fue uno de los primeros estudiantes de posgrado del profesor Campanella en la Universidad de British Columbia.