Ensayo de penetracion ligeria

UNIVERSIDAD NACIONAL DE INGENIERÍA
FACULTAD DE INGENIERÍA CIVIL
SECCIÓN DE POST GRADO
ESPECIALIDAD EN INGENIERÍA GEOTÉCNICA
ESTUDIO EXPERIMENTAL SOBRE CORRELACIONES EN
SUELOS GRANULARES FINOS (ARENAS) COMPACTADOS,
USANDO EQUIPOS DE PENETRACIÓN
TESIS
PARA OPTAR EL GRADO DE MAESTRO EN CIENCIAS CON
MENCIÓN EN INGENIERÍA GEOTÉCNICA
PRESENTADO POR:
Ing. Cesar Augusto Atala Abad
LIMA - PERU
2011

ESTUDIO EXPERIMENTAL SOBRE CORRELACIONES EN
SUELOS GRANULARES FINOS (ARENAS) COMPACTADOS,
USANDO EQUIPOS DE PENETRACIÓN
Ing. CESAR AUGUSTO ATALA ABAD
Presentado a la Sección de Post-Grado de la Facultad de Ingeniería Civil en
cumplimiento parcial de los requerimientos para el grado de:
MAESTRO EN CIENCIAS CON MENCIÓN EN
INGENIERÍA GEOTÉCNICA
de la
Febrero del 2011
 2010 Universidad Nacional de Ingeniería. Todos los Derechos Reservados.
Autor : CESAR AUGUSTO ATALA ABAD
Facultad de Ingeniería Civil
Recomendado : Dr. JORGE ALVA HURTADO
Asesor de Tesis
Aceptado : C.E. Ing. FRANCISCO CORONADO DEL AGUILA
Jefe de Post-Grado de la Facultad de Ingeniería Civil

Dedicatoria :
A mi padre, Carlos por su constante
apoyo en tratar de salir adelante.
A Nancy, mi esposa por su
paciencia.
A Yasmin, mi hija, esperando que le
sirva de fuente de inspiración e
ilumine su camino.

AGRADECIMIENTO
Realmente resulta un poco difícil escribir un agradecimiento considerando que han sido tantas
las personas que de alguna u otra forma han contribuido en alguna etapa del desarrollo de la
presente tesis.
Inicialmente al Dr. Jorge Alva Hurtado durante la propuesta de plan de Tesis, equipo Sowers,
asesoría y revisión del tema final.
Al Laboratorio N° 2 de Mecánica de Suelos de la Facultad de Ingeniería Civil de la UNI, por su
apoyo en los trabajos de campo y ensayos de laboratorio.
Al Laboratorio de Geotecnia – CISMID- FIC – UNI, por su apoyo con los equipos de CPT,
SPT, DPL, WST, personal técnico y ensayos de laboratorio.
Al personal técnico y operarios durante la excavación del pozo, llenado y control de
compactación al 90% y 100% de grado de compactación. Al Ing. Linder Azurza durante la
realización de las pruebas.
Al Ing. Victor Sanchez Moya – Jefe del Departamento de Investigación de la FIC, quien
conjuntamente con los Ingenieros Electrónicos apoyaron decididamente a fin de tratar de
determinar la eficiencia de equipo SPT.
Al personal de oficina de CAA Ingenieros Consultores EIRL por su apoyo en la diagramación,
dibujos y tipeo. Al Ing. Fredy Ore Gil por su coordinación y apoyo en la redacción de la
presente tesis.
Al Dr. Zenón Aguilar Bardales y M.Sc. Wilfredo Gutierrez Lazares por sus importantes aportes
durante la revisión de la presente Tesis.

Facultad de Ingeniería Civil ESTUDIO EXPERIMENTAL SOBRE CORRELACIONES EN SUELOS
GRANULARES FINOS (ARENAS) COMPACTADOS, USANDO
EQUIPOS DE PENETRACIÓN
i
RESUMEN
El presente trabajo de tesis es el resultado de un estudio experimental sobre las correlaciones de los
diferentes equipos de penetración, en un suelo arenoso igualmente compactado, a fin de establecer
ecuaciones de correlación entre ellas.
Los ensayos experimentales se llevaron a cabo en un pozo de 2.00 metros de diámetro y 10.00 metros
de profundidad, excavado en una zona de jardín situado frente al Laboratorio de Mecánica de Suelos
de la Facultad de Ingeniería Civil de la Universidad Nacional de Ingeniería, rellenado con arena fina
no plástica, compactada por capas con Densidad Relativa Dr=18.19%, correspondiente a un grado de
compactación de GC=90% y Densidad Relativa de Dr=69.27% correspondiente a un grado de
compactación de GC=100%, referido a la Máxima Densidad Seca del Proctor Modificado.
Se realizó la caracterización geomecánica del suelo arenoso empleado, por medio de ensayos estándar
de granulometría, limites de Atterberg, gravedad específica, contenido de humedad y ensayos
especiales de: Densidades Máximas y Mínimas, Proctor Modificado, Deformación Bajo Carga (Ensayo
Edométrico) y Corte Directo.
Se realizó una recopilación de la información existente sobre correlaciones entre los diferentes equipos
y relaciones con las principales propiedades del suelo: ángulo de fricción interna, densidad relativa y
módulo de elasticidad.
En el suelo compactado con Dr= 18.19% (GC=90%), se realizaron: 3 pruebas de SPT (Standard
Penetration Test), 2 pruebas de auscultación con el cono dinámico Tipo Peck, 2 pruebas con el DPL
(Dynamic Probing Light), 2 pruebas con el DPM (Dynamic Probing Medium), 2 pruebas con el Cono
Sowers, 2 pruebas con el WST (Weigh Sounding Test) y 2 pruebas empíricas empleando una varilla de
construcción de ½”. No se programó pruebas de CPT (Cone Penetrometer Test) debido a los valores
muy bajos obtenidos con las primeras pruebas que no permitieron establecer correlaciones entre ellas.
En el suelo compactado con Dr=69.27 (GC=100%) se realizaron 12 pruebas de SPT, 2 pruebas con el
Cono Peck, 2 pruebas con el DPL, 2 pruebas con el DPM, 2 pruebas con el WST, 2 pruebas con el
CPT, 2 pruebas con el Cono Sowers y 2 pruebas empíricas con varilla de ½”.
Además se realizaron pruebas al inicio de cada nivel sin sobrecarga geostática, a fin de intentar
verificar el efecto del confinamiento (overburden), el efecto de la longitud de las barras, sin empotrar
colocando el martillo en la superficie y al fondo de la calicata y del diámetro de la calicata.

ii
Para la realización de las pruebas, se contó con los equipos y operadores del CISMID, del Dr. Jorge
Alva Hurtado y de la empresa CAA Ingenieros Consultores EIRL.
Como resultado del estudio se proponen relaciones de correlación entre los resultados de los diferentes
equipos empleados y relación con las principales propiedades del suelo: ángulo de fricción interna (),
módulo de elasticidad ( E ) y densidad relativa (Dr).

iii
SUMMARY
This thesis is the result of a experimental study on correlations of different equipment of penetration
in a sandy soil also compacted in order to establish correlation equations between them.
The experimental trials were conducted in a well of 2.00 meters in diameter and 10.00 feet deep, dug
in a garden opposite the Soil Mechanics Laboratory, Faculty of Civil Engineering, National University
of Engineering, filled with not plastic sand, compacted in layers with Relative Density Dr= 18.19%,
corresponding to a degree of compaction of GC= 90% and relative density Dr=69.3% corresponding to
a degree of compaction of GC=100%, based on the Maximun Dry Density of Modified Proctor.
A characterization geomechanics, was made of the sandy soil used, through standard tests of particle
size, Atterberg limits, specific gravity, moisture content and special tests: Maximum and Minimum
Density, Modified Proctor, Deformation Under Load (oedometer test) and Shear Direct.
We performed a compilation of existing information on correlations between different equipment and
relationships with key soil properties: angle of internal friction, gravity and modulus of elasticity.
In compacted soil with Dr = 18.19% (GC = 90%) were performed: 3 test of SPT (Standard Penetration
Test), 2 auscultation tests with the cone dynamic type Peck, 2 tests with the DPL (Dynamic Probing
Light), 2 tests with the DPM (Dynamic Probing Medium), 2 Sowers Cone tests, 2 tests with the WST
(Weigh Sounding Test) and 2 empirical tests using a rebar ½ ". No tests are scheduled CPT (Cone
Penetrometer Test) due to very low values obtained with the first tests did not permit correlations
between them.
In compacted soil with Dr=69.27% (GC=100%) were performed 12 tests of SPT, 2 Peck Cone tests, 2
tests with the DPL, 2 tests with the DPM, the WST 2 tests, 2 tests with the CPT, 2 tests with the
Sowers Cone, and 2 empirical test with rebar ½”.
It also tested at the start of each level without overloading geostatic order to attempt to verify the effect
of confining (overburden), the effect of length of the bars, placing the hammer in the surface and
bottom of the pit, and the effect of the diameter of the pit.
To perform the tests, had the equipment and operators CISMID, Dr. Jorge Alva Hurtado and Company
Consulting Engineers CAA EIRL.

iv
As a result of the study proposes relationships correlation between the results of the different
equipment used and related to the main soil properties: angle of internal friction (), modulus of
elasticity (E) and relative density (Dr).

v
CONTENIDO
1. CAPÍTULO I : INTRODUCCIÓN ………….................. 1
2. CAPÍTULO II: ANÁLISIS CRÍTICO DE LAS CARACTERÍSTICAS DE
LOS EQUIPOS……………………………………. 9
2.1. Ensayo de Penetración Estándar (SPT) (NTP 339.133 – ASTM D1586)……. 9
2.1.1 Evolución Histórica …………………………………………………. 9
2.1.2 Metodología Original del Ensayo……………………………………. 11
2.1.3 Metodología Actual del Ensayo……………………………………… 11
2.1.4 Ventajas y Desventajas del SPT……………………………………… 16
2.1.5 Factores que Afectan la Medida de los Valores de “N” ……………... 17
2.1.6 Calibración de la Energía del SPT …………………………………... 36
2.1.7 SPT-T………………………………………………………………… 45
2.1.8 Large Penetration Test (LPT) ……………………………………….. 46
2.1.8.1 Introducción ………………………………………………… 46
2.1.8.2 Tipos de LPT ……………………………………………….. 46
2.2 Auscultación Dinámica con el Cono Tipo Peck (ACP) (UNE 103-801:1994) *1
.. 51
2.2.1 Antecedentes Generales ……………………………………………… 51
2.2.1.1 Introducción ………………………………………………… 51
2.2.1.2 Prueba de Cono Dinámico …………………………………... 51
2.2.1.3 Calibración de Conos ………………………………………... 53
2.2.1.4 Mecanismos de Carga ……………………………………….. 54
2.2.1.5 Determinación de las Resistencias …………………………… 59
2.2.1.6 Resultados Típicos …………………………………………… 60
2.2.1.7 Comentarios ………………………………………………….. 63
2.2.2 Origen del Nombre Cono Peck …………………………………………. 64
2.2.2.1 Auscultación con el Cono Dinámico Tipo Peck en el Perú ….
2.3 Penetración Dinámica (DP): (NTP 339.159 – DIN 4094) …………………….. 66
2.3.1 Introducción …………………………………………………………… 70
2.3.2 Alcance ………………………………………………………………... 70
2.3.3 Definiciones …………………………………………………………… 71
2.3.4 Equipo ………………………………………………………………… 74
2.3.5 Procedimiento de Ensayo …………………………………………….. 75
2.3.6 Medidas ………………………………………………………………. 76
2.3.7 Precauciones, Controles y Comprobaciones ………………………….. 77
2.3.8 Características Especiales 77
2.3.9 Informe de Resultados ………………………………………………… 77
2.3.10 Variaciones de la Prueba de Referencia………………………………… 79
2.3.11 Comentarios ………………………………………………………………80
2.4. Prueba de Sondaje de Pesas (WST) – Weigh Sounding Test ……………………81
(ISO/TS 22476-10:2005 (E))*2
2.4.1 Antecedentes ………………………………………………………….. 81

vi
2.4.2 Introducción ……………………………………………………………..82
2.4.3 Alcance ………………………………………………………………. 82
2.4.4 Términos y Definiciones …………………………………………….. 83
2.4.5 Equipo …………………………………………………………….…. 84
2.4.6 Procedimientos del Ensayo …………………………………………… 85
2.4.7 Resultados de Ensayos ……………………………………………….. 87
2.4.8 Reporte ……………………………………………………………….. 87
2.4.9 Material Fotográfico ………………………………………………….. 89
2.5. Auscultación Semi Estática - Cono Holandés (CPT) (NTP 339.148 ASTM D-3441).91
2.5.1 Alcance ……………………………………………………………….. 91
2.5.2 Definiciones ………………………………………………………….. 91
2.5.3 Descripción del Equipo ……………………………………………….. 93
2.5.4 Ejecución de la Prueba ………………………………………………… 96
2.5.5 Presentación de Resultados …………………………………………….. 97
2.5.6 Cono Eléctrico de Fricción (CPT) …………………………………….. 98
2.5.7 Cálculos ……………………………………………………………….. 102
2.5.8 Piezocono Eléctrico de Fricción (CPTU) ……………………………... 105
2.5.9 Piezocono Sísmico (SCPTU) …………………………………………. 105
2.5.10 Piezocono de Resistividad (RCPTU) …………………………………. 105
2.5.11 Piezocono Sísmico y de Resistividad (RSCPRU) ……………………... 106
2.5.12 Factores que Afectan los Datos de CPT ……………………………….. 106
2.5.13 Procedimientos Recomendados y Correcciones de los Datos de CPT
Medidos .. ……………………………………………………………… 107
2.5.14 Ventajas y Desventajas del CPT …………………………………........ 109
2.6. Cono Sowers (ASTM STP 399) ……………………………………………….. 110
2.6.1. Antecedentes ……………………………………………………………. 110
2.6.2. Instrucciones de Funcionamiento ………………………………………. 110
2.7. Otros Equipos …………………………………………………………………... 113
2.7.1 Varilla de  ½” .. …………………………………………………………. 113
CAPÍTULO III: ANTECEDENTES SOBRE CORRELACIONES DE RESULTADOS
ENTRE LOS DIFERENTES EQUIPOS DE PENETRACIÓN Y LAS
PROPIEDADES DE LOS SUELOS…………………………. 116
3.1 Introducción …………………………………………………………………….. 116
3.2 Correlaciones con el SPT ……………………………………………………….. 116
3.2.1 Correlaciones entre el Valor “N” del SPT y la Densidad Relativa (Dr) .. 116
3.2.2 Correlaciones del Valor “N” del SPT y “Dr”, con el Angulo de Fricción
Interna () ……………………………………………………………… 128
3.2.3 Capacidad Portante con el Valor “N” del SPT ………………………… 133
3.2.4 Determinación de Asentamientos en función a “N” …………………… 133
3.3 Correlaciones con el CPT ………………………………………………………. 134
3.3.1 Clasificación Indirecta de los Suelos ………………………………….. 134
3.3.2 Densidad Relativa de Arenas …………………………………………. 137
3.3.3 Resistencia al Corte de Suelos No Cohesivos ………………………… 140
3.34 Modulo de Esfuerzo Deformación Es ………………………………… 144
3.4 Correlaciones entre el CPT y SPT ……………………………………………… 145
3.5 Correlación entre el SPT y el Cono Normal – Palmer y Stuart (1957) …………. 152
3.6 Correlación con el Weight Sounding Test (WST) ……………………………….153

vii
3.7 Correlaciones con el Cono PECK ………………………………………………. 156
3.7.1 Correlación del Cono Peck y el SPT …………………………………….156
3.8 Correlaciones con el Cono Sowers ………………………………………………158
3.9 Correlaciones con el DPL (Dynamic Probing Light) …………………………… 159
3.10 Correlaciones con el LPT (Large Penetration Test) …………………………… 163
3.11 Correlaciones con el Becker Penetration Test (BPT) ……………………………163
CAPÍTULO IV: CARACTERÍSTICAS DEL MEDIO ………………………. 164
4.1 Características Físico – Mecánicas …………………………………………….. 164
4.2 Cuadro Resumen de Caracterización Geotécnica ………………………………. 164
4.3 Procedimiento de Colocación de la Arena en el Pozo de Prueba ………………. 169
4.3.1 Construcción del Pozo …………………………………………………. 169
4.3.2 Proceso de Colocación de la Arena ……………………………………. 169
4.4 Densidad Relativa ……………………………………………………………… 172
4.4.1 Densidad Relativa para el 100% de Grado de Compactación ………….. 173
4.4.2 Densidad Relativa para el 90% de Grado de Compactación …………… 173
4.5 Influencia del Peso del Suelo en el Grado de Compactación de las Capas
Subyacentes …………………………………………………………………… 174
4.5.1 Grado de compactación: GC=100% (Dr=63.27%) ……………………. 174
4.5.2 Grado de compactación: GC=90% (Dr=18.19 %) …………………….. 177
4.6 Controles de Compactación Efectuados ………………………………………. 181
4.6.1 Grado de Compactación GC=100% (Dr=63.27%) …………………… 181
4.6.2 Grado de Compactación GC=90% (Dr=18.19 %) …………………… 182
CAPÍTULO V: REALIZACIÓN DE PRUEBAS ………………………….. 184
5.1. Suelo Compactado con Densidad Relativas de Dr= 18.2 % y Grado de
Compactación de GC=90%..................................................... ……………….. 184
5.1.1 Pruebas de Penetración Estándar (SPT) …………………………….. 184
5.1.2 Pruebas de Auscultación Dinámica con el Cono Peck ……………… 184
5.1.3 Pruebas de Auscultación Dinámica con el DPL
(Dynamic Probing Light) …………………………………………….. 185
5.1.4 Pruebas de Auscultación Dinámica con el DPM
(Dynamic Probing Medium) …………………………………………. 185
5.1.5 Pruebas de Auscultación con el Weight Sounding Test (WST) ………. 185
5.1.6 Pruebas con el Cono Sowers …………………………………………. 185
5.1.7 Pruebas con Varilla de  ½” ………………………………………… 185
5.2 Suelo Compactado con Densidad Relativa de Dr= 69.3% y Grado de
Compactación GC=100%)…………………………………………………….. 194
5.2.1 Penetración Estándar (SPT) Pruebas de SPT ………………………… 194
5.2.2 Pruebas Auscultación Dinámica con el Cono Peck ………………….. 194
5.2.3 Pruebas con el Cono Holandés CPT (Cone Penetration Test) ……….. 194
5.2.4 Pruebas Auscultación Dinámica con el DPL (Dynamic Probing Light) 194
5.2.5 Pruebas de Auscultación Dinámica con el DPM
(Dynamic Probing Medium) …………………………………………… 194
5.2.6 Pruebas de Auscultación con el Weight Sounding Test (WST) ………. 194
5.2.7 Pruebas con el Cono Sowers …………………………………………. 195
5.2.8 Pruebas con Varilla de  ½” …………………………………………… 195
5.3 Pruebas Realizadas al Inicio de Cada Nivel ……………………………………. 195

viii
5.3.1 Nivel -1.00 m (Cono Sowers - 2 pruebas, WST - 2 pruebas, SPT - 4
pruebas, Cono Peck - 2 pruebas,  ½”-2 pruebas, DPL – 2 pruebas,
DPM-2 pruebas) ……………………………………………………… 213
5.3.2 Nivel -2.00 m (Cono Sowers - 2 pruebas, WST - 2 pruebas, SPT - 4 pruebas,
Cono Peck - 2 pruebas,  ½”- 2 pruebas, DPL – 2 pruebas, DPM-2
pruebas) ………………………………………………………………. 216
pruebas, Cono Peck - 2 pruebas,  ½”- 2 pruebas, DPL – 2 pruebas,
DPM-2 pruebas).. …………………………………………………….. 219
pruebas, Cono Peck - 2 pruebas,  ½”- 2 pruebas, DPL – 2 pruebas,
DPM-2 pruebas) ………………………………………………………. 222
5.3.5 Nivel -5.00 m (Cono Sowers - 2 pruebas, WST - 2 pruebas, SPT - 4 pruebas,
DPM-2 pruebas) ……………………………………………………. 225
5.3.6 Nivel -6.00 m (Cono Sowers - 2 pruebas, SPT - 4 pruebas, Cono Peck - 2
pruebas,  ½”- 2 pruebas, DPL – 2 pruebas, DPM-2 pruebas) ……… 228
5.3.7 Nivel -7.00 m (Cono Sowers - 2 pruebas, SPT - 4 pruebas, Cono Peck - 2
pruebas,  ½”- 3 pruebas, DPL – 2 pruebas, DPM-2 pruebas) ……… 230
5.3.8 Nivel -8.00 m (Cono Sowers - 2 pruebas, SPT - 6 pruebas, DPL – 2 pruebas,
DPM-2 pruebas) …………………………………………………….. 232
5.3.9 Nivel -9.00 m (SPT - 2 pruebas) …………………………………….. 234
CAPÍTULO VI: COMPARACIÓN DE RESULTADOS Y REGLAS
DE REGRESIÓN…………………………… …….. 235
6.1 Introducción ……………….. ………………………………………………… 235
6.2 Procedimiento ………………………………………………………………... 235
6.3 Regresión Lineal Simple ……………………………………………………… 236
6.3.1 Datos y Gráfica de Dispersión ………………………………………. 237
6.3.2 La Covarianza ………………………………………………………… 238
6.3.3 Coeficiente o Índice de Correlación …………………………………. 238
6.3.4 Regresión Lineal Simple …………………………………………….. 239
6.3.5 Recta de Regresión de Mínimos Cuadrados …………………………. 240
6.4 Valores de Campo y Rectas de Regresión …………………………………… 241
6.5 Resumen de las Rectas de Regresión …………………………………………. 242
6.6 Resumen de las Constantes de Proporcionalidad ……………………………. 243
6.7 Energías Especificas y Correlaciones de los Equipos de Penetración Dinámicos 244
CAPÍTULO VII: ANÁLISIS COMPARATIVO DE LOS RESULTADOS DE LAS
DIFERENTES PRUEBAS CON EL ÁNGULO DE FRICCIÓN
INTERNA…………………………………………… 289
7.1 Introducción …………………………………………………………………… 289
7.2 Valores del Ángulo de Fricción Interna  en Función de Relaciones Publicadas con el NSPT y
de la Densidad Relativa (Dr) …………………………………………………… 289
7.3 Correlación entre el Valor NSPT y la Densidad Relativa ……………………….. 292
7.4 Correlación entre Módulo de Elasticidad ( E ) y el valor NSPT ………………… 297
7.5 Valores del Ángulo de Fricción Interna “” en función de relaciones publicadas
con el “qC” del CPT ………….………………………………………………… 298
7.6 Correlación entre la Densidad Relativa y el Valor “qC” del CPT …………….. . 300
7.7 Correlación entre la Densidad Relativa y el Valor NSPT ……………………… 303
7.8 Correlaciones entre el SPT y el CPT …………………………………………… 303
7.8.1 Robertson (1990) ………………………………………………………. 303

ix
7.8.2 Robertson y Campanella (1983)………………………………………. 307
7.8.3 Robertson (1983) ……………………………………………………. 307
7.8.4 Kullhawy y Mayne (1990) …………………………………………….. 308
7.8.5 Kullhawy y Mayne (1990) …………………………………………….. 309
7.8.6 Power (1982) ………………………………………………………….. 310
7.8.7 Ramaswamy et al (1987) ……………………………………………… 311
7.8.8 Thorburn (1957) ………………………………………………………. 312
7.9 Correlaciones entre la Densidad Relativa Dr y el Ángulo de Fricción Interna  con la
prueba DPL ……………………………………………………………………. 313
7.10 Correlaciones entre la Densidad Relativa Dr, ángulo de fricción interna  y Módulo de
Elasticidad con la Prueba WST ………………………………………………… 314
7.10.1 Correlaciones con el WST(0.20) ………………………………………… 314
7.10.2 Correlaciones con el WST(1.00) …………………………………………. 316
7.11 Correlaciones del Valor NSPT con el N44 del Cono Sowers …………………….. 317
7.12 Correlaciones en Base a la Prueba de “” de ½” ………………………………. 318
7.13 Influencia de la tubería no empotrada en los valores del SPT ………………… 319
CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES ………………………………………… 321
BIBLIOGRAFÍA .................................................................................................... 328
*1
UNE : Norma Española
*2
ISO/TS : International Organization for Standardization / Technical Specification

x
ANEXOS
ANEXO I : Material Fotográfico ............................................. 335
ANEXO II : Ensayos de Laboratorio ………………………… 353
ANEXO III : Normas Técnicas de los Equipos ………………. 376

xi
LISTA DE CUADROS
Cuadro N° 1.1 Primeras Correlaciones Propuestas entre la Resistencia a la Penetración y la
Compacidad de la Arena
Cuadro N° 1.2 Reducción del Número de Golpes del SPT debajo del Nivel Freático
Drozd (1974)
Cuadro N° 2.1.1 Aplicabilidad del SPT
Cuadro N° 2.1.2 Ventajas del Ensayo de Penetración Estándar
Cuadra N° 2.1.3 Desventajas del Ensayo de Penetración Estándar
Cuadro N° 2.1.4 Factores de Corrección por Sobrecarga (Carter y Bentley 1991)
Cuadro N° 2.1.5 Eficiencia del Martillo según Clayton (1990)
Cuadro N° 2.1.6 Relación de Energía Propuestas según J. E. Bowles (1996)
Cuadro N° 2.1.7 Relación de Energía con respecto al Equipo Normalizado con Er =60%
Cuadro N° 2.1.8 Factor de corrección por longitud de barra Cetin et. al. 2004
Cuadro N° 2.1.9 Corrección ED por diámetro de perforación
Cuadro N° 2.1.10 Factores de Corrección Considerando Tubo Muestreador (Schmertmann 1978)
Cuadro N° 2.1.11 Factores de Corrección Considerando Tubo Muestreador (Robertson 8 wride
1997, Bowles 1996, Skepmton 1986).
Cuadro N° 2.1.12 Lecturas de Tiempo de Caídas del Martillo entre los Lectores Láser 1, 2 y 3
Cuadro N° 2.1.13 Ejemplo de Empleo de los Factores de Corrección del Valor “N” del SPT
Cuadro N° 2.1.14 Características de los Equipos LPT
Cuadro N° 2.2.1 Dimensiones de los Conos y Energías de Hincado
Cuadro N° 2.2.2 Dimensiones de los conos y energías de hincado y peso de las barras de
hincado
Cuadro N° 2.3.1 Datos Técnicos del Equipo
Cuadro N° 2.5.1 Factores que Afectan la Medida de la Resistencia de la Punta (qc), Fricción
Lateral (fs) y la Presión de Poro en la Prueba de Penetración del Cono (Lunne
et al. 1997; Robertson y Campanella 1989).
Cuadro N° 2.5.2 Ventajas y desventajas de la Prueba de Penetración de Cono (Kulhawy y
Mayne 1990)
Cuadro N° 3.1 Primeras correlaciones entre el Número de Golpes y la Compactación de
Suelos Granulares.
Cuadro N° 3.2 Reducción del Número de Golpes por debajo del Nivel Freático (Drozd 1974)
Cuadro N° 3.3 Correcciones del Valor de N
Cuadro N° 3.4 Correlaciones en la Dr y los valores de N, del SPT (McGregor y Duncan 1998)
Cuadro N° 3.5 Valores Empíricos para Ø, Dr y  Relativos a N del SPT en Suelos Granulares
Cuadro N° 3.6 Valores de los Coeficientes para la Determinación de la Capacidad Portante
para un Asentamiento de 1”.
Cuadro N° 3.7 Valores Obtenidos del Modulo de Elasticidad ( E ) en función del NSPT
Cuadro N° 3.8 Densidad Relativa (Dr) en función de la Resistencia del Cono (qC) y del
Esfuerzo Efectivo vertical (’v)
Cuadro N° 3.9 Correlaciones entre el valor “qc” del CPT vs Ángulo de Fricción Interna ()
Cuadro N° 3.10 Relación entre N y qC
Cuadro N° 3.11 Correlaciones de qc y N - Sanglerat (1972)
Cuadro N° 3.12 Relación qC / N60 - Ramaswamy et al. (1982)
Cuadro N° 3.13 Eurocódigos Norma Europea Experimental Octubre 2002
Cuadro N° 3.14 Valores de los Coeficientes Adimensionales a1,a2 y b1,b2 Ulrich Smoltczyk
Cuadro N° 3.15 Correlaciones SPT – LPT Observadas Arenas y Gravas
Cuadro N° 4.1 Análisis Granulométrico por Tamizado, Limites de Consistencia (ASTM D-
4318) y Clasificación SUCS Laboratorio CAA Ingenieros Consultores Eirl

xii
Cuadro N° 4.2 Análisis Granulométrico por Tamizado, Limites de Consistencia (ASTM D-
4318) y Clasificación SUCS Laboratorios UNI, CISMID, PUCP.
Cuadro N° 4.3 Valores de Gravedad Especifica y Densidad Máxima y Minima
Cuadro N° 4.4 Proctor Modificado ASTM D-1557 (Laboratorio CAA Ingenieros Consultores
Eirl)
Cuadro N° 4.5 Resultados de los Ensayos de Corte Directo
Cuadro N° 4.6 Ensayos Edométricos para GC=100% y GC=90%
Cuadro N° 4.7 Rango de la Densidad Relativa (Dr) (Lambe-Whitman, 1969)
Cuadro N° 5.1 Características Fisicas de los Equipos de S.P.T. Empleados
Cuadro N° 5.2 Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT- 3 / SPT- 4 (nivel -
1.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% y GC=100%
Cuadro N° 5.3 Valores Obtenidos en la Prueba de Peck – 1/ Peck -2 (nivel - 1.00) en suelo
compactado con Dr = 69.3% y GC=100%
Cuadro N° 5.4 Valores Obtenidos en la Prueba de DPL- 1 / DPL – 2 (nivel - 1.00) en suelo
Cuadro N° 5.5 Valores Obtenidos en la Prueba de DPM – 1 / DPM – 2 (nivel - 1.00) en suelo
Cuadro N° 5.6 Valores Obtenidos en la Prueba de WST-1/ WST– 2 (nivel -1.00) en suelo
Cuadro N° 5.7 Valores Obtenidos en la Prueba de Sowers -1/ Sowers – 2 (nivel -1.00 ) en
suelo compactado con Dr = 69.3% y GC=100%
Cuadro N° 5.8 Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” – 1 /  ½” – 2 (nivel - 1.00) en suelo
Cuadro N° 5.9 Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4 en
Cuadro N° 5.10 Valores Obtenidos en la Prueba de Peck - 1 / Peck – 2 en suelo compactado
con Dr = 69.3% y GC=100%
Cuadro N° 5.11 Valores Obtenidos en la Prueba de DPL -1 / DPL – 2 (nivel - 2.00) en suelo
Cuadro N° 5.12 Valores Obtenidos en la Prueba de DPM -1 / DPM-2 (nivel - 2.00) en suelo
Cuadro N° 5.13 Valores Obtenidos en la Prueba de WST -1 / WST – 2 (nivel - 2.00) en suelo
Cuadro N° 5.14 Valores Obtenidos en la Prueba de Sowers -1 / Sowers -2 (nivel - 2.00) en
Cuadro N° 5.15 Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1 ,  ½” – 2 (nivel - 2.00) en suelo
Cuadro N° 5.16 Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4 (nivel
- 3.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% y GC=100%
Cuadro N° 5.17 Valores Obtenidos en la Prueba de Peck - 1 / Peck – 2 (nivel - 3.00) en suelo
Cuadro N° 5.18 Valores Obtenidos en la Prueba de DPL -1 / DPL – 2 (nivel - 3.00) en suelo
Cuadro N° 5.19 Valores Obtenidos en la Prueba de DPM -1 / DPM- 2 (nivel - 3.00) en suelo
Cuadro N° 5.20 Valores Obtenidos en la Prueba de WST -1 / WST – 2
(nivel - 3.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% y GC=100%
Cuadro N° 5.22 Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1 ,  ½”/  ½” – 2 (nivel - 3.00) en
Cuadro N° 5.23 Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4 (nivel -

xiii
Cuadro N° 5.25 Valores Obtenidos en la Prueba de DPL – 1 / DPL -2 (nivel - 4.00) en suelo
Cuadro N° 5.29 Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1 ,  ½”/  ½” – 2 (nivel - 4.00) en
Cuadro N° 5.32 Valores Obtenidos en la Prueba de DPL – 1 / DPL -2 (nivel - 5.00) en suelo
Cuadro N° 5.36 Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1,  ½”/  ½” – 2 (nivel - 5.00) en
Cuadro N° 5.39 Valores Obtenidos en la Prueba de DPL – 1 / DPL -2 (nivel -6.00) en suelo
Cuadro N° 5.40 Valores Obtenidos en la Prueba de DPM -1 / DPM- 2 (nivel -6.00) en suelo
Cuadro N° 5.42 Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1 ,  ½”/  ½” – 2 (nivel -6.00) en
Cuadro N° 5.43 Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4
(nivel -7.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% y GC=100%
Cuadro N° 5.44 Valores Obtenidos en la Prueba de Peck - 1 / Peck – 2 (nivel -7.00) en suelo
Cuadro N° 5.47 Valores Obtenidos en la Prueba de Sowers -1 / Sowers -2 (nivel -7.00) en
Cuadro N° 5.48 Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1,  ½” – 2 y  ½” – 3 (nivel -7.00)
en suelo compactado con Dr = 69.3% y GC=100%
Cuadro N° 5.49 Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4/ SPT-
5 / SPT-6 (nivel -8.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% y GC=100%

xiv
Cuadro N° 5.52 Valores Obtenidos en la Prueba de Sowers -1 / Sowers -2 (nivel -8.00) en
Cuadro N° 5.53 Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 (nivel -9.00) en suelo
Cuadro N° 6.1 Valores obtenidos en las diferentes pruebas GC=90%.
Cuadro N° 6.2 Correlaciones Efectuadas
Cuadro N° 6.3 Ecuaciones de las Rectas de Regresión
Cuadro N° 6.4 Constante de Proporcionalidad entre los diferentes equipos ensayados que
presentan buena correspondencias con las ecuaciones de las rectas de regresión
Cuadro N° 6.5 Energías Especificas de los Diferentes Equipos de Impacto
Cuadro N° 6.6 Correlación entre las Constantes de Proporcionalidad obtenido en las Pruebas
y Mediante las Energías Especificas
Cuadro N° 6.7 Tipo de Ensayo: Ensayos de Penetración Estándar (SPT) (CAA Ing.)
Cuadro N° 6.8 Tipo de Ensayo: Ensayos de Penetración Estándar (SPT) (CISMID)
Cuadro N° 6.9 Tipo de Ensayo: Auscultación Dinámica - Cono Peck (Cn)F
Cuadro N° 6.10 Tipo de Ensayo: Prueba de Penetración Estática (CPT)- qc(F)
Cuadro N° 6.11 Tipo de Ensayo: Ensayo de Penetración Ligera (DPL)
Cuadro N° 6.12 Tipo de Ensayo: Ensayo de Penetración Ligera (DPM)
Cuadro N° 6.13 Tipo de Ensayo: Sondeo de Pesas Weight Sounding Test NWST (0.20)
Cuadro N° 6.14 Tipo de Ensayo: Sondeo de Pesas Weight Sounding Test Nwst (1.00)
Cuadro N° 6.15 Tipo de Ensayo: Cono Sowers
Cuadro N° 6.16 Tipo de Ensayo: Auscultación Dinámica  1/2"
Cuadro N° 6.17 Determinación del N60 y N1(60) del SPT (CISMID)
Cuadro N° 6.18 Determinación del N60 y N1 (60) del SPT (CAA Ingenieros)
Cuadro N° 6.19 Obtención de N60 y N1(60) Promedios Finales
Cuadro N° 6.20 Recta de Regresión Única SPT (N60)
Cuadro N° 6.21 Determinación del Cn60 y Cn1(60) del Cono Peck
Cuadro N° 6.22 Recta de Regresión Única Cono Peck (Cn60)
Cuadro N° 6.23 Determinación de qc1 del CPT
Cuadro N° 6.24 Correlación SPT N(60) Vs Cn60
Cuadro N° 6.25 Correlación SPT N(60) Vs CPT (qC)
Cuadro N° 6.26 Correlación SPT N(60) Vs DPL (nDPL)
Cuadro N° 6.27 Correlación SPT N(60) Vs DPM (NDPM)
Cuadro N° 6.28 Correlación SPT N(60)Vs WST NWST (0.20)
Cuadro N° 6.29 Correlación SPT N(60)Vs WST NSWT (1.00)
Cuadro N° 6.30 Correlación SPT N(60)Vs Cono Sowers (N44)
Cuadro N° 6.31 Correlación SPT N(60)Vs N1/2"
Cuadro N° 6.32 Correlación Cn 60 Vs qC del CPT
Cuadro N° 6.33 Correlación Cn 60 Vs DPL (nDPL)
Cuadro N° 6.34 Correlación Cn 60 Vs DPM
Cuadro N° 6.35 Correlación Cn 60 Vs NWST(0.20)
Cuadro N° 6.36 Correlación Cn 60 Vs NWST(1.00)
Cuadro N° 6.37 Correlación Cn 60 Vs Cono Sowers N44
Cuadro N° 6.38 Correlación Cn 60 Vs N ½”
Cuadro N° 6.39 Correlación qC del CPT Vs nDPL
Cuadro N° 6.40 Correlación qC del CPT Vs NDPM
Cuadro N° 6.41 Correlación qC del CPT Vs NWST(0.20)
Cuadro N° 6.42 Correlación qC del CPT Vs NWST(1.00)
Cuadro N° 6.43 Correlación qC del CPT Vs N44

xv
Cuadro N° 6.44 Correlación qC del CPT Vs N1/2"
Cuadro N° 6.45 Correlación DPL (nDPL) Vs NDPM
Cuadro N° 6.46 Correlación DPL (nDPL) Vs NWST(0.20)
Cuadro N° 6.47 Correlación DPL (nDPL) Vs NWST(1.00)
Cuadro N° 6.48 Correlación DPL (nDPL) Vs N ½”
Cuadro N° 6.49 Correlación DPM Vs NWST(0.20)
Cuadro N° 6.50 Correlación DPM Vs NWST(1.00)
Cuadro N° 6.51 Correlación DPM Vs N1/2"
Cuadro N° 6.52 Correlación NWST(0.20) Vs NWST(1.00)
Cuadro N° 6.53 Correlación NWST(0.20) Vs N ½”
Cuadro N° 6.54 Correlación NWST(1.00) Vs N ½”
Cuadro N° 6.55 Cono Sowers N44 Vs NDPL
Cuadro N° 6.56 Cono Sowers N44 Vs NDPM
Cuadro N° 6.57 Cono Sowers N44 Vs NWST(0.20)
Cuadro N° 6.59 Cono Sowers N44 Vs N ½”
Cuadro N° 6.60 Correlación SPT N(60)Vs Cn60
Cuadro N° 6.61 Correlación SPT N(60)Vs CPT (qC)
Cuadro N° 6.62 Correlación SPT N(60)Vs WST (NSW (0.20m))
Cuadro N° 6.63 Correlación SPT N(60)Vs WST (NSW (1.00m))
Cuadro N° 6.64 Correlación Cn60 Vs NWST(0.20)
Cuadro N° 6.65 Correlación Cn60 Vs NWST(1.00)
Cuadro N° 6.66 Correlación nDPL Vs NDPM
Cuadro N° 6.67 Correlación nDPL Vs NWST(0.20)
Cuadro N° 6.68 Correlación nDPLVs NWST(1.00)
Cuadro N° 6.69 Cono Sowers N44 Vs nDPL
Cuadro N° 6.70 Cono Sowers N44 Vs NDPM
Cuadro N° 7.1 Valores del Ángulo de Fricción Interna según varios autores en función del
N1(60), N1(45), N1(70) y N1(72),
Cuadro N° 7.2 Resumen de las Correlaciones entre el NSPT y la Dr (Densidad Relativa)
Cuadro N° 7.3 Determinación de la Dr en función del NSPT por diferentes autores
Cuadro N° 7.4 Valores Obtenidos del Módulo de Elasticidad ( E ) en
función del NSPT
Cuadro N° 7.5 Parámetros elásticos para varios suelos
Cuadro N° 7.7 Determinación del Angulo de Fricción Interna () en función de qC del CPT
Cuadro N° 7.8 Valores Obtenidos de la Densidad Relativa en función del valor qC del CPT
Cuadro N° 7.9 Determinación de la Densidad Relativa en Función del Valor “qC” de CPT
Cuadro N° 7.10 Valores Obtenidos del Módulo de Elasticidad ( E ) en función de qC del CPT
Cuadro N° 7.11 Cálculo de Qt
Cuadro N° 7.12 Cálculo de Ic
Cuadro N° 7.13 Cálculo de 8.5 (1-IC / 4.6)
Cuadro N° 7.14 Clasificación de Suelos de Acuerdo a la relación (qC/pa) / N60
Cuadro N° 7.15 Determinación de la Relación de Fricción promedio fR
Cuadro N° 7.16 Tipo de Suelo de acuerdo al Índice “Ic”
Cuadro N° 7.17 Obtención de la relación qC/N1(60) promedio
Cuadro N° 7.18 Clasificación de Suelos de acuerdo a la relación qC/N1(60) - Ramaswamy et al
(1987)
Cuadro N° 7.19 Determinación de nDPL(1), corregido por presión de tierras

xvi
Cuadro N° 7.20 Estimaciones conservadoras de valores deducidos para el ángulo de resistencia
al corte ’ de suelos no cohesivos, a partir del índice de densidad ID para
diferentes valores del coeficiente de uniformidad U
Cuadro N° 7.21 Determinación de NWST(0.20)(1), corregido por presión de tierra
Cuadro N° 7.23 Determinación de NWST (1.00)(1), corregido por presión de tierras
Cuadro N° 7.24 Correlaciones del Valor NSPT con el N44 del Cono Sowers
Cuadro N° 7.25 Relaciones Empíricas entre NSPT y Varias propiedades del Suelo No Cohesivo
Cuadro N° 7.26 Densidad Relativa (Dr) Suelos No cohesivos (Arenas y Gravas)
Cuadro N° 7.27 Efecto de Reflexión de la Tubería No Empotrada en el SPT

xvii
LISTA DE FOTOS
Foto N° 2.1.1 Dispositivo automático de caída del martillo
Foto N° 2.1.2 Equipo Analizador SPT
Foto N° 2.1.3 Equipo Analizador SPT. Se muestra el izaje del martillo y la ubicación de los
acelerómetros y “strain gauges”.
Foto N° 2.1.4 Equipo Analizador SPT. Unidad de adquisición de datos.
Foto N° 2.1.5 Calibración de la energía SPT. Se muestran los acelerómetros y “strain gauges”
Foto N° 2.1.6 Equipo Analizador SPT. Distribución de los strain gauges y acelerómetros
Foto N° 2.1.7 Lectura de tiempos en el Microcontrolador
Foto N° 2.1.8 Detalle del Microcontrolador empleado para la lectura de los tiempos
Foto N° 2.1.9 Se observa los emisores y receptores instalados en dos vigas acaneladas verticales y el
descanso del martillo y base (anvil) sobre tablas.
Foto N° 2.1.10 Se señala la marca del emisor 3 en el martillo.
Foto N° 2.4.1 Sondeo de Peso Sueco con bolsas llenas de suelo para generar el peso necesario.
Foto N° 2.4.2 Sondeo de Peso Sueco a principios de 1920
Foto N° 2.4.3. Máquinas automáticas del sondeo de peso sueco en Japón
Foto N° 2.7.1 Se puede apreciar el equipo Panda en operación
Foto N° 2.7.2 Proceso de golpeteo de la varilla
Foto N° 2.7.3 Adquisición de la velocidad de impacto

xviii
LISTA DE FIGURAS
Figura N° 1.1 Correlaciones N-DR y N- (Terzaghi Peck)
Figura N° 1.2 Efecto de la presión de sobrecarga para arena fina seca
Figura N° 1.3 Granulometría de las arenas ensayadas por Gibbs y Holtz
Figura N° 1.4 Curvas Granulométricas de la arena empleada en la presente Investigación
Figura N° 1.5 Gráfico de Gibbs – Holtz
Figura N° 1.6 Correlación N-DR, Peck -Bazaraa
Figura N° 1.7 Correlación N-DR, y N (Meyerhof )
Figura N° 2.1.1 Cuchara Partida
Figura N° 2.1.2 Sacamuestra partido ASTM D1586 84
Figura N° 2.1.3 Diagramas esquemáticos de los martillos normalmente usados.
Figura N° 2.1.4 Cono normal
Figura N° 2.1.5 Factores de Corrección CN
Figura N° 2.1.6 Comparación entre los factores de corrección propuestos por Bazaraa (1967) y
Seed (1969)
Figura N° 2.1.7 Sistema de soga y malacate
Figura N° 2.1.8 Relación entre el Nº de vueltas de la soga en el tambor y la velocidad de caída
del martinete (Kovacs)
Figura N° 2.1.9 Relación entre Er y la forma de liberación de energía del martinete
Figura N° 2.1.10 Relación de la energía que absorbe la cabeza de golpeo durante el impacto.
Figura N° 2.1.11 Corrección El en función de Mr/Mh
Figura N° 2.1.12 Relación de entre los valores de N con tubo porta-muestra y sin tubo porta-
muestra
Figura N° 2.1.13 Ubicación de emisores y receptores láser.
Figura N° 2.1.14 Sistema de perforación con el matillo Becker
Figura N° 2.1.15 Principio de Operación del Matillo Diesel de doble acción
Figura N° 2.1.16 Comparación de Energías Transmitidas y Diámetros de la Cuchara
Figura N° 2.2.1 Conos Perdible y Recuperable
Figura N° 2.2.2 Malacate de fricción
Figura N° 2.2.3 Sistema Pilcon
Figura N° 2.2.4 Cono Borros
Figura N° 2.2.5 Cono Sermes
Figura N° 2.2.6 Penetrómetro Fondasol
Figura N° 2.2.7 Cono Perdible con inyección de lodo bentonitico
Figura N° 2.2.8 Cono Dinámico en suelos calcarenitas con lentes de arena.
Figura N° 2.2.9 Compacidad de un relleno de arena.
Figura N° 2.2.10 Repetibilidad de sondeos
Figura N° 2.2.11 Sensibilidad de sondeos dinámicos
Figura N° 2.2.12 Comparación de Sondeos Sermes con y sin lodo
Figura N° 2.2.13 Puntas y barras para pruebas dinámicas (Estándar Internacional)
Figura N° 2.2.14 Penetrómetro con punta descartable
Figura N° 2.2.15 Penetrómetro de punta cónica
Figura N° 2.2.16 Cono Peck
Figura N° 2.2.17 Cono DPSH - Esquema de conos y barras
Figura. N° 2.3.1 Esquema de conos y barras
Figura N° 2.3.2 Ejemplo del registro de sitio del sondeo dinámico
Figura Nº 2.4.1 Detalle del penetrómetro de pesas operado a mano
Figura N° 2.4.2 Punta del penetrómetro de sondeo de pesas
Figura N° 2.4.3 Prueba WST – Registro Típico
Figura N° 2.5.1 Figura. N° 2.5.1 (a) Penetrómetro cónico holandés (b) Penetrómetro cónico
holandés perfeccionado

xix
Figura. N° 2.5.2 Tipos de penetrómetros de cono estáticos. a) Cono encamisado. b) Cono
encamisado de fricción. c) Cono eléctrico
Figura N° 2.5.3 Punta Delft
Figura N° 2.5.4 Punta Begeman
Figura N° 2.5.5 Punta Begeman: secuencia de operación.
Figura N° 2.5.6 Registro de la penetración cónica para una arcilla.
Figura N° 2.5.7 Corte transversal del Penetrómetro Eléctrico
Figura N° 2.5.8 Diagrama de instrumento y características de las celdas del cono eléctrico
Figura N° 2.5.9 Calibración de las celdas sensibles
Figura N° 2.5.10 Gráfica de penetración estática
Figura N° 2.5.11 Cono electrónico y datos de CPT.
Figura N° 2.5.12 Penetración Cónica con medida de presión de poros
Figura N° 2.5.13 Piezocono RCPTU
Figura N° 2.6.1 Punta Conica
Figura N° 2.7.1 Diagrama Fierro de ½”
Figura N° 2.7.2 Esquema del Equipo PANDA
Figura Nº 3.1 Correlaciones N - DR y N – Ø (Terzaghi y Peck)
Figura Nº 3.2 Efecto de la presión de sobrecarga para arena fina seca
Figura N° 3.3 Granulometría de las arenas ensayadas por GIBBS y HOLTZ
Figura N° 3.4 Relación entre Dr, N y la presión de tierra –Schultze y Menzanback -Gilbs y
Holtz.
Figura N° 3.5 Correlaciones entre Ny Dr para arenas de grano medio, limosas (I), arenas
muy gruesas limpias (II) y arenas medias limpias (III) – Kolbuszewski (1957)
Figura N° 3.6 Interpretación de datos SPT, teniendo en cuenta la profundidad – Thornburn
(1963)
Figura N° 3.7 Correlación entre N, Dr y presión de tapada según Zolkov y Wiseman (1965)
Figura N° 3.8 Correlaciones N-DR, Peck- Bazaraa
Figura N° 3.9 Correlación entre la densidad relativa, esfuerzo efectivo vertical y la
resistencia a la penetración estándar (NAVFAC DM 7.2 1982).
Figura Nº 3.10 Correlaciones N-Dr y N-Ø – Meyerhof (1953 – 1955)
Figura N° 3.11 Estimación del valor de Ø a partir del valor de N en arenas – DeMello (1971)
Figura. N° 3.12 Correlación entre NF, 'v y Ø para suelos granulares Schmertmann (1975)
Figura N° 3.13 Relación para el ángulo de fricción interna y densidad relativa para diferentes
tipos de arenas y gravas – Decourt (1990)
Figura N° 3.14 Resultados de pruebas de laboratorio para la correlación entre Ø y corrN
Figura. N° 3.15 Clasificación de suelos con penetrómetro estático electrónico –
Schmertmann(1978) Figura N° 3.16 Capacidad portante de una zapata
cargada para un asentamiento máximo de 25 mm (Bowles)
Figura N° 3.16 Clasificación de suelos con penetrómetro estático – Sanglerat (1975)
Figura N° 3.17 Clasificación de suelos blandos o sueltos – Schmertmann (1978)
Figura N° 3.18 Correlación entre la resistencia de punta y la densidad relativa de
arenas finas Schmertmann – Sanglerat
Figura N° 3.19 Carta de Clasificación de Suelos Douglas y Olsen (1981)
Figura N° 3.20 Correlación del contenido de agua w con las resistencia de la punta qc obtenida
con el cono eléctrico (Zona de Lago)
Figura N° 3.21 Correlación de la resistencia de punta con el esfuerzo vertical efectivo en arena
Figura N° 3.22 Relación aproximada entre qc del cono y la densidad relativa Dr, como un
compuesto de Schmertmann (1976), Valdi et al. (1982) y Villet y Mitchel
(1981) para depósitos saturados recientes normalmente consolidados (no
cementados)
Figura N° 3.23 Correlaciones entre los datos del cono y ángulo de fricción interna Ø. La gráfica de
Meyerhof en (a) es la representación para cinco fuentes pero válido sólo en el rango de

xx
30≤Ø≤45°
Figura N° 3.24 Ubicación del ángulo de fricción interna "" de la presente investigación, en el
gráfico que relaciona la resistencia en la punta "qc" del CPT y la presión
efectiva v, propuesto por: Trofinenkov, 1974.
Figura N° 3.25 Relación entre qC/N y el tamaño de la partícula –Thorburn (1957)
Figura N° 3.26 Relación entre en tamaño medio de partícula (D50) y la relación qc/N. Note que
la relación es basada en la razón de energía Er. [Después Robertson et al.
(1983) e Ismael y Jeragh (1986); los números de la referencia corresponden a
la referencia en fuentes originales]
Figura N° 3.27 Ubicación del tipo de suelo en función del qC1 y fR% - Robertson (1990)
Figura N° 3.28 Relación qc1/N1(60) Vs D50mm – Robertson – Campanella (1983)
Figura N° 3.29 Correlación entre SPT y CPT considerando el tamaño
medio de las partículas D50 mm.- Kulhawy – Mayne (1990)
Figura N° 3.30 Correlación entre SPT y CPT, considerando el porcentaje de finos – Kulhawy
– Mayne (1990)
Figura N° 3.31 Correlación entre SPT y CPT – Power (1982)
Figura N° 3.32 Correlaciones de cuchara normal con el Cono Normal – Palmer y Stuart
Figura N° 3.33 Correlaciones del Cono Normal (Schultze y Melzer 1965)
Figura N° 3.34 Relación entre NWST y NSPT (Tsukamoto et al 2004)
Figura N° 3.35 Relación entre WWST y NWST de la prueba WWST y del SPT para limos y arenas
Figura N° 3.36 Correlación SPT – Cono Peck
Figura N° 3.37 Resistencia a la Penetración de Cono
Figura N° 3.38 Correlación entre “N” del SPT y “n” del DPL – (Ing. Germán Vivar Romero-
1993)
Figura. N° 3.39 Correlaciones de BPT – SPT de Perforaciones Becker Drills, Inc. (Harder and
Seed 1986)
Figura N° 4.1 Analisis Granulometríco por Tamizado ASTM D-422 - UNI
Figura N° 4.2 Analisis Granulometríco por Tamizado ASTM D-422 - CISMID
Figura N° 4.3 Analisis Granulometríco por Tamizado ASTM D-422 - PUCP
Figura N° 4.4 Analisis Granulometríco por Tamizado ASTM D-422– CAA Ingenieros
Consultores Eirl
Figura N° 4.5 Ensayo de Proctor Modificado del suelo arenoso ASTM D-1557
Figura N° 4.6 Detalle del Pozo de Prueba
Figura N° 5.1 Ubicación de los Puntos de Ensayo en el Pozo de Prueba, en el Suelo
Compactado al 90%.
Figura N° 5.2 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba SPT-1, SPT-2 y
SPT-3 en suelo Compactado con Dr=18.2% - GC=90%
Figura N° 5.3 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba Peck-1 y Peck - 2 en
suelo Compactado con Dr=18.2% - GC=90%
Figura N° 5.4 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba DPL-1 y DPL-2 en
Figura N° 5.5 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba DPM-1 y DPM-2 en
Figura N° 5.6 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba WST-1 en suelo
Compactado con Dr=18.2% - GC=90%
Figura N° 5.7 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba Sowers-1, Sowers 2
en suelo Compactado con Dr=18.2% - GC=90%
Figura N° 5.8 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba  ½”-1 y  ½”-2 en
Figura N° 5.9 Ubicación de los Puntos de Ensayo en el Pozo de Prueba, en el Suelo
Compactado al 100%.

xxi
Figura N° 5.10 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba SPT-1, y SPT-2 en
Figura N° 5.11 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba SPT-3 y SPT-4 en
Figura N° 5.12 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba SPT-5, SPT-6 en
Figura N° 5.16 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba Peck-1 y Peck-2 en
Figura N° 5.17 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba CPT-1 en suelo
Figura N° 5.18 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba CPT-2 en suelo
Figura N° 5.19 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba DPL-1 en suelo
Figura N° 5.20 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba DPL-2 en suelo
Figura N° 5.21 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba DPM-1 y DPM-2 en
Figura N° 5.24 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba Sowers -1 y Sowers-
2 en suelo Compactado con Dr=69.3% - GC=100%
Figura N° 5.25 Variación con la Profundidad de los Valores de la Prueba  ½”-1 y  ½”-2 en
Figura N° 6.1 Tendencias de los diagramas de dispersión
Figura N° 6.2 Desviaciones de valores observados y ajustados
Figura N° 7.1 Ubicación del ángulo de fricción interna () en función de la Dr de 69.3%.
Figura N° 7.2 Ubicación de la Densidad Relativa en el gráfico de relación de N60 y v
propuesto por COFFMAN (1960).
Figura N° 7.3 Ubicación de la Densidad Relativa en el gráfico de relación con N60 y v
propuesto por Gibbs y Holtz (1957).
Figura N° 7.4 Ubicación de la Densidad Relativa en el gráfico de relación con N60 y 'v ,
Skempton (1986)
Figura N° 7.5 Ubicación del ángulo de fricción interna "" de la presente investigación, en el
gráfico que relaciona la resistencia en la punta "qc" del CPT y la presión
efectiva v, propuesto por: Trofinenkov, 1974.
Figura N° 7.6 Ubicación de la Densidad Relativa de la presente investigación, en el gráfico
que relaciona la resistencia en la punta "qC" del CPT y la presión efectiva VO,
propuesto por Baldi et al, 1986.
Figura N° 7.7 Ubicación de la Densidad Relativa de la presente investigación en el gráfico
que relaciona la resistencia en la punta del CPT y la presión efectiva V1 en el
gráfico propuesto por Schmertmann (1978).
Figura N° 7.8 Ubicación del tipo de suelo en función del qC1 y fR%

xxii
Figura N° 7.9 Ubicación de la relación "qc1/N1(60)" de la presente investigación en el gráfico
que relaciona qc1/N1(60) Vs D50, según Robertson y Campanella (1983).
Figura N° 7.10 Ubicación de la relación de la presente investigación en el gráfico de
correlación entre SPT y CPT considerando el tamaño de la partícula, según
Robertson et al (1983)
Figura N° 7.11 Ubicación de la relación de la presente investigación en el gráfico de
correlación entre el SPT y CPT, considerando el tamaño medio de la partícula
D50, según Kulhawy y Mayne (1990).
Figura N° 7.12 Ubicación de la relación de la Tesis en el gráfico de correlación con el
porcentaje de finos, según Kulhawy y Mayne (1990).
Figura N° 7.13 Ubicación de la relación de la Tesis en el Gráfico de Power (1982)
Figura. N° 7.14 Relación entre qC/N y el tamaño de la partícula –Thorburn (1957)
Figura N° 7.15 Relación entre NWST y NSPT (Tsukamoto et al 2004)
Figura N° 7.16 Relación entre WWST NWST de la prueba WWST y del SPT para limos y arenas
Figura N° 7.17 Resistencia a la Penetración de Cono Sowers Vs NSPT
Figura N° 7.18 Recta de Regresión para obtener la diferencia de NSPT por longitud de Barra
sin empotrar
60
N
Pa
C
q
60
N
Pa
C
q
60N
Pa
qC
N
qC

Facultad de Ingeniería Civil Capítulo I : Introducción
-1-
CAPÍTULO I
INTRODUCCIÓN
En la página 37 del libro “Foundation Design”, Wayne C. Teng (Ref. 85) se menciona en
relación a la prueba de penetración estándar que el número de golpes de pruebas hechas
muy cerca a la superficie son usualmente demasiado bajos y que a mayor profundidad
aumenta el número de golpes, siendo el suelo el mismo y con la misma densidad
relativa.
Realmente este criterio muy importante de las pruebas SPT en arenas, me hizo pensar,
en cual es el verdadero valor del índice “N” para un suelo igualmente compactado,
considerando la presión de sobrecarga (Overburden). Al respecto existen varias
investigaciones, entre las cuales podemos destacar:
Terzaghi y Peck (1948) (Ref. 86) estableció una primera correlación entre el número de
golpes N y la compacidad de la arena:
Cuadro N° 1.1
Primeras Correlaciones Propuestas entre la Resistencia a la Penetración y la
Compacidad de la Arena
Autor Terzaghi & Peck (1948)
Dimensiones
del
Penetrómetro
Raymond Dext=51 mm Dint= 35 mm
Peso del
Martillo
0.62 kN (63.22 Kg)
Altura de
Caida (h)
762 mm
---- ---- Golpes / 305 mm
Muy
suelta
< 4
Suelta 4 – 10
Media 10 – 30
Compacta 30 – 50
Compacidad
de la arena
Muy
Compacta
> 50
Terzaghi y Peck (1960-1970), relacionan los valores de N-Dr y N-Ø en forma
independiente de la profundidad a la que se efectúa el ensayo y por lo tanto de la
sobrecarga efectiva en el nivel considerado (ver Figura. N° 1.1).

-2-
Figura N° 1.1 Correlaciones N-DR y N- (Terzaghi Peck) (Ref. 9, 11)
Así mismo, consideran que si el ensayo se efectúa en arenas finas o limosas bajo el
nivel de la napa freática debe reducirse el número de golpes a través de la siguiente
relación:
2
15'

N
N ………………….(1.1)
Donde:
N’>15 (valor medido in situ, debajo del nivel freático)
N=valor corregido
Por otro lado, otros investigadores opinaban que no era necesario corregir el valor de N,
porque dichos valores ya están reducidos por el exceso de presión de poros cuando el
penetrómetro es hincado. Los trabajos de Drozd (1974) indican una reducción del
número de golpes debajo del nivel freático, dependiendo de la Densidad Relativa
(Cuadro N° 1.2)
Cuadro N° 1.2 Reducción del Número de Golpes del SPT debajo del Nivel Freático
Drozd (1974)
Dr (%) Nseco Nsat (sumergido)
4
5
8
9
1
2
4
6
40
50
60
70
80 Mismo valor para ambos estados

-3-
Gibbs y Holtz (1957) (Ref. 37), encontraron que las diferencia de peso de las capas
superyacentes al nivel del ensayo en los suelos no cohesivos, tienen incidencia en el
valor de N, en el sentido siguiente: para dos suelos sin cohesión de la misma densidad,
el de mayor presión de sobrecapa presenta el mayor valor de N. Con base en estos
resultados propusieron modificar los valores registrados del ensayo de penetración cerca
de la superficie del terreno para incluir el efecto de la presión de sobrecapa,
considerando que el valor de N sin esta corrección tiende a ser demasiado pequeño. Al
respecto cabe mencionar que existe una “apreciación” de que el valor de N cerca de la
superficie es pequeño en relación a un valor real que se desconoce. En todo caso se
vislumbra que debe haber un valor N de comparación.
La fórmula propuesta por Gibbs y Holtz para arenas secas al aire o húmedas se muestra
en la Figura 1.2, el cual puede ser aproximado por las siguientes ecuaciones:








7'
35
'
p
NN ó 







10'
50
'
p
NN …………..(1.2)
p’ en T/m2
p’ en psi
Donde:
N=valor corregido del ensayo de penetración
N’=número de golpes realmente registrados
p'=presión efectiva de sobrecarga, igual a g.h, que no exceda de 28 T/m2
(40 psi)
Con valores de corrección comprendidos entre 5.00 en la superficie con p’=0 y 1.00 en
profundidad con p’ = 28 T/m2
, es decir todos los valores mayores de 1.00.
En la presente Investigación con una densidad húmeda de 1.727 grs/cm3
al 100% del
grado de compactación, (Dr = 69.3%) el valor de 1.00 de factor de corrección se obtiene
a 16.21 m. En dicho rango de valores ¿A que profundidad se encuentra el verdadero
valor de “N”, considerando que exista un verdadero valor de “N”?.

-4-
Figura N° 1.2 - Efecto de la presión de sobrecarga para arena fina seca (Ref. 9, 37, 85)
En la Figura. 1.3 se muestra el huso granulométrico de las arenas ensayadas por Gibbs y
Holtz y en la Figura 1.4 las curvas granulométricas de la arena empleada en la presente
Investigación.
Figura N° 1.3 - Granulometría de las arenas ensayadas por Gibbs y Holtz

-5-
GRANULOMETRÍA
0.0
10.0
20.0
30.0
40.0
50.0
60.0
70.0
80.0
90.0
100.0
0.01 0.10 1.00 10.00 100.00
Abertura (mm)
Porcentajeacumuladoquepasa(%)
M2-UNI
Arena fina
Arena gruesa
M1-CISMID
M1-UNI
Figura N° 1.4 – Curvas Granulométricas de la arena empleada en la presente Investigación
En la Figura 1.2 se ha añadido la curva de Terzaghi – Peck de la densidad relativa
mostrada en la Figura. 1.1 en la que se puede observar que el hecho de utilizar la
correlación de Terzaghi y Peck conduce a estimar una menor densidad relativa y por
ende a subestimar la capacidad de soporte del suelo; es decir debe aumentarse el número
de golpes a fin de tener en cuenta la influencia de la sobrecarga con valores de
corrección mayores de 1.00. El valor de N corregido lo obtiene relacionándolo a la
propuesta de Terzaghi-Peck que aparece en la Figura N° 1.5.
Por lo tanto Gibbs y Holtz corrigen los valores de “N” correlacionándolo con la
propuesta de Terzaghi y Peck a través del coeficiente de corrección 





10
50
p
.
Arena Fina
Arena Gruesa

-6-
Figura N° 1.5 Gráfico de Gibbs – Holtz
¿A que profundidad se encuentra el verdadero valor de “N”, considerando que existe
un verdadero valor de “N”?. ¿Porqué el valor referencial de “N”, no puede ser a 0.00
metros.?
Por ejemplo con N’=12 y p’ = 20 psi se obtiene N=20.
No es un valor de CN ¿ Es CN un valor que nos lleva a obtener un valor “verdadero” de
N que corresponda a un ángulo de fricción interna ()?. El término “N verdadero” se
desprende del hecho de que N es demasiado bajo en niveles superficiales y demasiado
alto a gran profundidad, tratándose de un mismo suelo compactado con la misma
densidad relativa.
Estas primeras apreciaciones de la relación del número de golpes con la Densidad
Relativa y la presión de sobrecarga, fueron luego estandarizadas, para una presión de
referencia de ref=1.00 Kg/cm2
, con lo cual se obtienen valores “razonables” de N.
Peck y Bazaraa (1969), (Ref. 9, 70) relacionan la densidad relativa de la arena (Dr) con el
índice de penetración estándar “N” y la presión de sobrecarga en el nivel donde se
efectúa el ensayo por medio de las siguientes relaciones:
)21.(.20
2
 rDN para s<1.5 kips/pie2
(0.73 kg/cm2
)...............(1.3)
Donde “Dr” en decimal
)5.025.3.(.20
2
 rDN para s>1.5 kips/pie2
(0.73 kg/cm2
)........(1.4)

-7-
Donde “Dr” en decimal
Gráficamente, con  en psi (Figura. 1.6) se obtiene:
Figura N° 1.6– Correlación N-DR, Peck -Bazaraa
Meyerhof (1953-1955) (Ref. 9), por otra parte estableció una correlación entre N, Dr y ,
la cual es independiente de la presión de sobrecarga efectiva. Según el autor los valores
de “” son seguros para arenas limpias y uniformes, deben reducirse por lo menos 5º en
el caso de arenas arcillosas y aumentarse hasta 5º para el caso de una mezcla de arenas
con grava (ver Figura. 1.7).
Figura N° 1.7 Correlación N-DR, y  (Meyerhof )
Así mismo Meyerhof (1956) (Ref. 11, 85) propone las siguientes relaciones entre “Ø” y la
Dr para suelos granulares:
N

-8-
rD15.0º25  >5% arena fina y limo………(1.5)
rD15.0º30  <5% arena fina y limo………(1.6)
Donde:
Dr=Densidad relativa en %
Nota: Arena fina y limo puede considerarse a partir de la Malla Nº 40, según el SUCS,
AASHTO y ASTM.
Posteriormente en 1975 Meyerhof establece una relación en la que incluye la presión de
sobrecarga (s):
)10.(.7.1
2
 rDN ; s=lbs/pulg2
……………(1.7)
Es muy importante establecer inicialmente el concepto del factor de corrección por
Overburden (sobrecarga del terreno) en el valor de N del S.P.T. debido a que el Equipo
de Penetración Estándar es la base de la correlación con los diferentes equipos de
penetración
En la literatura existen principalmente correlaciones entre los resultados de los
diferentes equipos con los parámetros de resistencia del suelo “C” y “”, pero realmente
poca o nula información de coeficientes de correlación entre los resultados de los
diferentes equipos de penetración.
La presente Investigación trata de establecer una correlación entre los resultados de los
diferentes equipos en un suelo arenoso de grano fino compactado al 100% y 90% de
grado de compactación, en relación a la Máxima Densidad Seca del Proctor Modificado
ASTM D-1556, correspondientes a Densidades Relativas de Dr =69.36% y Dr = 18.9%,
respectivamente.

Facultad de Ingeniería Civil Capítulo II : Análisis Crítico de las
Características de los Equipos
-9-
CAPÍTULO II
ANÁLISIS CRÍTICO DE LAS CARACTERÍSTICAS DE LOS
EQUIPOS
2.1. ENSAYO DE PENETRACIÓN ESTÁNDAR (SPT)
(NTP 339.133, ASTM D 1586) (Ref. 4, 64)
2.1.1. Evolución Histórica
En el año 1902 Charles R. Gow desarrolló la práctica de hincar en el suelo con
un tubo de 1” de diámetro exterior para obtener muestras, marcando así el inicio
del muestreo dinámico de los suelos.
En 1922, su empresa se transformó en una subsidiaria de Raymond Concrete
Pile, la que difundió esa nueva metodología de estimar la resistencia del material
en base al trabajo de hinca del tubo.
La cuchara partida de 2” de diámetro exterior según se muestra en la Figura
2.1.1 fue diseñada en el año 1927, basándose en el trabajo de campo realizado en
Philadelphia por G. A. Fletcher y el desarrollo de investigaciones realizadas por
H. A. Mohr (gerente regional de Gow Company en Nueva Inglaterra, USA.). En
1930 comenzó a reglamentarse el método de ensayo con la realización de
mediciones de la resistencia a la penetración de una cuchara partida (de 2”) bajo
una carrera de 12”, empleando una masa de 63,5 Kg. que caía desde 76,2 cm. de
altura.
En su trabajo titulado “Exploration of soil conditions and sampling operations”
publicado por la Universidad de Harvard en el año 1937, H. A. Mohr reporta que
el método de exploración del suelo y su muestreo se estableció en febrero de
1929, fecha del primer informe del ensayo de penetración, realizado por la Gow,
División de Raymond Concrete Pile.
Según Fletcher, en aquel momento la técnica de la perforación, era el principal
obstáculo para la normalización del método. Ni Fletcher ni Mohr dieron muchos

-10-
detalles del diseño de la cuchara partida de 2” de diámetro externo, pero si lo
hizo Hvorslev en 1949 en su reporte clásico sobre exploración y muestreo del
subsuelo.
En la 7ma. Conferencia de Texas sobre Mecánica de Suelos e Ingeniería de las
Cimentaciones (1927), en la cual fue presentado el trabajo titulado “Nuevas
tendencias en la exploración del Subsuelo” se citan las primeras referencias
concretas sobre el método al que le dieron el nombre de Standard Penetration
Test, (“Ensayo de Penetración Estándar”).
El primer texto donde se hace referencia al ensayo descrito, es la edición de
“Mecánica de Suelos en la Ingeniería Práctica” de Terzaghi y Peck en 1948. (Ref. 86).
Seccion central
constituida por dos
tubos sin costura
Dext 2"
Dint 1 3/8"
8 filetes
por pulgada
longituid4"
3
4"
3"
13
8"Di
2" De
Figura. N° 2.1.1 Cuchara Partida

-11-
2.1.2. Metodología Original del Ensayo
La metodología propuesta por Flechter exhibía las siguientes tareas:
Ejecutar una perforación en la zona donde se analizaba el subsuelo, la cual se
limpiaba por medio de inyección de agua hasta la profundidad a la que se
deseaba extraer la muestra, luego se bajaba la cuchara partida enroscada al
extremo de las barras de sondeo. Una vez que la cuchara llegaba al fondo de la
perforación, comenzaba el ensayo de penetración propiamente dicho,
materializado por medio de un dispositivo que dejaba caer libremente una masa
de 140 libras (63,5 Kg.), desde una altura de 30” (762 mm) sobre la cabeza de
golpeo de las barras de sondeo para que el sacamuestras penetrara primero 6”
(15 cm.). A continuación se le hincaba 12” (30 cm.) más. Se anotaba entonces el
Nº de golpes necesarios para cada 6” (15 cm.) de carrera.
Las primeras 6” de penetración, se denominaban “hinca de asiento”. El Nº de
golpes necesarios para la hinca de las restantes 12” se llamó resistencia a la
penetración estándar (N).
Una vez finalizada la hinca, se extraía la muestra, abriendo longitudinalmente la
cuchara, se colocaba en un recipiente hermético y se etiquetaba indicando: Obra,
Nº de sondeo, Nº de muestra, profundidad y el valor (N). En todo momento las
muestras debían estar al resguardo de heladas o el sol hasta su llegada al
laboratorio para la determinación de los parámetros correspondientes.
2.1.3 Metodología Actual del Ensayo
La prueba de penetración estándar, desarrollada alrededor de 1927, es
actualmente la más popular y económica para obtener la información del
subsuelo (para proyectos en tierra y costeros). Se estima que el 85 - 90 % del
diseño de cimentaciones convencionales en Norte y Sur América se realiza
usando el SPT. Esta prueba también se usa ampliamente en otras regiones
geográficas. El método se ha estandarizado como ASTM D 1586 desde 1958
con revisiones periódicas a la fecha.

-12-
Normalización del Método según Norma ASTM D 1586
La primera descripción de la ASTM sobre el SPT fue publicada en abril de 1958
y se denominó “Método tentativo de ensayo de penetración y toma de muestras
del suelo con tubo testigo hundido longitudinalmente”.
En 1967 la ASTM lo transformó en un método normalizado. La normalización
actual D 1586 – 84 (reaprobada 1992) no contiene grandes cambios desde sus
ediciones originales.
Los elementos y las características relevantes del método propuesto por la
ASTM son las siguientes: (Figura. 2.1.2)
1. Masa de 63,5 kg.
2. Altura de caída: 76 cm.
3. Sacamuestras: de diámetro externo = (50 mm ó 2”).
4. Sacamuestras: de diámetro interno = (35 mm ó 1 3/8 “).
5. Variante con diámetro interno 38mm y tubo portamuestras (diámetro
interno final 35mm)
6. Mecanismo de liberación del martinete mediante soga y malacate
7. Barras de sondeo.
8. Cabeza de golpeo.
BOQUILLA CABEZAL PERNO
TUBO
DE ACERO
VENTILACIÓNBOLILLA
B
F
DC
A
G
E
A=25 a 50mm
B=0.457 a 0.762m
C=34.93+-0.13mm
D=38.1 +- 0.25mm
E=2.54+-0.35mm
F=50.8+-13.00mm
G=16°-23°
Figura. N° 2.1.2 Sacamuestra partido ASTM D1586 84
(1 3/8”)
(1 ½”)

-13-
Aplicabilidad del método SPT
De acuerdo a lo informado sobre trabajos realizados in situ y las investigaciones
llevadas a cabo en laboratorio, la aplicabilidad del método SPT en relación con
los parámetros del subsuelo que se describen en el Cuadro 2.1.1
Cuadro N° 2.1.1 Aplicabilidad del SPT
Las referencias sobre la aplicabilidad son las siguientes:
A: Aplicabilidad alta.
B: Aplicabilidad moderada.
C: Aplicabilidad limitada.
N: Aplicabilidad nula.
Regulaciones en distintos países
Con el objeto de ilustrar como fue adoptado el método SPT alrededor del mundo
se compiló información de distintas fuentes y presentada en el Simposio
Europeo de ensayo de penetración (ESOPT) 1988.
En 1988 existían 11 países (integrantes del Comité del Simposio Europeo del
Ensayo de Penetración) que siguieron los principios establecidos como normas
nacionales, que contienen la esencia de las regulaciones del método, tal como
Parámetros del subsuelo Aplicabilidad del SPT
Tipo de suelo B
Perfil estratigráfico B
Densidad relativa (Dr) B
Angulo de fricción (Ø) C
Resistencia al corte(UU) C
Presión neutra (U) N
Relación de preconsolidación N
Módulos (E y G ) N
Compresibilidad (mv & cc) C
Consolidación (cv) N
Permeabilidad (k) N
Curva (s-e) N
Resistencia a la licuación A

-14-
6 3 .5 K g
6 3 .5 K g
W
X
X
Barraguía
B a s e d e
g o lp e te o
( a ) M a r tillo e s tilo
" p in w e ig h t"
(b ) M a r tillo
d e S e g u rid a d
( c ) M a rtillo
c o n v e n c io n a l
D o n u t
Barraguía
C
oplas inferiores
Barraguía
Coplas
superiores
Barraguía
Tuberíadeperforación
D is p o s itiv o
a u to m á tic o
d e c a íd a
d e l m a rtillo
B a s e d e g o lp e te o
C o n e c c ió n
a l s is te m a
d e tu b e ría s
T u b e r ia
A w d e
4 4 m m
C u c h a ra
p a rtid a
Z a p a ta
e s tá n d a r
C o n o d e 6 0 °
p a ra g ra v a s
( d ) D is p o s itiv o
a u to m á tic o
ejecutar una perforación limpia, minimizar las alteraciones del suelo, especificar
la masa y su aparente caída libre, pudiendo existir variaciones en los detalles.
Descripción General del Ensayo
El ensayo consiste en lo siguiente:
1. Ingresar el muestreador estándar de caña partida de 2” de diámetro exterior
una distancia de 450 mm en el suelo del fondo de la perforación.
2. Contar el número de golpes para que el muestreador ingrese los dos últimos
tramos de 150 mm (total = 300 mm) para obtener el valor N.
3. Usar una masa de 63.5 kg (o martillo) cayendo libremente desde una altura
de 760 mm. Algunas tipos de martillos se muestran en la Figura. 2.1.3.
Figura. N° 2.1.3. Diagramas esquemáticos de los martillos normalmente usados. El martillo (b) es
usado un 60% aproximadamente; (a) y (c) alrededor del 20% cada uno en los EEUU. El martillo (c)
es usado normalmente fuera de los EEUU y el martillo (d) es usado normalmente en Europa. La barra
guía X es marcada con pintura o yeso para el control visible de altura cuando el martillo se levanta
con la soga fuera del winche. (Ref. 19)

-15-
Foto N°. 2.1.1 Dispositivo automático de caída del martillo
La tubería de perforación es referenciada con tres marcas, cada 150 mm, y el
tubo guía (ver Figura. 2.1.3) es marcado a 760 mm (para los martillos manuales).
El sistema es colocado sobre la tubería de perforación. A continuación el
muestreador es hincado a una distancia de 150 mm a fin de asentarlo en el suelo
no disturbado, comenzando el registro del número de golpes. La suma del
número de golpes para los próximos dos incrementos de 150 mm se usa como el
número de penetración “N” a menos que el último incremento no pueda
completarse. En este caso la suma de las primeras dos penetraciones de 150 mm
se graban como N.
Penetrómetro Normal de Cono
Palmer y Stuart (1957) explorando las gravas del Támesis, encontraron que la
cuchara se dañaba sin ninguna utilidad, pues en grava gruesa no recuperaban
muestras. Substituyeron entonces la punta de la cuchara con un cono de 60° en la
punta y lo llamaron penetrómetro normal de cono. Figura. N° 2.1.4.
Figura. N° 2.1.4 Cono normal
PALMER Y STUART (1957)
2 1/4" 1 47/64"
2" Ø 30º

-16-
Este dispositivo tiene la desventaja de que no recupera muestra, pero en
condiciones apropiadas, tales como la que dio origen a su invención, puede
resultar tan conveniente ó más que la cuchara.
El registro de la perforación muestra el rechazo y la prueba se detiene si:
1. Se requieren 50 golpes para cualquier 150 mm de penetración.
2. Cuando se han acumulado un total de 100 golpes (para ingresar 300 mm )
3. Cuando no se observa ningún avance del sacamuestras durante la aplicación
de 10 golpes sucesivos del martinete.
Cuando no pueda obtenerse la profundidad total de la prueba, el registro de
perforación mostrará una relación como:
70/100 o 50/100
Indicando que 70 (o 50) golpes producen una penetración de 100 mm.
2.1.4. Ventajas y Desvantajas del SPT
El ensayo de Penetración Estándar es uno de los más usados normalmente en las
pruebas in situ, debido a su simplicidad y su historia considerable de datos
reunidos. Sin embargo, allí también hay limitaciones de la prueba que deben
reconocerse. En los Cuadros 2.1.2 y 2.1.3 se presenta un resumen de ventajas y
desventajas de la Prueba de Penetración Estándar como un compilado de varios
investigadores.
Cuadro N° 2.1.2. Ventajas del Ensayo de Penetración Estándar
Ventajas Referencia
Relativamente rápido y simple de realizar Kulhawy y Mayne (1990)
El equipo y especialización para la prueba están extensamente
disponibles en los Estados Unidos
Kulhawy y Mayne (1990)
Proporciona una muestra de suelo representativa Kulhawy y Mayne (1990)
Proporciona un índice útil de resistencia relativa y de compresibilidad
del suelo
NAVFAC DM 7.1 (1982)
Capaz para penetrar capas densas y arena gruesa. NAVFAC DM 7.1 (1982)
Las numerosas historias de casos de licuación de suelos en terremotos
pasados están disponibles con los valores N de SPT. El método
basado en esta historia puede reflejar la conducta real durante
terremotos, que no pueden simularse en el laboratorio.
Tokimatsu (1988)
El SPT es una prueba in situ que refleja la densidad del suelo,
esfuerzos y la historia de esfuerzos efectivos y esfuerzos horizontales,
todos los cuales influyen en la resistencia a la licuación.
Tokimatsu (1988)

-17-
Cuadra 2.1.3. Desventajas del Ensayo de Penetración Estándar
Desventajas Referencia
El SPT no proporciona datos continuos típicamente, por
consiguiente pueden obviarse estratos débiles.
Kulhawy y Mayne
(1990)
Limitada a suelos cohesivos y arenas gruesas sin gravas ni
cantos rodados
Kulhawy y Mayne
(1990)
Avance mas lento que otros métodos, debido a la
recuperación de la muestra.
Kulhawy y Mayne
(1990)
Además de la presión de la sobrecarga y la densidad relativa
el valor “N” del SPT también es una función del tipo de
suelo, clasificación según tamaño y la edad e historia del
depósito.
Kulhawy y Mayne
(1990)
Debido a las diferencias considerables en el aparato y el
procedimiento, puede ocurrir una variabilidad significante
en la resistencia a la penetración. Los problemas básicos a
considerar, son el cambio en los esfuerzos efectivos al fondo
del sacamuestra, la energía dinámica, el intervalo de
impacto, la penetración, la cuenta de resistencia.
Tokimatsu (1988),
Kovacs (1994)
Se perturban las muestras que se obtienen del SPT.
2.1.5. Factores que Afectan la Medida de los Valores de “N”
Hay muchos factores que pueden afectar el valor medido de la resistencia a la
penetración del SPT. Estos factores pueden aumentar o pueden disminuir los
valores de “N” y puede afectar la valoración de propiedades del suelo
significativamente en un sitio. Una comprensión de estos factores pueden ser
especialmente útiles al ingeniero en el campo dónde las observaciones pueden
hacerse y puedan llevarse a cabo las correcciones que correspondan.
Estas discrepancias pueden originarse por:
1. Equipos de fabricantes diferentes. Una gran variedad de equipos de perforación
son usados en la actualidad; en la práctica norteamericana es común el uso del
martillo de seguridad
2. Diferentes sistemas de golpeteo. La base del tubo guía que se une con la barra de
perforación tiene influencia en la cantidad de energía transmitido al muestreador.
3. Si:
a. El martillo usado es automático con una altura de caída “h” controlada con ±
25mm.

-18-
b. El sistema usado es una soga-winche (de baja velocidad), la Energía Transmitida
(Ea) depende de:
(i) Diámetro y condiciones de la soga.
(ii) Diámetro y conexiones del winche (mohoso, limpio, etc., y usando 125 o
200 mm de diámetro; en América del Norte es común 200 mm)
(iii)El número de vueltas de la soga alrededor del winche, como 1 ½, 2, 3, etc.
2 ¼ vueltas es el óptimo y el más usado. Puede haber alguna influencia si la
soga tiene 1 ¾ de vueltas y 2 ¼ de vueltas alrededor del winche.
(iv)La altura de caída real a la que el operador suelta la soga para permitir la
caída libre del martillo. Riggs (1986) sugiere comúnmente que el operador
sobrepasa un promedio de 50 mm (altura de caída real = 810 mm). El
operador normalmente obtiene 40 a 50 golpes/minuto.
4. Cuando se coloca un muestreador dentro del tubo de caña partida, se incrementa
la resistencia a la fricción lateral y N, siendo menor el valor de N sin el
muestreador del tubo.
5. La presión de sobrecarga. Los suelos con la misma densidad darán valores de N
más pequeños, si la presión efectiva (p'o) es más pequeña (cerca a la superficie).
El tamaño de las perforaciones en el orden de 150 a 200 mm, también reduce el
valor de N. El grado de cementación puede también significar un alto valor de N
aún con una presión de sobrecarga pequeña.
6. La longitud de tuberías de perforación. Aproximadamente a partir hasta 10 m, la
longitud de la tubería no parece ser crítica. Este efecto se examinó primero por
Gibbs y Holtz (1957) y más tarde por McLean et al. (1975) y otros
[Schmertmann (1979)], quién usó un modelo de cálculo para analizar la
influencia de la longitud de la tubería así como otros factores como la resistencia
del muestreador.

-19-
a) Factores de corrección por sobrecargas en arenas (CN)
La necesidad de normalizar o corregir los resultados de los ensayos de
penetración estándar en arenas que responden a la sobrecarga, fue demostrada
claramente con los datos publicados por Gibbs y Holtz (1957). Desde entonces,
la corrección para la sobrecarga se ha vuelto un aspecto normal de cálculo de
asentamientos en arenas y potencial de licuación. Se han publicado varias
fórmulas y gráficos para hacer la corrección. Sin embargo, dependiendo del
factor de corrección que se usa, las interpretaciones pueden resultar muy
diferentes.
Factores de corrección publicados
El factor de corrección CN del SPT se define como la relación entre la
resistencia SPT medida a una presión vertical efectiva dada en un nivel sv y la
resistencia medida a un nivel de presión estándar (sv) ref., normalmente 1 ton/sq
ft o equivalentemente 1 kg/cm2
. En la práctica, la resistencia de SPT, “N” es
medido y entonces normalizado o corregido a N1 usando la ecuación:
xNCN N1 ………. (2.1.1)
 Factor de corrección inconsistente: Figura. 2.1.5 (a) Nos muestra la amplia
gama de factores de corrección que están disponibles en la literatura. La
ecuación de Teng (1962) está trazada a la derecha de toda otra forma de factor
de corrección debido a que su nivel de esfuerzo de referencia (sv) ref. es
aproximadamente 2.9 tsf (40 psi), considerando que las otras curvas se
estandarizan a 1.0 tsf. El uso de diferentes niveles de esfuerzo para la
estandarización del valor de N de SPT no presenta un conflicto, con tal de que
las correlaciones empíricas asociadas con cada uno sean consistentemente
aplicadas. Por ejemplo, si se establece el criterio de licuación, usando un cierto
factor de corrección, basados en un (v)ref., entonces las futuras evaluaciones
usarán el mismo factor de la corrección.

-20-
La corrección de Teng (1962) es también frecuentemente referida al factor de
corrección de Gibbs y Holtz. Aunque la interpretación de Terzaghi y Peck´s
(1948) clasifica la resistencia del SPT como una función de la densidad relativa
que llevó a esta corrección particular originada con Gibbs y Holtz (1957), la
ecuación actual para el factor de la corrección puede ser atribuido a Teng (1962).
Las curvas que están más a la izquierda de la Figura. 2.1.5 fueron presentados
por Seed (1976). Este factor de corrección es muy conservador especialmente
para una alta sobrecarga y de hecho se pone negativo para sv> 6.3 tsf. Seed
(1979) revisó sus recomendaciones para CN, basado particularmente en los datos
de Marcuson y Bieganousky (1977a, 1977b). Aún así los factores de corrección
temprana de Seed (1976), está en uso, aunque esta práctica debe descontinuarse.
El factor de corrección presentado por Tokimatsu y Yoshimi (1983) es basado
en Meyerhof (1957) y también es algo conservador para sv >1.5 tsf. Tokimatsu
y Yoshimi proponen que esto está justificado debido a una reducción de la
energía alcanzada del equipo SPT para una mayor longitud de la tubería y
profundidades correspondientes a altos valores de v. Sin embargo, esto
constituye una mezcla de los diferentes efectos de sobrecarga y transmisión de
energía en la opinión de los escritores, los cuales debe ser tomado
separadamente (Kovacs, et al. (1984), o Seed, et al. (1985)). Basado en los datos
disponibles parece que el factor de corrección CN es independiente de la energía
del martillo, aunque pueden afectarse las correlaciones de densidad relativa.
Es posible encontrar en la literatura otras correcciones por presión de sobrecapa;
N. Bowles (1988) sugiere que la siguiente relación no está lejos del promedio de
varias de ellas y es más sencilla:
2/1
'
''









NC ……….(2.1.2)
Donde s'’: Es la presión de sobrecapa de referencia igual a 1kg/cm2
ó 98.06 Kpa

-21-
 Factores de corrección consistentes: Figura.2.1.5 (b) Nos muestra las
ecuaciones de Bazaraa (1967), Peck, Hansen, y Thornburn (1973) y Seed
(1979). El factor de corrección de Bazaraa (1967) tiene una discontinuidad
inclinada y no iguala a 1 para sv = 1 tsf. Esto se muestra en ambas Figuras 2.1.5
(a,b) como una referencia por comparación. Las curvas de la corrección de Seed
(1979) están basadas en los datos presentados por Marcuson y Bieganousky
(1977b), las cuales muestran una dependencia de sv y de la densidad relativa Dr.
Todas las curvas en la Figura. 2.1.5 (b) se encuentran en un ancho de banda
pequeño. Así para aplicaciones de ingeniería y considerando los errores
estadísticos asociados con el SPT, estos factores de corrección pueden ser
considerados prácticamente equivalentes.
0.5 1.0 1.5 2.0 2.50
0
1
2
3
4
5
FACTOR DE CORRECCIÓN DEL SPT, CN
0.5 1.0 1.5 2.0 2.50
0
1
2
3
4
5
FACTOR DE CORRECCIÓN DEL SPT, CN
Presiónefectivaporsobrecarga(TSF)v
(a) (b)
TOKIMATSU Y
YOSHIMI (1983)
(LÍNEA DASHED)
SEED
(1976)
BAZARAA (1967)
TENG (1962)
SEED
(1979)
BAZARAA (1967)
BAZARAA (1967)
D
40 - 60%
r
PECK, HANSEN Y
THORNBURN (1974)
Presiónefectivaporsobrecarga(TSF)v
Figura. N° 2.1.5 Factores de Corrección CN
Factor de corrección propuesto
 Estandarización: En vista de los recientes esfuerzos por promover la
estandarización más estricta del SPT (por ejemplo Kovacs y Salamone 1982;
Kovacs, et al. 1984 y Seed, et al. 1984), se propone una Norma de interpretación
común de factores de corrección de sobrecarga. Así se recomienda que el factor
de corrección de Teng (1962) debe considerarse fuera de uso, porque su nivel de
presión normal es demasiado alto a (sv) ref.=2.9 tsf. También se recomienda que

-22-
las fórmulas de corrección de Seed (1976) y Tokimatsu y Yoshimi (1983) no
deban usarse, o por lo menos se restrinja su uso para sv≤1.5 tsf, debido a sus
valores conservadores para sv> 1.5 tsf. El uso de cualquiera de los factores de la
corrección mostrado en la Figura. 2.1.5 (b) son aceptables y habría que
normalizar temporalmente la interpretación y los resultados bastante
consistentes. Sin embargo, se propone un factor de corrección simple el cual es
comparable con cualquiera de los mostrados en la Figura. 2.1.5 (b):
v
NC

1
 ( v en tsf o Kg/cm2
)…………… (2.1.3) (Ref. 50)
La comparación de este factor de corrección entre Bazaraa (1967) y Seed
(1979) se muestra en la Figura. 2.1.6.
Figura. N° 2.1.6 Comparación entre los factores de corrección propuestos por Bazaraa
(1967) y Seed (1969)
 Relaciones: La forma matemática del factor de corrección propuesto no es
nueva. Más generalmente, la fórmula puede ser escrita como:
V
NC

1


-23-
k
v
refv
NC 







 )(
……………… (2.1.4)
Donde k es un parámetro a ser obtenido de los datos adecuados de ensayos. Al-
Akwati (1975), Fardis y Veneziano (1981), y Baldi, et al. (1985) tienen datos
adecuados de los ensayos de las pruebas de penetración estática y dinámica para
la Eq. 2.1.4 o una forma similar. Estos resultados indican que k varía entre 0.4 a
0.6, dependiendo de los datos utilizados y el método de regresión. Baldi, et al.
(1985) indica valores ligeramente más altos de k para datos de la penetración
cónica con un promedio de k = 0.72.
Es probable que el coeficiente k sea una función de la densidad relativa, como
fue sugerido por Marcuson y Bieganousky (1977b) (Ref. 47) y Seed (1979), y
posiblemente otros factores también. Sin embargo, como una materia práctica,
considerando los errores relativos y la exactitud (o falta de eso) con que la
resistencia de penetración pueda medirse, k=0.5, son considerados apropiados
como una recomendación provisional.
Cuadro N° 2.1.4 Factores de corrección por sobrecarga
(Carter y Bentley 1991) (Ref. 21)
Referencia Factor de corrección (CN)
Unidades de los
esfuerzos por
sobrecarga (´v)
Gibbs y Holtz
(1959)
Teng (1962)
'
10
50
V
NC

 psi
Bazaraa (1967)
'
21
4
V
NC

 cuando s´v ≤1.5
'
5.025.3
4
V
NC

 cuando s´v >1.5
ksf
Peck, Hanson, y
Thornburn (1974) '
20
log77.0
V
NC

 kg/cm2
, tsf
Seed (1976)
'
log25.11 VNC  kg/cm2
, tsf

-24-
Referencia Factor de corrección (CN)
Unidades de los
esfuerzos por
sobrecarga (´v)
Tokimatsu y
Yoshimi (1983) '
7.0
7.1
V
NC

 kg/cm2
, tsf
Liao y Whitman
(1986) '
1
V
NC

 kg/cm2
, tsf
(Nota CN2) *
'
1
2
V
NC

 Arena fina de mediana
densidad relativa
'
2
3
V
NC

 Arenas normalmente
consolidadas gruesas
Skempton (1986)
'
7.0
7.1
V
NC


Arenas finas
consolidadas
kg/cm2
, tsf
Youd et. al.(2001)
NCERR / NSF (1996 -
1998) aVO
N
P
C '
2.1
2.2

 ; CN  1.7
Kg/cm2
Boulanger and
Idriss (2004)
 6010768.0784.0
'
N
V
N
Pa
C









; CN  1.7 Kg/cm2
Nota (*).
Liao – Whitman (1991) propone CN 2 (Ref.2)
NCERR (1997) Youd - Idriss recomendaron CN 1.7 (Ref.22)
NCERR / NSF (1996 - 1998) recomendaron CN 7 (Ref.22)
BOULANGER – Idriss (2004) proponen CN 1.7 (Ref.18)
b) Corrección por Energía Entregada a la Barra
Este aspecto es muy conflictivo a raíz de las prácticas locales.
Una cuestión evidente es: entre la supuesta energía potencial de un martinete
preparado para ser liberado en caída libre (4200 lb-in) tal como se preconizaba
en sus orígenes y la energía de la onda inicial de compresión que recibe el
sacamuestras hay una importante diferencia. En principio resulta razonable
suponer que diferentes tipos de liberación de energía, distintas barras de
perforación y distintas cabezas de golpeo conduzcan a diferentes energías
entregadas al sacamuestras propiamente dicho.

-25-
Es evidente que el número de golpes está directamente relacionada con la
energía de hincado, el cual es calculado de acuerdo a las siguientes relaciones:
22
2
1
2
1
v
g
W
mvEt  …………………. (2.1.5)
ghv 2 …………………………………(2.1.6)
Sustituyendo la Ec. (2.1.6) en la Ec. (2.1.5) nosotros obtenemos:
Whgh
g
W
Et  )2(
2
1
………………(2.1.7)
Donde:
W = peso de la masa de martillo
h = altura de caída.
Entonces para un martillo de peso estándar=63.5 kg y h = 762 mm (30”), la energía
de hincado teórico será igual a:
)475(5.474762.0*807.9*5.63 JdeciresEt  ………………(2.1.8)
Con una velocidad final en caída libre de segcmghV /65.3862 
Kovacs y Salomone (1982) encontraron que la energía de hincado aplicada al
muestreador para producir una penetración, es de aproximadamente 30 a 80%;
Riggs et al. (1983) obtuvieron la energía comprendida en el rango de 70 a 100%;
Clayton (1990) (Ref. 30) encuentran las siguientes eficiencias:
Cuadro N° 2.1.5 - Eficiencia del Martillo según Clayton (1990)
País Tipo de martillo
Mecanismo de
lanzamiento del
martillo
Eficiencia del
martillo Er
Argentina Donut Rondana 0.45
Brazil Pin Weight Caida a mano 0.72
China Automatic 0.60
Donut Caida a mano 0.55

-26-
País Tipo de martillo
Mecanismo de
lanzamiento del
martillo
Eficiencia del
martillo Er
Donut Rondana 0.50
Colombia Donut Rondana 0.50
Japan Donut Disparador Tombi 0.78 – 0.85
Donut
2 vueltas a la rondana
+ lanzamiento
especial
0.65 – 0.67
UK Automatic 0.73
USA Safety
2 vueltas a la
Rondana
0.55 – 0.60
Donut
2 vueltas a la
Rondana
0.45
Venezuela Donut Rondana 0.43
En principio según Seed, debido a la costumbre adoptada en EE.UU de emplear
un malacate para izar y liberar el martinete con la ayuda de una soga que
envuelve el tambor, naturalmente genera una importante pérdida de energía
respecto a la caída libre teórica. Estos dispositivos de malacate y soga se
observan en la Figura. 2.1.7.
Figura. N° 2.1.7: Sistema de soga y malacate
El rendimiento del impacto sobre la cabeza de golpeo se denomina Er (relación de
energía a la barra). Dicho autor ha establecido que esta relación (o rendimiento) en
EEUU y otros países de América son:

-27-
%60
t
i
r
E
E
E …………………(2.1.9)
Donde:
Ei: Energía real entregada a la cabeza de golpeo.
Et: Energía desarrollada en caída libre teórica (474.5 Kg-m, 475 Joules)
Las investigaciones de Kovacs y otros son muy didácticas y se resumen en la Figura.
2.1.8, las cuales confirman aproximadamente los valores de Seed. En efecto allí se
muestra la velocidad teórica de caída del martinete, en función del rozamiento que
genera la soga sobre el tambor.
Altura – Velocidad de caída (Masa)
Figura. N°2.1.8: Relación entre el Nº de vueltas de la soga en el tambor y la velocidad de
caída del martinete (Kovacs) (Ref. 72)
El valor Er puede escribirse como una relación de energías cinéticas:
2
2
2
2
2
1
2
1
t
m
t
m
r
V
V
mV
mV
E  …………………(2.1.10)

-28-
Donde:
m: masa del martillo.
Vm: velocidad real medida sobre la cabeza de golpeo en el instante del
choque.
Vt: velocidad teórica de caída libre; ghVt 2
Claramente el número de vueltas de soga en el tambor del malacate influye sobre Ei.
Si en la Figura. 2.1.8, siguiendo la costumbre de EEUU, se eligen dos vueltas de
soga, con una altura de caída de 76 cm. (30”) se obtiene:
%56
)/387(
)/290(
2
2
2
2

scm
scm
V
V
t
m
……(2.1.11)
Solo por razones de uso y costumbre se adoptó en EEUU como ENERGÍA DE
REFERENCIA
ti EE %60 ……………………..(2.1.12)
El número de golpes o Resistencia a la penetración para la carrera usual de 12”, con
una relación de energía de Er=60% se denomina internacionalmente como N60.
Obviamente, según se explicó, no todos los países emplean en sus ensayos SPT una
relación de energía Er=60%, pero si es cierto que la comparación de valores de N
suele hacerse contra N60.
Hecha esta salvedad, la primera corrección de energía para un determinado sistema
de golpeo podría escribirse nuevamente como:
t
i
r
E
E
E  …………………(2.1.13)
En la Figura 2.1.9, tomada de Skempton, se propone la corrección Er en función de
la forma de liberación de energía del martinete.

-29-
Er
Figura. N° 2.1.9 Relación entre Er y la forma de liberación de energía del martinete (Ref. 72)
De recientes estudios se ha sugerido que el SPT se estandarice a alguna relación de
energía Er, la cual debe ser calculada como:
100*
, t
i
r
EentradadeTeoricaEnergía
EmartilloelporatransmitidtotalEnergía
E  ….………. (2.1.14)
Hay propuestas para calcular Ei basado en la medida de la velocidad del martillo
cuando impacta en la base o como la medida de la energía en la tubería de
perforación justo debajo de la base.
Hay varias sugerencias actuales para el valor de la relación de energía normal Er
como sigue:

-30-
Cuadro N° 2.1.6 Relación de Energía Propuestas según J. E. Bowles (1996)(Ref. 19)
Er Referencia
50 a 55 (use 55)
60
70 a 80 (use 70)
Schmertmann [en Robertson et al. (1983)]
Seed et al. (1985); Skempton(1986)
Riggs (1986)
Si se usa un valor de 70 con un martillo de seguridad o un martillo automático y con
una perforación de acuerdo a la norma ASTM D 1586 indica que está cerca a la
relación de energía real Er obtenida en la práctica norteamericana. Si se usa una
relación de energía Er diferente se puede convertir fácilmente a la base especificada,
considerando que la (razón de energía) x (número de golpes) debe ser constante para
cualquier suelo:
2211 xNExNE rr  ….………(2.1.15)
i
r
r
N
E
E
N *
2
1
2  ….………. ……(2.1.16)
Usando la relación dada por Ec. (2.1.16) podemos convertir cualquier razón de
energía a cualquier otra base, pero tenemos que saber la razón de energía para el
número de golpes obtenido inicialmente.
Por ejemplo, si un equipo tiene Er=70% el valor de:
N60 = N60 x 0.60 = N70 x 0.70
N60 = N70x
60.0
70.0
N60= N70 x 1.166
Donde 1.166 representa la relación de energía del equipo utilizado con respecto al
equipo normalizado con Er= 60%, es decir Er(60) = 1.166.
Según Youd et. al. (2001), Er(60) presenta los siguientes valores:

-31-
ec
Ec
Cuadro 2.1.7 - Relación de Energía con respecto al Equipo Normalizado con
Er =60% (según Youd et. al 2001)
Tipo de Martillo Er(60)
Donut 0.5 – 1.0
De seguridad 0.7 – 1.2
Automático tipo
Donut
0.8 – 1.3
c) Pérdida de energía en la cabeza de golpeo (Ec)
Se relaciona con la energía que se absorbe durante el impacto, en la cabeza de
golpeo. En este sentido, la Figura 2.1.10 tomada de L. Decourt (1989) permite
evaluar la corrección cE , ligada al peso de la cabeza de golpeo utilizada.
Figura. N° 2.1.10: Relación de la energía que absorbe la cabeza de golpeo durante el
impacto. (Ref. 72)
d) Pérdida de energía por reflexión (El)
Según Seed cuando la longitud de las barras de perforación es inferior a 3 m hay una
reflexión las mismas que reducen la energía disponible que le llega al sacamuestras
para generar su penetración. La reflexión entonces genera un aumento de la
resistencia a la penetración. Esta reducción de energía según Decourt, se evalúa a
través de la relación:
Peso de la Cabeza de Golpeteo (Kgs)
Datos Brasileños
Barra de 25 mm con amortiguador
Barra Ax con amortiguador
Barra de 25 mm sin amortiguador

-32-
K2=1/El
)(
h
r
l
M
M
fE  ….………………... (2.1.17)
Donde:
Mr: peso de las barras
Mh: peso del martinete.
Según este autor, la energía que transmiten las barras sólo se transfiere totalmente al
sacamuestras cuando 1
h
r
M
M
. La Figura 2.1.11 muestra la corrección El como
función de
h
r
M
M
. Se debe calcular la inversa del valor K2 para obtener El.
Figura. N° 2.1.11 Corrección El en función de Mr/Mh. (Ref. 72)

-33-
Cuadro N° 2.1.8 Factor de corrección por longitud de barra
Cetin et. al. 2004
Factor de corrección por longitud de barra (El)
Longitud
de la barra Seed et al.
(1984)
Skempton
(1986)
Morgano y
Liang (1992)
Youd et al.
(2001)
Youd et al (2001)
National Center for
Earthquake
Engineering research
(NCEER)
<10 ft (< 3
m)
0.75 0.75 1.00 0.75 0.75
10-13 ft (3-
4 m)
1.00 0.75 0.96 – 0.99 0.80 0.80
13-20 ft (4-
6 m)
1.00 0.85 0.90 – 0.96 0.85 0.85
20-30 ft (6-
10 m)
1.00 0.95 0.96 – 0.99 0.95 0.95
>30 ft (>
10 m)
1.00 1.00 1.00 1.00 1.00
Para un conjunto: Barra Ax, de 14 m. de longitud y martinete de 70 Kg. de peso,
entonces 03.1
70
)14.15.5(

Kg
m
m
Kg
M
M
h
r , es decir que para una barra de 14 m. la
corrección será El=1. Sin embargo conviene recordar que esta corrección El=1 sería
aceptable hasta longitudes del orden de 110 ft (34 m).
Barras de gran longitud probablemente absorban una parte de la energía que les
llega a las mismas con lo que N se incrementaría.
e) Diámetro de las perforaciones (ED)
Para las medidas usuales de los diámetros de perforación (2½” a 4”) las correcciones
de N no parecen tener relevancia, aunque si los diámetros se aumentan hasta 8”, la
sobrecarga lateral sobre el fondo de la perforación comienza a perder efecto sobre la
resistencia N y en especial en arenas donde el valor de resistencia a la penetración
depende significativamente de la tapada.
A.W. Skempton (1986) ha informado pequeñas correcciones que se transcriben en el
Cuadro 2.1.9.

-34-
Cuadro N° 2.1.9 Corrección ED por diámetro de perforación
Diámetro de perforación ED
60 –120 mm 1
150 mm 1,05
200 mm 1,15
f) Diámetro interno del sacamuestras (ES)
Los sacamuestras partidos normalizados según ASTM tienen un diámetro interno
constante de 35 mm (1 3/8”) incluyendo el tubo portamuestras.
Si no se emplea un portamuestras interno de PVC entonces el diámetro interior es de
38 mm (1½”). En este caso la fricción desarrollada por el suelo contra la pared
interior del sacamuestras disminuye. La corrección ha sido investigada por Kovacs,
otros y sus resultados se presentan en la Figura 2.1.12.
Figura N° 2.1.12 Relación de entre los valores de N con tubo porta-muestra y sin tubo
porta-muestra (Ref. 72)
La tendencia indica que el cociente
)"
8
31(
)"
2
11(
mmN
mmN
ES


 disminuye para arenas densas
o muy densas, siendo su efecto despreciable en arenas sueltas.
Schmertmann (1978) nos muestra algunas correcciones (Cuadro 2.1.10):

-35-
Cuadro N° 2.1.10 Factores de Corrección Considerando Tubo Muestreador
Corrección por muestreador (ES)
Condición ES
Sin tubo muestreador 1.00
Con tubo muestreador: Arena densa, arcilla 0.80
Arena dura 0.90
Valor base N es demasiado
alto con el tubo muestreador
Robertson & Wride (1997), Bowles (1996) Y Skepmton (1986), nos muestra algunas
correcciones (Cuadro 2.1.11):
Cuadro N° 2.1.11 Factores de Corrección Considerando Tubo Muestreador
Condición
Robertson &
Wride (1997)
Bowles (1996)
Skepmton
(1986)
Sin tubo
Muestreador
1.1 – 1.3 1 1.2
Con tubo
Muestreador
Arena suelta
1 0.9 1
Con tubo
Muestreador
arena densa,
arcilla
1 0.8 1
Resumen de Correcciones
La variación de N, que se obtuvo en campo, puede ser corregido mediante la
siguiente ecuación:
60.0
......
'60
SDlcrNF EEEEECN
N  ……………….(2.1.18)
Donde:
N'60: valor corregido para la energía especificada
NF : Numero de golpes de campo
CN: ajuste por presión de sobrecarga efectiva p'o calculado [Liao y Whitman
(1986)] como:
v
NC

1
 ……………….(2.1.19) CN  1.7

-36-
v en Kg/cm2
Er: Corrección por la eficiencia del martillo
Ec: Corrección debido al peso de la cabeza de golpeo
El: Corrección por reflexión de la onda de compresión en las barras
ED: Corrección por diámetro de la perforación
ES: Corrección por diámetro interno del sacamuestra
La relación de energía considerando la eficiencia del martillo y el peso de la
cabeza de golpeo es igual a ErC = Er x EC
Observaciones Generales
Estas correcciones se aplican principalmente para determinar el potencial de
licuación de las arenas, de acuerdo a la norma ASTM D 6066-96. (Ref. 6).
También existe el equipo para medir la energía real transmitida por el martillo de
acuerdo al procedimiento de la norma ASTM D 4633-86. (Ref. 5).
2.1.6 Calibración de la Energía del SPT
En la Referencia Internacional procedimiento de ensayo de Penetración Estándar
(SPT) del Informe del ISSMFE se señala que: En situaciones donde son muy
importantes las comparaciones de los resultados del SPT, se debe efectuar una
evaluación de la eficiencia del equipo, en términos de la energía transferida.
El sistema de transferencia de energía es un complicado sistema mecánico –
dinámico, que involucra el martillo, la base de golpeteo, polea, soga, tuberías y
wincha.
Al respecto la energía transmitida al sistema se puede medir colocando Strain
Gauges para medir la fuerza y acelerómetros situados debajo de la zona de
golpeteo. (Ref: SPT Analizer – Ver Anexo Calibración del Equipo de Penetración
Estándar)

-37-
Foto N° 2.1.2 Equipo Analizador SPT
Foto N° 2.1.3 Equipo Analizador SPT. Se muestra el izaje del martillo y la ubicación
de los acelerómetros y strain gauges.
Foto N° 2.1.4 Equipo Analizador SPT. Unidad de adquisición de datos.

-38-
Foto N° 2.1.5 Calibración de la energía SPT. Se muestran los acelerómetros y strain
gauges
Foto N° 2.1.6 Equipo Analizador SPT. Distribución de los strain gauges y
acelerómetros
De acuerdo a la Norma ASTM D-4633 Método de Ensayo Estándar para medir
la energía de los esfuerzos de onda para sistema de ensayos de Penetración
Dinámica, existen dos métodos para determinar la energía, el Método FV y el
Método F2
.
El Método FV que usa el registro de fuerza y velocidad, presenta la siguiente
ecuación.
FV = F (t).V(t). dt………..(2.1.20)
El otro método usa solamente el registro de la fuerza y determina la energía
liberada mediante la siguiente expresión:

-39-
  dttF
AE
KKcK
E
t
C
ì
2
0
21
)(

 ………..(2.1.21)
ó
 
  dttF
EA
KKK
E
t
p
C
i
2
0
2/1
21
)(

 ………..(2.1.22)
Donde:
F(t) = Fuerza dinámica comprensiva en la tubería, como una función del
tiempo.
Ei = Energía en el primer pulso de compresión para el caso ideal que
t (y por lo tanto L)= infinito.
t = Tiempo
t = Tiempo de duración del primer pulso de compresión.
A= Área de la sección transversal de la tubería, arriba y debajo de las
celdas de carga.
E = Módulo de elasticidad de la tubería.
c = Velocidad teórica de la onda de compresión en la tubería (E/) 1/2
= Densidad de masa de la tubería.
K1 = Factor de corrección para tomar en cuenta la energía de la onda de
compresión entre la superficie de impacto y la celda de carga.
KC = Factor de corrección de la velocidad teórica a la actual velocidad.
K2 = Factor de corrección.
Se recomienda el empleo del primer método FV porque es válido para una
sección no uniforme de la tubería y no requiere factores de corrección empíricos.
En la presente investigación con la ayuda del Dr. Ingeniero Victor Sanchez
Moya – Jefe de la Oficina de Investigación FIC - UNI y los Ingenieros
Electrónicos Mario Sardón y Cristian Mamani, se trató de medir la velocidad de
impacto del equipo empleado, leyendo los tiempos de recorrido del martillo en
un espacio de 11.8 cms (Ver Figura. 2.1.13) y aplicando la fórmula para
movimientos no acelerados,
t
e
V  , obteniéndose una velocidad de impacto de
Vm= 321.6 cms/seg.

-40-
Figura N° 2.1.13 – Ubicación de emisores y receptores láser.
Luego, empleando la ecuación (2.1.10), se tiene :
%1002
2
x
V
V
E
t
m
r  ………..(2.1.23)
Vt = 387 cms/seg
Vm = 321.6 cms/seg
Er = 69.06 %
Por otra parte se verificó además el efecto de usar 3 vueltas de la soga alrededor
de la rondana en lugar de 2 obteniéndose un factor de corrección de:
segcmsV v /6.3212
__

segcmsV v /7.2513
__


-41-
 
 
632.1
7.251
6.321
2
2
RE
632.1
3
2
VN
Ngolpes
golpes
v  …………………..(2.1.24)
VxNNgolpes golpesv 3613.02  ………..(2.1.25)
Cuadro N° 2.1.12 - Lecturas de Tiempo de Caidas del Martillo
entre los Lectores Láser 1, 2 y 3
ENSAYO CAIDA LIBRE
VALOR
HEXADECIMAL VALOR DECIMAL
T1
(ms)
T2
(ms)
V
(m/s)
2C2D67 4682A 2895207 288810 361.901 36.10 3.27
2D7E84 47559 2981508 292185 372.689 36.52 3.23
2BFB8C 4684F 2882444 288847 360.306 36.11 3.27
2C09B3 47BB0 2886067 293808 360.758 36.73 3.21
2BFDF0 47DC1 2883056 294337 360.382 36.79 3.21
2C2113 46C4C 2892051 289868 361.506 36.23 3.26
ENSAYO CAIDA LIBRE - 3 VUELTAS
VALOR
HEXADECIMAL VALOR DECIMAL
ALTURA
(H)
T1
(ms)
T2
(ms)
V2
(m/s)
2F4369 5730A 3097449 357130 387.18 44.64 2.64
2BBE66 471C9 2866790 291273 1,7 cm 358.35 36.41 3.24
2B9096 48303 2855062 295683 1,7 cm 356.88 36.96 3.19
2A2777 4563C 2762615 284220 0,5 cm 345.33 35.53 3.32
2C802B 49156 2916395 299350 1,7 cm 364.55 37.42 3.15
29E086 487DD 2744454 296925 0,2 cm 343.06 37.12 3.18
ENSAYO CAIDA LIBRE – 3 VUELTAS
VALOR
HEXADECIMAL
VALOR DECIMAL
ALTURA
( H )
T1
(ms)
T2
(ms)
V2
(m/s)
32DD1E 56E83 3333406 355971 0,5 cm 416.68 44.50 2.65
34F84E 5BA4B 3471438 375371 0,8 cm 433.93 46.92 2.51
3684DB 62129 3572955 401705 1 cm 446.62 50.21 2.35
324D2A 59ED6 3296554 368342 1 cm 412.07 46.04 2.56
Nota: Para obtener el tiempo T1 y T2, se ha multiplicado el valor decimal de las
columnas E y F por 125. Esto debido a que el microcontrolador cuenta pulsos
cada 125 nano segundos.

-42-
Foto N° 2.1.7 Lectura de tiempos en el Microcontrolador
Foto N° 2.1.8 Detalle del Microcontrolador empleado para la lectura de los tiempos
Foto N° 2.1.9 Se observa los emisores y receptores instalados en dos vigas
acaneladas verticales y el descanso del martillo y base (anvil) sobre tablas.

-43-
Foto N° 2.1.10 Se señala la marca del emisor 3 en el martillo.
Se presenta a continuación un ejemplo típico de una prueba de penetración
estándar y las correcciones correspondientes:

-44-
Cuadro N° 2.1.13 Ejemplo de empleo de los factores de corrección del Valor “N” del SPT

-45-
2.1.7 SPT-T
En la práctica brasileña de ingeniería de cimentaciones, se usan generalmente los
resultados de los ensayos SPT y CPT para el diseño de pilotes y cimentaciones
superficiales, basados en correlacionen empíricas establecidas entre la
resistencia de penetración y la capacidad portante. Ranzini (1988) propuso la
prueba SPT-T que básicamente consiste en la medición del torque necesario para
romper la interacción suelo - cuchara después de su penetración. Después de
esto, muchos ingenieros brasileros han usado el ensayo SPT-T en la práctica de
cimentaciones. Todas las predicciones son comparadas con los resultados de
pruebas de carga instrumentadas, realizadas en varios tipos de pilotes instalados
en seis campos experimentales, existentes en el sureste de Brasil.
Métodos basados en SPT-T
Mayne (2001) investiga como precisamente un número (valor de N), es
suficiente para calcular un gran número de parámetros diferentes del suelo y
aboga por el empleo de pruebas in situ con mecanismos heterogéneos.
En el Brasil el SPT se usa normalmente en la práctica de Ingeniería de
Cimentaciones desde 1944; Ranzini (1988) sugirió complementar el
convencional SPT con la medida del torque requerido para voltear la cuchara
partida después de sea hundida. Esta es llamada prueba de penetración estándar
con la medida del torque (SPT-T).
El mismo autor (Ranzini, 1994) sugirió la posibilidad de usar este valor para
obtener la resistencia lateral del pilote y presentó la siguiente ecuación:
)032.0.336.41( 

h
T
fT ……………….(2.1.26)
Donde: fT = adherencia muestreador suelo (el kPa); T = medida del torque
(m.kN); h = longitud de penetración del muestreador (m).
Hoy en día, existen cuatro métodos que predicen la capacidad portante de pilotes
basada en los métodos de SPT-T: Decourt (1996). Alonso (1996 y b), Carvalho
et al. (1998) y Peixoto (2001).

-46-
2.1.8 Large Penetration Test (LPT)
2.1.8.1 Introducción
En depósitos de arena los ingenieros especialistas, típicamente inician una
investigación de campo en base a prueba de penetración estándar (SPT), de
acuerdo a la norma ASTM-D1586, que es la herramienta mas usada,
mundialmente para la caracterización geotécnica y para la determinación de las
condiciones de cimentación por métodos de diseño empíricos. La dimensiones
del penetrómetro y la energía potencial del SPT han sido seleccionadas para su
uso en arenas, sin embargo es insuficiente para su uso en suelos gravosos debido
al tamaño de los granos, o porque la energía es insuficiente. Algunos
investigadores han tratado de superar éste problema, relacionando el número de
golpes del SPT, con el número de golpes obtenidos con un penetrómetro de
mayor diámetro y con un martillo mas pesado, denominándose a esta prueba
LPT. Otros investigadores han comenzado a desarrollar bases de datos a fin de
relacionar el número de golpes de LPT con las propiedades de los suelos.
2.1.8.2 Tipos de LPT
Existen en el medio penetrómetros de diferentes dimensiones, pero muy pocas
presentan aplicaciones geotécnicas. Se presentan a continuación la descripción
de los equipos, de acuerdo a la región de origen y que han presentado algunas
investigaciones:
a. LPT Japonés (JLPT)
Fue propuesto por primera vez por Kaito en 1971. Yoshida (1988) desarrolló
correlaciones de JLPT-SPT para arenas y gravas con un tamaño promedio de
partículas comprendido entre D50 = 1.13 – 22.8 mm, utilizando una cuchara de
73mm de diámetro exterior y un martillo de 99.8 kg dejado caer desde una altura
de 1.50m. La energía de impacto no fue monitoriada.
b. LPT Burmister
Winterkorn y Fang (1975) proporcionaron una correlación del SPT-LPT en
suelos arenosos, utilizando una cuchara de 9.21cm de diámetro exterior y un

-47-
martillo de 113.4 kg, dejado caer desde una altura 0.51m. La energía de impacto
no fue monitoriada.
c. LPT Italiano (ILPT)
Crova (1993) proporcionó factores de correlación LPT - SPT, en base a estudios
realizados en arenas y arenas gravosas en el puente Messina en Italia; el tamaño
promedio de las partículas varió entre 0.5 – 44mm. La energía de impacto fue
medida usando el método F2
. El número de golpe del SPT y del ILPT fueron
corregidos para el 60% de energía.
d. LPT Norte Americano (NALPT)
Koester (2000) y Daniel (2000) describen una investigación en arenas gravosas y
gravas arenosas cerca de Seward, Alaska. La energía de impacto fue medida
utilizando los métodos de F2
y fuerza – velocidad (FV). El número de golpes del
SPT y del NALPT fue corregido para el 60% de energía.
e. Becker Penetration Test (BPT)
El martillo Becker fue desarrollado en 1958 en “Alberta”, Canadá inicialmente
para exploración sísmica de petróleo en suelos gravoso. Ahora es ampliamente
utilizado en investigaciones geotécnicas para perforaciones, muestreos y ensayos
de penetración en suelos granulares gruesos, para evaluar la densidad e
instalación de pilotes hincados.
La perforación usa en martillo de petróleo de doble acción, especialmente
diseñado para que el forro o cassing ingreso en el suelo.
El martillo de perforación Becker es ampliamente usado en Norteamérica y
consiste en introducir un tubo de pared doble en el suelo mediante un martillo
diesel de doble acción, registrando el número de golpes cada 0.30 m, perforando
previamente mediante inyección de aire y técnica de “cicloneo” para remover el
suelo.
El ensayo de penetración Becker también simula el desplazamiento de pilotes
hincados y es frecuentemente utilizado para evaluaciones de hincado (Morrison
and Watts, 1985).
La unidad de ingreso consiste en dos tubos de pared gruesa dispuestos
concéntricamente. En los nuevos diseños el tubo interior flota dentro del tubo

-48-
exterior y solo el tubo exterior absorbe directamente el impacto del martillo. La
técnica de perforación es conocida también como “proceso de circulación
reversa”.
Los tubos son de 2.40 m a 3.00 m de longitud y están disponibles con diámetro
140 mm (tubo exterior) y 3 mm (tubo interior); 170 mm (diámetro exterior), 110
(diámetro interior) y 230 mm (exterior) por 150 mm (interior).
El modelo ICE 180 (International Construccion Equipment, Inc) tiene un
martillo de 7.67 KN y una caída máxima de 0.96m; opera a una velocidad de 90
– 95 golpes por minuto, transmitiendo una energía de 11.0 KJ.
La prueba Becker puede también ser instrumentado por traductores colocados a
0.40 m debajo de la zona de impacto y puede ser monitoreado usando el “Pile
Driving Analizer (PDA)”m midiendo deformación (para determinar fuerza) y
aceleración por cada golpe del martillo, integrando la aceleración - tiempo para
obtener velocidad y calcular fuerza pico, velocidad pico y máxima transferencia
de energía.
En el Cuadro N° 2.1.3 y en la Figura 2.1.16 se presentan las características de los
equipos mencionados.
Figura N° 2.1.14 - Sistema de perforación
con el matillo Becker (Harder and Seed,
1986)
Figura N° 2.1.15 - Principio de Operación
del Matillo Diesel de doble acción

-49-
EnergíaPotencialdelMartillo(kJ)
Cuadro N° 2.1.14 - Características de los Equipos LPT
Parámetros
SPTa
Estándar
Penetración
Test
(Ref. 25)
JLPTb
Japonés
(Ref. 25)
LPTc
Burmister
(Ref. 25)
ILPTd
Italiano
(Ref. 25)
NALPTe
Norteamericano
(Ref. 25)
Becker
Penetration Test
BPT (Ref. 47)
Diámetro exterior de
la cuachara cm (in)
5.08 7.3 (2.9)
9.21
(3.625)
14.0 (5.5) 7.62 (3) Exterior Interior
Diámetro interior de
la cuachara cm (in)
Zapata abierta
Cuerpo central
3.49
(1.375)
3.81 (1.5)
5.0 (2)
5.4 (2.13)
7.44
(2.93)
Na
10.0 (3.9)
11.0 (4.3)
6.1 (2.4)
6.4 (2.52)
140
170
230
83
110
150
Peso del martillo, N
(lb) (Kg)
623
(140)
(63.5)
981
(2.20)
(98.1)
1112
(250)
(113.4)
5592
(1257)
(570.2)
1335
(300.11)
(136.1)
7670
(1724.2)
(782.12)
Altura de caída del
martillo cm (in) (m)
76.2
(30)
(0.76)
150.0
(59.1)
(1.50)
50.8
(20)
(0.51)
50.0
(19.7)
(50.0)
76.2
(30)
(0.76)
(96)
(37.79)
0.96
Energía potencial del
martillo kJ (ft - kip)
0.473
(0.350)
1.472
(1.084)
0.565
(0.417)
2.796
(2.062)
1.020
(0.750)
11
(8.148)
% SPT 100 311 119 591 215 2,325
a
ASTM D 1586 – 84.
b
Kaito et. al. (1971); Yoshida et. al. (1988).
c
Winterkorn and Fang (1975).
d
Crova et. al.(1993).
e
Koester et. al. (2000); Daniel (2000).
Figura. N° 2.1.16 Comparación de Energías Transmitidas y Diámetros de la Cuchara (Ref. 25)
EnergíaPotencialdelMartillo(ft-kip)
Diámetro de la cuchara (cm)
Diámetro de la cuchara (pulg)

-50-
ASSUMPTIONS:
In-situ bulk density above groundwater table (kg/m3
) (2) = 2000
In-situ bulk density below groundwater table (kg/m3
) (2) = 2050
Groundwater depth below ground surface (m) = 7.1
Rod energy factor for hammer hoist method (corr. # 1) = 70%
Total depth (m) = 34.20
Weight of hammer (lbs.) = 300 O/D of spoon sampler (inches) = 3.000
Height of drop (inches) = 30 I/D of spoon sampler (inches) = 2.520
Length of LTP Spoon (inches) = 18
Sampler Hammer Ratio (Rs) (CORR #2) = 8.49E-06 Standard sampler Hammer Ratio for sands (Rs*) = 8.95E-06
Hammer potential energy (ft-kips) = 1.02
Depth Measured Blowcount Blowcount Blowcount In-situ Correction Corrected Blowcount
(metres) Blowcount Corrected for energy Corrected for use of Corrected for use of Effective Factor to (Terzaghi stnd energy &
NLPT of method used non-stnd equipment LPT equipment Stress 100 kPa equip at 100 kPa eff stress)
From To (#/300 mm) N70LPT ns (#/300 mm) N70LPT (#/300 mm) NLPT70 (#/300 mm) (kPa) CN (N1)70 (#/300 mm)
1.65 2.10 5 4 4 5 41 1.56 8
2.85 3.30 6 4 4 6 64.7 1.24 7
3.85 4.30 4 3 3 4 84.4 1.09 4
13.75 14.20 33 23 24 33 212.6 0.69 23
29.75 30.00 60 42 44 60 375.4 0.52 31
31.60 32.00 60 42 44 60 396.0 0.50 30
33.90 34.20 90 63 65 90 418.6 0.49 44
No. of Results 7
Notes: Mean 21.1
(1) = Hit cobble or other factor potentially increasing actual blow count. Minimum 4.4
(2) = Assumed value. Maximum 44.0
Relative density from standardized
Terzaghi blow count for sands (%)
LPT = Large Penetration Testing
(REF.: Figure 1.21, Foundation Engineering Manual, pg 38, Wintercorn & Fang.)
COMPAÑÍA DE MINAS BUENAVENTURA S.A.A. UNIDAD PORACOTA
DISEÑO DE BOTADERO DE DESMONTE DE MINA
RESUMEN DE ENSAYOS LPTS PERFORACION SD-05
Se presenta a continuación una prueba de L.P.T. desarrollado en nuestro medio,
con el equipo NALPT :

Facultad de Ingeniería Civil Capitulo II : Análisis Crítico de las
-51-
2.2 AUSCULTACION DINAMICA CON EL CONO TIPO PECK (ACP)
(UNE 103-801:1994) (Ref. 62)
2.2.1 Antecedentes Generales
2.2.1.1 Introducción
El Cono Dinámico fue usado profusamente por el Ingeniero Enrique Tamez en
exploraciones de campo en la Ciudad de México en el año 1964, pero a pesar de
su utilidad se abandonó y fue hasta 1973 en la exploración de SICARTSA, que
se intentó emplear el cono dinámico Sermes; fue tan limitado el esfuerzo que no
llegó a demostrar sus posibilidades. Posteriormente en 1976, se utilizó un cono
dinámico para juzgar la efectividad de la compactación dinámica de la Presa
Peñitas y mas recientemente se ha empleado para explorar las calcarenitas
blandas de Cancún, así como la capa dura y depósitos profundos del Valle de
México.
2.2.1.2 Prueba de Cono Dinámico
Se acostumbra identificar con este nombre a los conos de tipo rescatable o
perdible, que se fabrican industrialmente y que incluso llegan a ser verdaderas
máquinas de energía controlada. En el Cuadro 2.2.1 se resumen las dimensiones
de los conos dinámicos empleados en Francia, se advierte en esa tabla que sus
dimensiones y energía de hincado pueden ser muy similares a las de los conos
perdibles hincados con un simple malacate de fricción, demostrando que los
conos dinámicos son herramientas equivalentes a los perdibles y que sólo
difieren en la eficiencia de hincado. En el inciso 2.2.1.3 se entra en mayor
detalle en los mecanismos de operación.
Recomendaciones prácticas. Es importante reconocer la necesidad de
uniformizar las dimensiones de los conos hincados a percusión, por ello se
presenta en el Cuadro 2.2.2 un criterio de dimensiones congruentes con los
diámetros de barras de hincado generalmente disponibles. En cuanto al perno de
unión conviene utilizar el liso, pero también es conveniente utilizar uno con
cuerda izquierda, que permite rescatar el cono cuando su extracción es fácil. Por
otra parte, en extracciones difíciles al girar las barras en rotación derecha el cono
se desprende y se pierde.

-52-
Cuadro N° 2.2.1 Dimensiones de los conos y energías de hincado (Ref. 76)
Cuadro N° 2.2.2 Dimensiones de los conos y energías de hincado y peso de las barras de
hincado (Ref. 76)

-53-
Figura. N° 2.2.1 Conos Perdible y Recuperable
2.2.1.3 Calibración de Conos
Alcance
Los conos dinámicos no se calibran, dado su simplicidad; sin embargo, siempre
se hace necesario establecer correlaciones en el sitio en estudio, entre el número
de golpes con el que se hinca y el que se obtendría empleando el penetrómetro
estándar.
Energía de hincado
Este parámetro permite establecer una primera comparación entre los resultados
de un cono y los de la penetración estándar; la energía de hincado por área, se
define con la siguiente expresión:
2
4
B
MH
E

 ………………..(2.2.1)
Donde
E Energía de hincado por área unitaria 





2
cm
cmKg
M Masa de hincado (kg)
H Altura de caída de la masa (cm)
B Diámetro del cono (crn)
Para el penetrómetro estándar la energía de hincado es de 238 kg cm/cm2 (M =
63.5 kg, H= 76 cm, B = 5.08 cm); se advierte que no coincide exactamente con

-54-
alguno de los valores del Cuadro 2.2.1; adicionalmente en el penetrómetro
estándar el área de ataque es solo la perimetral, en cambio en los conos es toda
el área transversal.
2.2.1.4 Mecanismos de Carga
Funcionamiento básico
Para realizar las pruebas de cono dinámico perdible o recuperable, se requieren
dispositivos que levanten la masa de impacto y la dejen caer lo más libremente
posible, desde una altura constante y con una cadencia uniforme; el mecanismo
más simple es el malacate de fricción operado manualmente y los más
desarrollados son: el Pilcon, Borros, Sermes y Fondasol.
Malacate de fricción
Es el mismo arreglo que se utiliza para ejecutar una prueba de penetración
estándar, excepto que la masa y la altura de caída pueden variar de acuerdo a los
valores del Cuadros 2.2.1 y 2.2.2 En la Figura 2.2.2 se muestra
esquemáticamente la disposición del malacate; en cuanto a la masa se puede
emplear un martinete simple, pero es más recomendable utilizar uno de
seguridad, como el mostrado en la Figura 2.2.2
Sistema Pilcon
Este es un ingenioso sistema desarrollado en Inglaterra, que se vale de un
mecanismo de leva para levantar la masa y dejarla caer automáticamente; en la
Figura 2.2.3 se muestra de manera esquemática este dispositivo. La caída del
martinete se controla automáticamente con un mecanismo de biela, que acciona
un cable cuya longitud se incrementa a medida que penetra el cono.

-55-
Figura. N° 2.2.2 Malacate de fricción Figura. N° 2.2.3 Sistema Pilcon
Sistema Borros (Ref. 76)
Este equipo es también conocido con el nombre de cono dinámico sueco; se trata
de un martinete de caída libre, que levanta automáticamente una banda de ca-
dena con un gancho y que a la altura prestablecida lo suelta. La Figura 2.2.4
muestra este equipo, junto con las dimensiones de martinetes y alturas de caída
con las que puede operar; las barras de hincado son siempre de 1 m de Iongitud.
Por la sencillez y facilidad de operación de este equipo, su aplicación se
extenderá ampliamente.

-56-
Figura. N° 2.2.4 Cono Borros
Cono Sermes (Ref. 76)
Este dispositivo fue desarrollado en Francia por el Prof J Boudrillard, se trata de
un dispositivo neumático que opera a manera de una pequeña piloteadora con
pesos de 30, 60 y 90 kg (Cuadro 2.2.1); tiene un contador del número de golpes
que facilita el control de la prueba; en la Figura 2.2.5 se ilustra
esquemáticamente este aparato. Otras características interesantes del mismo, es
que puede inyectar lodo bentonítico por arriba del cono, para reducir la fricción
lateral y así una vez terminada la prueba, el pistón neumático se hace operar
como golpeador de extracción. Finalmente el cono puede ser perdible o
recuperable.
Para la operación de este equipo se requiere un compresor capaz de proporcionar
aire a 3.5 kg/cm2
; la frecuencia de los golpes es de 52 golpes por minuto con
altura de caída de 40 cm.
Cono Fondasol (Ref. 76)
Este cono construido en Francia, utiliza un ademe exterior para reducir la
fricción; el impacto lo genera un martillo Delmag ligero (Figura 2.2.6).
Consiste en hincar el cono contando el número de golpes por cada 10 cm,
cuidando que la altura de caída sea constante.

-57-
El error más significativo que se presenta en esta prueba, es la fricción que se
desarrolla entre la tubería y el suelo, ya que reduce la energía del impacto; por
ello se recurre a alguna de las siguientes alternativas: a) untar grasa a la tubería a
medida que va penetrando, b) recurrir a la inyección de lodo bentonítico para
formar un flujo laminar alrededor de la tubería (Figura 2.2.7) y c) utilizar un
ademe metálico. Para evitar errores al contar el número de golpes se recomienda
utilizar un contador mecánico.
Figura. N° 2.2.5 Cono Sermes

-58-
Figura. N° 2.2.6 Penetrómetro Fondasol
Figura. N° 2.2.7 Cono Perdible con inyección de lodo bentonitico
Instrumentación electrónica.
Actualmente se investiga la instalación de medidores de fuerza y aceleración en

-59-
el cono; una vez desarrollada esta tecnología seguramente se incrementará la
conflabilidad de la información que proporciona esta prueba (1989)
2.2.1.5 Determinación de las Resistencias
Criterios aplicables
Se acostumbra hacer la interpretación de las pruebas de cono con la fórmula
holandesa, que se emplea para estimar la capacidad de carga de un pilote
hincado; tiene la limitante que hace indispensable que el ingeniero tenga
experiencia en esta metodología. Un criterio alternativo sería correlacionar las
pruebas de cono con pruebas de penetración estándar realizadas en el mismo
lugar, incluso para asegurarse de la clasificación de los suelos y proceder a la
interpretación del sondeo con apoyo de las correlaciones y experiencias de la
penetración estándar.
Fórmula holandesa.
Se trata de un criterio empírico que permite definir la resistencia dinámica del
suelo a la penetración mediante la expresión siguiente:
)(
2
PMAe
HM
Rd

 ……….(2.2.2)
Donde
Rd Resistencia dinámica del suelo (kg/cm2)
M Masa del martillo (kg)
H Altura de caída de la masa (cm)
P Peso del conjunto de barras y cono (kg)
A Área transversal del cono (cm2)
e Penetración del cono en cada golpe (cm)
La manera usual de aplicar esta expresión, es calcular la resistencia para el
número de golpes que corresponde a una penetración acumulada de 10, 20 ó 30
cm, así:
)(
2
PMAE
HNM
Rd

 ……….(2.2.3)

-60-
Donde:
E Penetración acumulada en 10, 20 ó 30 cm
N Número de golpes
La carga admisible del terreno para una cimentación por medio de zapatas es de:
Recomendaciones
Se recomienda establecer correlaciones de la resistencia dinámica del suelo (Rd)
con la capacidad portante admisible (qad), utilizando la correspondencia con el
SPT o el ángulo de fricción interna “”.
2.2.1.6 Resultados Típicos
En la Figura 2.2.8 se muestra un sondeo de cono dinámico junto con otro de
penetración estándar, realizados en la desembocadura del Río Balsas (Mexico);
es interesante advertir que el cono es capaz de detectar detalles que no pueden
ser captados por la penetración estándar.
Una aplicación incipiente del cono dinámico en el control de compactación de
arenas, se muestra en la Figura 2.2.9.
Figura. N° 2.2.8 Cono Dinámico en suelos calcarenitas con lentes de arena.

-61-
Cono Sermes (Ref. 76)
La repetibilidad de sondeos vecinos realizados con esta técnica se muestra en la
Figura 2.2.10, y su sensibilidad para distinguir suelos de distinta resistencia y
compacidad en la Figura 2.2.11. En cuanto a la influencia de la inyección de
lodo para reducir la fricción lateral, en la Figura 2.2.12 se presentan dos
sondeos, uno sin lodo y otro vecino con inyección de lodo; la comparación entre
ambos, demuestra que a profundidades menores de 15 m la diferencia es muy
pequeña y se confunde con la erraticidad del suelo. En cambio a profundidades
mayores la influencia del lodo es notoria.
Figura. N° 2.2.9 Compacidad de un relleno de arena.

-62-
Figura. N° 2.2.10 Repetibilidad
de sondeos dinámicos
Figura. N° 2.2.11 Sensibilidad
de sondeos dinámicos.

-63-
Figura. N° 2.2.12 Comparación de Sondeos Sermes Con y Sin Lodo
2.2.1.7 Comentarios
La técnica de exploración con cono dinámico sigue siendo una excelente
herramienta de la mecánica de suelos y un campo fértil a la innovación e
inventiva de los especialistas; un aspecto que conviene investigar
experimentalmente es la forma de los conos, en la cual se tienen dos tendencias:
emplear conos con 60° de ángulo de ataque o bien de 90°. Estos últimos (Figura
2.2.13) han sido empleados sobre todo en Europa, donde los han propuesto
como una norma internacional.
Otra evolución en el cono dinámico es la interpretación de la prueba mediante la
ecuación de la onda y mejorando con la incorporación de sensores eléctricos que
determinen las fuerzas que transmite la punta al suelo, así como las
aceleraciones que se generen.

-64-
Figura. N° 2.2.13 Puntas y barras para pruebas dinámicas
(Estándar Internacional) (Ref. 76)
2.2.2 Origen del Nombre Cono Peck
Las pruebas de penetración dinámica emplean varios tipos de varilla con o sin
cono u otros extremos especialmente alargados, los cuales son insertados en el
suelo mediante golpes de un martillo. Se registra el número de golpes necesarios
en una distancia dada. Una prueba empleada por los laboratorios Wimpey Ltd,
utiliza un cono de 63.5 mm de diámetro con un vértice en el ángulo de 60º
insertado con varillas de 50.8 mm de diámetro con un martillo de 160 Kg, el
cual tiene una caída de 600 mm.
En suelos finos con presencia de cierto porcentaje de gravas con bolonerías el
ensayo de penetración estándar no prospera, dañándose la zapata en muchos
casos. En estos casos se puede conseguir información adicional de subsuelo
hincando una punta cónica con un diámetro en la base de 50.8mm y 60º de
ángulo central cuyos resultados son comparables con el SPT (Schultze y Melzer,
1965).
Una variación de la penetración cónica mencionada es utilizando un cono
descartable con las mismas medidas anteriores, con una varilla de perforación de
33.5 mm de diámetro, contabilizando el número de golpes para que ingrese 0.30
m mediante un martillo de 72 kg dejado caer desde una altura de 0.75 m; como
el diámetro del cono es mayor que el de la tubería, la fricción lateral es pequeña

-65-
comparada con la resistencia de la punta (ref. Soil Mechanics in Engineering
Practice. Tercera edición. Karl Terzaghi, Ralph Peck, Gholamreza Mesri.
Pag.49; ver Figura. 2.2.14
33.5 mm
60°
X X
50.8 mm
Ranura
Sección
X - X
Figura. N° 2.2.14 Penetrómetro con punta descartable (Ref. 87)
El Cono Peck es mencionado por Terzaghi-Peck (1948) (Ref. 86) y usado por Peck
en la exploración de las fundaciones del Coliseo de Denver (1953) (Ref. 68). Tiene
la particularidad de que se abandona en el sitio al terminar la prueba,
recuperándose solamente la barra que se usó para hincarlo, la cual tiene un
diámetro menor que el cono (Figura. 2.2.15).
Figura. N° 2.2.15 Penetrómetro de punta cónica
(tomado de Peck et. al. 1953) (Ref. 69,96)

-66-
Esta diferencia de diámetro hace que la cavidad que va abriendo el cono sea en
general mayor que la barra de hinca, eliminándose así gran parte de la fricción
que pudiera ejercerse en la barra y la cual deformaría la resistencia a la
penetración.
La experiencia con este penetrómetro es que sus resultados son generalmente
fieles hasta una profundidad de alrededor de 10 m, pues a mayor profundidad la
fricción produce a veces interferencia.
El cono se hinca utilizando el mismo equipo empleado para la penetración con
cuchara, con una caída de 76 cm y una masa de 63.5 kg; esta energía fue usada
por Peck en la exploración de Denver, notando que por casualidad los valores de
penetración eran del mismo orden que los obtenidos por la cuchara.
Como en la generalidad de los casos, este penetrómetro se usa como
complemento de la exploración con perforaciones, es recomendable
correlacionarlo con la cuchara en cada sitio, haciendo pruebas de penetración
con cono al lado de una o más perforaciones. Esto tiene por objeto definir el
comportamiento del cono en los suelos del caso y comparar los resultados
obtenidos, para saber que grado de confiabilidad tienen las observaciones con
cono en otros puntos del mismo terreno. La correlación permite apreciar hasta
que punto interfiere la fricción de las barras en cada caso.
Aunque los resultados obtenidos con este cono son generalmente buenos, la
correspondencia con la cuchara no siempre es constante, pero en todos los casos
el cono dará información valiosa acerca de la tendencia de las variaciones del
suelo.
2.2.2.1 Auscultación con el Cono Dinámico Tipo Peck en el Perú
A inicios de los años 1970, se efectuó un programa comparativo de ensayos SPT
con un equipo de auscultación con punta cónica denominado “Cono de Peck”,
sobre suelos arenosos finos del tipo SP, encontrándose la siguiente relación [RM
Ass (1971)]: (Ref. 74)
N = 0.5 c……………….(2.2.5)
Donde:
N = Número de golpes por 30 cm de penetración en el ensayo estándar de

-67-
penetración (SPT); y
c = número de golpes por 30 cm de penetración con el “Cono de Peck”.
Los consultores de aquél Estudio le dieron ese nombre al ensayo por un
dispositivo mostrado en una publicación [Peck et al, 1953)], recomendado para
investigar la densidad relativa de depósitos de arenas y gravas sin el uso de
tuberías de revestimiento (casing), (Figura 2.2.15)
Peck et al (1953), describen al dispositivo como: un cono que se coloca suelto en
el fondo de una hilera de tuberías que se introduce en el terreno por medio de un
martillo con una altura constante de caída. Se toma un registro continuo del
número de golpes requerido para hincar la punta un pie de profundidad. Cuando
la punta ha alcanzado su elevación final, se retira la tubería y el cono queda
perdido en el fondo de la perforación. La fricción de la tubería es minimizada
haciendo el diámetro del cono algo mayor que el diámetro exterior de la tubería.
Las pruebas de este tipo se pueden hacer más rápidamente y de manera más
económica que los ensayos de Penetración Estándar. Sus resultados se pueden
correlacionar con los valores N (del SPT), realizando diferentes series de
ensayos de Penetración Estándar en perforaciones adyacentes a la ubicación de
los ensayos de penetración con el cono.
RM + Ass, utilizaron el mismo equipo del SPT, al que solamente le cambiaron
la cuchara de “caña partida”, por una punta cónica a 60º, similar a la mostrada en
la Figura. 2.2.16.
De acuerdo al Reglamento Nacional de Edificaciones de Junio del 2006, el
ensayo consiste en la introducción en forma continua de una punta cónica,
empleando la misma energía que el Ensayo de Penetración Estándar (SPT,
ASTM D 1586), en la que la cuchara estándar es reemplazada por un cono de
6.35 cm. (2.5") de diámetro y 60º de ángulo en la punta (Figura. 2.2.16). Este
cono se hinca en forma continua en el terreno. El registro de la auscultación se
efectúa contando el número de golpes para introducir la punta cónica cada 15
cm. El resultado se presenta en forma gráfica indicando el número de golpes por
cada 30 cm. de penetración.

-68-
Cono
descartable
Asiento Barra "AW"
60º
Figura. N° 2.2.16 Cono Peck
Las auscultaciones dinámicas son ensayos que requieren investigación adicional
de suelos para su interpretación y no sustituyen al Ensayo de Penetración
Estándar.
De acuerdo al RNE, no deben ejecutarse ensayos con cono tipo Peck en el fondo
de calicatas, debido a la pérdida de confinamiento. Al respecto se recomienda
efectuar mayor investigación a fin de determinar la corrección por pérdida de
confinamiento.
Para determinar las condiciones de cimentación en base a auscultaciones
dinámicas, debe conocerse previamente la estratigrafía del terreno obtenida en
base a la ejecución de calicatas, trincheras o perforaciones. El uso del cono Peck
se recomienda hasta 8 metros de profundidad. En ningún caso se debe superar
los 10 metros.
La nomenclatura para el número de golpes de acuerdo al Reglamento Nacional
de Edificaciones es “Cn”, que representa el número de golpes para 0.30 metros
de penetración.
La Norma de referencia es la Norma Española UNE 103 801: 1994 desarrollada
para la Prueba Dinámica DPSH, que emplea un diámetro de tubería de
perforación de 32 mm con una masa de golpeteo de 63.5 Kgs, dejado caer desde
una altura de 0.75  0.02 metros, con un cono de 90° de ángulo central y 51 
mms de diámetro. (Ver Figura. N° 2.2.17)
Al respecto la correlación no es precisa, porque el Cono Peck emplea una altura
de caída de 30” equivalente a 76.2 cms y una tubería que tenga un momento de
½”
1”
2 ½”

-69-
inercia igual o mayor que la tubería “A” (diámetro exterior = 1 5/8” = 41.2 mm
y diámetro interior 1 1/8” = 28.5 mm) – Norma ASTM D-1586.
Se recomienda desarrollar una Norma propia para la prueba del Cono Peck.
Figura. N° 2.2.17 Cono DPSH - Esquema de conos y barras (para las dimensiones;
D=51  0.5 mm diámetro del cono) (Ref. 62)
D/2
D= 51  0.5 mm

-70-
2.3 PENETRACIÓN DINÁMICA (DP) (Ref. 66, 94)
DIN 4094
2.3.1 Introducción
Las pruebas de Penetración Dinámica fueron aprobadas por el Comité Técnico
de Pruebas de Penetración de Suelos de la Sociedad Internacional de Mecánica
de Suelos e Ingeniería de Cimentaciones, de acuerdo con la Sociedad Sueca de
Geotecnia y el Instituto Sueco de Geotecnia (1989).
2.3.2 Alcance
La expresión sondeando se usa para indicar un registro continuo en contraste con
la Prueba de Penetración Estándar (SPT). El objetivo de la prueba dinámica es
medir el esfuerzo exigido al manejar un cono a través del suelo para obtener la
resistencia que corresponde a las propiedades mecánicas del suelo. Se
recomienda cuatro procedimientos:
Prueba Dinámica Ligera (DPL) representando el más bajo rango de masa de
penetrómetro dinámico usado mundialmente; la profundidad de investigación,
para obtener resultados confiables es de 8 m aproximadamente. Emplea un
martillo de 10 kg. NTP 339.159 (2001).
Prueba Dinámica Media (DPM) representando el rango medio de masa; con
profundidades de investigación generalmente no mayores de 20 a 25 m
aproximadamente. Emplea un martillo de 30 kg.
Prueba Dinámica Pesada (DPH) representando el rango medio de masa pesada
y masa muy pesada; la profundidad de investigación generalmente no mayor que
25 m aproximadamente. Emplea un martillo de 50 kg.
Prueba Dinámica Superpesada (DPSH) representando el más alto rango de
masa de penetrómetro dinámico y simulando las dimensiones del SPT
estrechamente; la profundidad de investigación puede ser mayor de 25 m.
Emplea un martillo de 63.5 kg.

-71-
2.3.3. Definiciones
Principios generales y Nomenclatura
En general se emplea un martillo de masa M dejado caer desde una altura de
caída H, para introducir una sonda puntiaguda cónica. El martillo golpea una
base conectada rígidamente a la barra. La resistencia de penetración se define
como el número de golpes necesarios para que el penetrómetro ingrese una
distancia definida. La energía de un golpe es la masa del martillo considerando
la aceleración de la gravedad y la altura de caída (M.g.H). Los resultados de
diferentes tipos de pruebas dinámicas pueden ser representados (y/o
comparados) como valores de la resistencia qd o rd.
Las ecuaciones para rd y qd, según formulas holandesas son:
eA
HgM
rd
.
..
 ……………(2.3.1)
eA
HgM
MM
M
qd
.
..
.
'
 ………..(2.3.2)
Donde:
rd y qd: son valores de resistencia en Pa, KPa o MPa
M: Masa del martillo
M´: Masa total de las barras, la base y el tubo guía
H: Altura de caída
e: Penetración promedio por golpe
A: Área de la base del cono
g: Aceleración de gravedad
El sondeo dinámico es principalmente usado en suelos poco cohesivos.
Interpretando los resultados de la prueba obtenidos en suelos cohesivos y en
suelos a grandes profundidades, se deben tomar precauciones cuando la fricción
a lo largo de las barras es importante. Los sondeos dinámicos pueden usarse para
detectar las capas suaves y localizar las capas duras como, por ejemplo, en
suelos poco cohesivos para la resistencia en la punta de los pilotes (DPH,
DPSH). En relación con la perforación, la presencia de suelos con gravas puede

-72-
ser evaluada en condiciones favorables. También pueden usarse los resultados
del DPL para evaluar trabajabilidad y laborabilidad de los suelos.
Después de la calibración apropiada, pueden usarse los resultados del sondeo
dinámico, para conseguir una indicación de las propiedades de la ingeniería de
los suelos, como por ejemplo:
 Densidad relativa
 Compresibilidad
 Resistencia al esfuerzo cortante
 Consistencia
Por el momento, la interpretación cuantitativa de los resultados incluyendo
predicciones de capacidad portante restringidas, permanecen solamente para
suelos poco cohesivos; tiene que tener en cuenta que el tipo de suelo de poca
cohesión (distribución de tamaño de grano, etc.) puede influir en los resultados
del ensayo.
Clasificación
Los diferentes equipos de penetración DPL, DPM, DPH y DPSH, se deben
utilizar en forma apropiada dependiendo de las diferentes topografías,
condiciones geológicas y propósitos de la investigación. A continuación se
describe los procedimientos de prueba, medidas y registros. Los datos técnicos
de los equipos se resumen en el Cuadro 2.3.1. Pueden requerirse otros tipos de
equipo con propósitos especiales o con dimensiones del cono diferentes.

-73-
Cuadro N° 2.3.1 Datos Técnicos del equipo
Procedimiento de EnsayoCaracteríst
icas del
Equipo
Factor
DPL DPM DPH DPSH
Peso del martillo, Kg 10±0.1 30±0.3 50±0.5 63.5±0.5
Altura de caída, m 0.5±0.01 0.5±0.01 0.5±0.01 0.75±0.02
Masa de guía y yunque
(máx.), Kg
6
18 18 30
Rebote (máx.), % 50 50 50 50
Relación Largo a Diámetro
(D) del martillo
1≤ ≤2 1≤ ≤2 1≤ ≤2 1≤ ≤2
Característi
cas del
Martillo
Diámetro del yunque (d),
mm
100<d<0.5D
100<d<0.5
D
100<d<0.5D 100<d<0.5D
Longitud de la varilla, m 1±0.1% 1-2±0.1% 1-2±0.1% 1-2±0.1%
Masa máxima de la varilla,
Kg/m
3 6 6 8
Desviación máxima de la
varilla en los primeros 5 m,
%
0.1 0.1 0.1 0.1
Desviación máxima de la
varilla debajo de los 5 m, %
0.2 0.2 0.2 0.2
Excentricidad de la varilla
(máx.), mm
0.2 0.2 0.2 0.2
Diámetro exterior de la
varilla, mm
22±0.2 32±0.3 32±0.3 32±0.3
Característi
cas de la
Varilla
Diámetro interior de la
varilla, mm
6±0.2 9±0.2 9±0.2 -
Angulo del cono, grados 90 90 90 90
Área nominal del cono, cm2
10 10 15 20
Diámetro del cono nuevo,
mm
35.7±0.3 35.7±0.3 43.7±0.3 51±0.5
Diámetro del cono gastado,
mm
34 34 42 49
Longitud tramo recto del
cono, mm
35.7±1 35.7±1 43.7±1 51±2
Angulo de la parte inclinada
del cono, grados
11 11 11 11
Longitud de la punta del
cono, mm
17.9±0.1 17.9±0.1 21.9±0.1 25.3±0.4
Característi
cas del
Cono
Desgaste máx. de la
longitud de la punta del
cono, mm
3 3 4 5
Número de golpes por cm.
de penetración
10 cm.; N10
10 cm.;
N10
10 cm.; N10 20 cm.; N20
Penetración
Rango estándar del Nº de
golpes
3 – 50 3 – 50 3 – 50 5 – 100
Energia por
golpe
Trabajo específico por
golpe, MgH/A kJ/m2
.
50 150 167 238

-74-
2.3.4. Equipo
Dispositivo de golpeteo
El dispositivo de golpeteo consiste en el martillo, la base y el tubo guía. Las
dimensiones y masas se presentan en el Cuadro 2.3.1
El martillo tendrá un agujero axial con un diámetro 3-4 mm aproximadamente
más grande que el diámetro del tubo guía. La relación entre la longitud y el
diámetro del martillo cilíndrico estará entre 1 y 2. El martillo caerá libremente y
no estará conectado a cualquier objeto que puede influir en la aceleración o
desaceleración del martillo. La velocidad inicial puede ser despreciable cuando
el martillo se suelta en su posición superior.
La base debe estar conectada rígidamente a las barras. El diámetro de la base no
será menor de 100 mm y no más de la mitad del diámetro del martillo. El eje de
la base, el tubo guía y las barras, serán rectas con una desviación máxima de 5
mm por metro.
Barras de extensión
Las dimensiones y masas de las barras de extensión se dan en el Cuadro 2.3.1.
El material de las barras será de acero de alta resistencia con una alta resistencia
al uso, alta dureza a bajas temperaturas y una resistencia alta a la fatiga. Las
deformaciones permanentes deben ser capaces de ser corregidas. Las barras
serán rectas. Pueden usarse las barras sólidas; deben preferirse las barras huecas
para reducir el peso.
Conos
Las dimensiones de los conos se dan en el Cuadro 2.3.1. El cono consiste en una
parte cónica (la punta), una extensión cilíndrica y una transición cónica con una
longitud igual al diámetro del cono entre la extensión cilíndrica y la barra
(Figura. 2.3.1). Los conos cuando están nuevos tendrán una punta con un ángulo
del ápice de 90°.

-75-
Figura. N° 2.3.1 Esquema de conos y barras (para las dimensiones;
D= diámetro del cono)
El máximo desgaste permisible del cono está dado en el Cuadro 2.3.1. El cono
se conectará a la barra de manera que no se suelte durante el golpeteo. Pueden
usarse conos fijos o descartables (perdidos).
2.3.5. Procedimiento de Ensayo
Generalidades
Se especificará el criterio para el propósito de una prueba. La profundidad
requerida dependerá de las condiciones locales y el propósito de la prueba
particular.
Equipo de sondeo
Los sondeos se efectuarán verticalmente a menos que se indique de otra forma.
Los equipos de sondeo se apoyarán firmemente. Las tuberías y el cono deben ser
niveladas inicialmente para que las barras ingresen verticalmente. Puede
requerirse una perforación previa de poca profundidad.
El diámetro del agujero del taladro será ligeramente más grande que la del cono.
El equipo de la prueba se posicionará de tal manera que las barras no puedan
doblarse sobre la superficie del suelo.
Hincado
El penetrómetro será continuamente hincado dentro del subsuelo. La velocidad
de hincado debe estar entre 15 y 30 golpes por minuto excepto cuando el suelo
ya es conocido por perforación o ha sido identificado por sonido que están
D/2

-76-
siendo penetrados en arena o gravas; en este caso la velocidad puede
incrementarse a 60 golpes por minuto. La experiencia nos muestra que la
velocidad de hincado tiene poca influencia en los resultados.
Todas las interrupciones serán registradas en el sitio. Todos los factores que
pueden influir en la resistencia a la penetración (por ejemplo la estrechez de los
acoplamientos de la barra, la verticalidad de las barras) deben verificarse
regularmente. Se registrará cualquier desviación de los procedimientos de la
prueba recomendados. Las barras se rotarán un giro y medio cada metro para
mantener el agujero recto y vertical y para reducir la fricción superficial. Cuando
la profundidad excede 10 m, las barras se girarán más a menudo, por ejemplo
cada 0.2 m. Se recomienda usar un dispositivo de rotación mecanizado para
grandes profundidades.
2.3.6. Medidas
El número de golpes se debe registrar cada 0.1 m para el DPL, DPM y DPH
(N10) y cada 0.2 m para DPSH (N20). Los golpes pueden fácilmente ser medidos
marcando la profundidad de penetración definida (0.1 o 0.2 m) en la tubería. El
rango normal de golpes, sobre todo en vista de cualquier interpretación
cuantitativa de la prueba, resulta estar entre N10=3 y 50 para DPL, DPM y DPH
y entre N20 = 5 y 100 para DPSH. El rebote por golpe debe ser menor de 50% de
la penetración por golpe. En casos excepcionales (fuera de estos rangos), cuando
la resistencia a la penetración es baja, por ejemplo en las arcillas suaves, la
profundidad de penetración por golpe puede marcarse. En suelos duros dónde la
resistencia a la penetración es muy alta, puede marcarse la penetración para un
cierto número de golpes.
Es recomendable medir el torque requerido para la rotación de las barras y
estimar la fricción superficial. La fricción superficial también puede ser medida
por medio de una copla deslizante cerca del cono.
La precisión de la medida de la profundidad total de penetración (punta del
cono) será + 0.02 m.

-77-
2.3.7. Precauciones, Controles y Comprobaciones
El martillo debe levantarse despacio para asegurar que la inercia del martillo no
lo lleve sobre la altura definida.
La deflexión (con respecto a la línea recta) en el punto medio de una barra de
1m. no será mayor de 1 mm. para las cinco primeras tuberías y 2 mm. para las
restantes.
La longitud de la punta del cono puede cortarse por desgaste hasta un 10% del
diámetro con respecto a la longitud teórica de la punta del cono.
La máxima desviación del equipo de prueba es 2%, es decir 1 (horizontal) a 50
(vertical).
La curvatura y excentricidad son mejor medidas, acoplando una barra junto con
una barra recta, estando la barra recta en contacto con una superficie plana.
2.3.8 Características Especiales
Para eliminar la fricción superficial puede inyectarse barro a través de los
agujeros de las barras cerca del cono. Los agujeros tienen que ser dirigidos
horizontalmente o ligeramente hacia arriba. La presión de inyección debe ser
suficiente para que el barro llene el espacio anular entre el suelo y la barra.
Pueden usarse fundas alternativamente.
En lugar de las barras huecas (OD=22 mm.) del DPL, se pueden usar barras
sólidas con un diámetro de 20 mm.
2.3.9 Informe de Resultados
Se reportará la siguiente información:
a) Ubicación de prueba
Tipo de investigación
Propósito del sondeo
Fecha del sondeo
Número de sondeo
b) Número de pruebas, evaluación y ubicación de la prueba de la perforación
(en caso de existir una perforación de referencia). La cota del terreno así
como la elevación y profundidad de la napa freática.
c) Equipos usados. Tipo de penetrómetro, cono, tubería, funda, bentonita, etc.

-78-
d) Masa de martillo, altura de caída y número de golpes requerido por la
penetración definida
e) Elevación o profundidad en que las barras fueron rotadas
f) Desviaciones del procedimiento normal tal como la interrupción o daños a
las barras
g) Observaciones hechas por el operador como el tipo de suelo, sonidos en las
barras de extensión, indicación de piedras, perturbaciones, etc.
En la Figura. 2.3.2 se muestra un ejemplo de la hoja de registro y el gráfico del
número de golpes vs la profundidad.
PROYECTO
UBICACIÓN
AJUGERO Nº
COTA DEL
TERRENO
PROPÓSITO DEL ENSAYO
EQUIPO DE LA PRUEBA DINÁMICA
BARRA
PROF. DEBAJO
DEL NIVEL DE
Nº
FUNDA PUNTO
FECHA
OPERADOR
NIVEL DE REFERENCIA
TIPO
NÚMERO
DE GOLPES
ANOTACIONES
INTERRUPCIONES, ROTACIONES
POR 0.1 mREFERENCIA, m
NIVEL FREÁTICO
EL SONDEO
GOLPES PARA 0.1 m, N10
10 20
1.00m
2.00m
3.00m
4.00m
5.00m
SONIDOS
RAZONES PARA TERMINAR
Figura. N° 2.3.2 Ejemplo del registro de sitio del sondeo dinámico

-79-
Los resultados del sondeo se presentarán en diagramas que muestran los valores
de N10 o N20 en el eje horizontal y la profundidad en el eje vertical, tal como se
muestra en la Figura. 2.3.2. Si se toman otras medidas como la penetración por
golpe o la penetración por un cierto número de golpes, estos valores deben
transformarse a N10, N20 o valores de rd, qd antes de dibujar o numerar el
diagrama. Alternativamente, puede ser ventajoso transformar el número de
golpes por la penetración definida en la resistencia a valores de rd o qd.
Los valores de resistencia serán dibujados en el eje horizontal.
Si la prueba se realiza de acuerdo al siguiente reporte la letra R debe aparecer
seguida de la abreviación del tipo de penetrómetro. Deben describirse todas las
divergencias en los registros y gráficos que contienen los resultados de la
prueba.
2.3.10 Variaciones de la Prueba de Referencia
Algunos penetrómetros ligeros tienen martillos de 20 kg de masa (por ejemplo
en el Estado Búlgaro Norma 8994-70); en algunos países, son usados conos con
5 cm2
de área de base (por ejemplo Bélgica, Norma alemana DIN 4094). En
Australia el penetrómetro ligero es usado en controles de calidad de
compactación de arenas. Algunos penetrómetros medianos tienen martillos de
20 kg de masa y altura de caída de 20 cm. que son usados en algunos países (por
ejemplo DIN 4094 de FRG, y Suiza). También se usa una altura de caída de 50
cm. para el DPSH, por ejemplo en Finlandia. En Francia, además del DPSH es
usado el DPA del ISSMFE de recomendaciones europeas estándar como un
ensayo de referencia (Proc. IXth Interm. Conf. on Soil Mech. and Found. Eng.,
Vol. III, pág. 110, Tokio. 1977); por ejemplo el diámetro y la forma del cono
son ligeramente diferentes.
Con respecto a las barras del DPSH, es recomendable incrementar el OD de 32 a
36 mm (esta sugerencia viene de Francia, España y Suecia)
En el caso de DPL, DPM y DPH, ocasionalmente se cuenta el número de golpes
para 0.20 m. Para DPSH, ocasionalmente es usado en intervalos de 0.3 m.

-80-
2.3.11 Comentarios
La nomenclatura para el número de golpes del DPL de acuerdo a la Norma E050
Suelos y Cimentaciones del Reglamento Nacional de Edificaciones es “n” para
0.10 m de penetración.
Para el DPSH es “N20” para 0.20 m de penetración.
La Norma de referencia para la prueba de penetración dinámica superpesada
(DPSH) según el Reglamento Nacional de Edificaciones (RNE), es la Norma
Española – UNE103-801-94.

-81-
2.4. PRUEBA DE SONDAJE DE PESAS (WST) –WEIGHT SOUNDING TEST
(ISO/TS 22476-10) (Ref. 63)
2.4.1 Antecedentes
El Sondaje de Pesos Sueco se originó en Suecia en 1917 y fue usado para
determinaciones de los perfiles estratigráficos para la cimentación de líneas
ferroviarias. Desde entonces este método ha sido extensamente utilizado en
Suecia, Noruega, Finlandia y Dinamarca; en 1954 fue introducido en Japón por
inspectores de campo en obras de rellenos ribereños y fue extensivo mas tarde
para la construcción de carreteras.
Durante las ultimas décadas ha sido también usado en Polonia, Hungría,
Checoslovaquia, Singapur, Filipinas y Algeria, (Bergdahl et al 1988; JGS, 1995).
En el año 2001 fue oficialmente recomendado como un método de ensayo para
estimar la resistencia al esfuerzo cortante de suelos para la construcción de casas
residenciales por el Ministerio de Infraestructura y Transporte en el Japón.
Los ensayos de penetración de campo son usados para obtener un perfil continuo
del suelo, propiedades del suelo y también para identificar la secuencia de las
capas de suelos y su extensión lateral. Es también usado para definir
continuidades en los perfiles del suelo que pueden inducir licuación y
deslizamientos. Debido a que es relativamente fácil de transportar, el equipo
Sueco de Sondeo es frecuentemente utilizado para efectuar investigaciones de
campo en regiones devastadas por terremotos (Kiku et. al. 2001; Towhata et. al.
2002 y otros). Uno de los propósitos de las pruebas de penetración de campo es
inferir un perfil de suelo con la profundidad y su extensión lateral. Sin embargo
muchas pruebas se han efectuado para obtener correlaciones empíricas entre la
resistencia al esfuerzo cortante cíclico o esfuerzo residual y la resistencia a la
penetración estándar del SPT y de la penetración cónica CPT (Seed et. al. 1983:
Tokimatsu y Yoshimi 1983; Robertson y Campanella 1985; Shibata y Teparaska
1988 y otros). La densidad relativa se encuentra que es un buen parámetro de
suelos no cohesivos para correlacionarlos con la resistencia al esfuerzo cortante
cíclico y la resistencia a la penetración, considerando que la resistencia al
esfuerzo cortante cíclico puede ser fácilmente evaluada como una función de la
densidad relativa en pruebas de laboratorio.

-82-
Sin embargo la resistencia a la penetración no puede ser empleada fácilmente en
función a la densidad relativa porque ésta depende de otros factores, tales como:
la composición granulométrica y el grado de consolidación.
2.4.2 Introducción
El penetrómetro de sondeo de pesas consiste de un sistema de punta formado en
forma de tornillo, barras, pesas u otros sistemas de carga y el manipuleo o
mecanismo de giro. El ensayo de sondeo de pesas es realizado como un sondeo
estático en suelos suaves cuando la resistencia de penetración es menor que 1 kN
(0.10197 ton). Cuando la resistencia excede 1kN el penetrómetro es rotado,
manualmente o mecánicamente, registrándose el número de medias vueltas para
una profundidad dada de penetración.
El ensayo de sondeo de pesas es en primer lugar usado para dar un perfil de
suelo continuo y una indicación de la secuencia de capa. La penetrabilidad aún
en arcillas duras y arenas densas es buena.
El ensayo de sondeo de pesas es usado además para estimar la densidad de
suelos de baja cohesión y para estimar el espesor para capas de suelos muy
densos.
2.4.3 Alcance
El penetrómetro de pesas consiste en una punta en forma de tornillo, barras,
pesas y una manija (Figura. 2.4.1). Se utiliza como penetrómetro estático en
suelos suaves cuando la resistencia a la penetración es menor que 1 kN (101.97
Kg). Cuando la resistencia excede los 101.97 kg se rota el penetrómetro y se
anota el número de medias vueltas para una penetración dada. Tiene buena
capacidad para penetrar incluso en arcillas rígidas y arenas densas. El
penetrómetro se utiliza sobre todo para obtener perfiles de suelo y la secuencia y
espesor de las diversas capas. También se utiliza para determinar si los suelos de
cohesión baja son sueltos, semidensos y densos y estimar el esfuerzo relativo de
suelos cohesivos; los resultados obtenidos en suelos de cohesión baja también se
utilizan para conseguir una indicación de la capacidad portante de zapatas y de
pilotes.

-83-
Figura. Nº 2.4.1. Detalle del penetrómetro de pesas operado a mano
2.4.4 Términos y Definiciones
Se aplican los siguientes términos y definiciones:
Resistencia al sondeo de pesas
Cualquier pequeña carga estandarizada por el cual el penetrómetro se hunde sin
girar, o el número de medias vueltas por 0,2 m de penetración cuando el
penetrómetro tiene la carga máxima y es rotado.
Ensayo de sondeo manual de pesas
Ensayo hecho por la carga y giro del penetrómetro usando una manija manual.
Nota: El penetrómetro es cargado por pesas
Ensayo de sondeo mecanizado de pesas
Ensayo en el cual la carga y rotación del penetrómetro se ha hecho
mecánicamente.
Nota: El penetrómetro es cargado mecánicamente o por el dinamómetro o por
las pesas.

-84-
2.4.5 Equipo
Punta del Penetrómetro
Las dimensiones de la punta del penetrómetro son mostradas en la Figura 2.4.2.
El diámetro del círculo circunscrito de la punta en forma de tornillo debe tener
35 mm. La longitud de la punta debe tener 200 mm. La punta, que tiene un
extremo piramidal como se muestra en la Figura 2.4.2, será torcido con una
vuelta para salir sobre una longitud de 130 mm.
El diámetro del círculo circunscrito para la punta de desgaste no será menor que
32 mm. La máxima reducción aceptable del extremo de la punta debido al uso
será 15 mm. El extremo de la punta no será doblado o roto.
Figura. N° 2.4.2. Punta del penetrómetro de sondeo de pesas
Sistema de Carga de Pesas
Las pesas para los ensayos de sondeo de pesas manual deben comprender de una
abrazadera de 50 N (5 kgs), dos pesas de 100 N (10 kgs) y tres pesas de los 250
N (25 kgs), total 1000 N = 1KN (100 kgs).
Los pesos para los ensayos mecanizados pueden ser reemplazados por un
dinamómetro con el rango de medición de 0.05 kN sobre 100kN.

-85-
La máxima desviación permitida de la carga estándar y la escala del
dinamómetro será  5% de la carga máxima.
Barras
El diámetro de las barras será 22 mm
La longitud de la barra de extensión es usualmente 1 m. Por razones prácticas, la
longitud de la primera barra es usualmente 0.8 m. Para el ensayo de sondeo de
pesas mecanizada la longitud de la barra será de 1.0 m a 2.0 m. La máxima
desviación permitida de la profundidad de penetración total es 0.1 m.
La desviación para el eje recto no excederá los 4 mm por metro para al menos
5m de las barras y 4 mm por metro para el resto. La excentricidad permitida del
enganche no debe ser más de 0.1 mm. La desviación angular para una unión
entre dos barras rectas no será más que 0.005 rad.
2.4.6 Procedimientos del Ensayo
Calibración y control
Antes de cada prueba, se debe efectuar un control de las condiciones apropiadas
del equipo (uso de la punta, rectitud de las barras, etc).
La precisión de los instrumentos de medición (si es aplicable) será revisado
después de alguna avería, sobrecarga o reparado al menos una vez cada seis
meses, a menos que los fabricantes especifiquen intervalos de inspección más
cortos. Los registros de calibración serán guardados juntos con el equipo.
Uso de pre perforación y entubamiento
En cada caso se estimará la necesidad de preperforar a través de las capas rígidas
superiores o suelos densos.
NOTA: La pre-perforación es requerida frecuentemente para atravesar suelos
plásticos, secos o a través de un relleno a fin de minimizar la fricción superficial
a lo largo de las barras e incrementar la sensibilidad del penetrómetro.

-86-
Sondeo manual de pesas
Cuando el penetrómetro es usado como un penetrómetro estático en suelos
suaves, las barras serán cargadas en pasos usando las siguientes cargas estándar:
0 kN, 0.05kN, 0.15 kN, 0.25 kN, 0.50kN, 0.75 kN, 1.00 kN. La carga máxima
estándar es 1.00 kN.
La carga será ajustada en pasos estándar para dar un promedio de penetración de
aproximadamente 50 mm por segundo.
Si la resistencia a la penetración excede un 1kN o la velocidad de penetración en
1kN es menor que 20 mm por segundo la barra será rotada. La carga de 1 kN se
mantiene y se cuenta el número de medias vueltas requeridos para dar 200mm de
penetración. Durante el giro si la punta de la barra penetra a la capa más suave,
es necesario evaluar si deba ser detenido.
La barra no será rotada cuando la resistencia a la penetración sea menor que
1kN.
El sondeo deberá concluir con golpear la barra con un martillo o la caída de
algunas de las pesas sobre la abrazadera, a fin de comprobar que el rechazo no
sea temporal.
Sondeo mecanizado de pesas
El ensayo debe llevarse a cabo de una manera similar tal como para el sondeo
manual. La velocidad de rotación no debe exceder las 50 vueltas por minuto.
La velocidad de rotación puede estar entre 15 y 40 vueltas por minuto. La
velocidad recomendada de rotación es 30 vueltas por minuto.
La carga aplicada debe ser medida por un dinamómetro o una celda de medición
enganchada en la máquina. La carga es registrada de igual forma que el sondeo
de peso manual, con el principio que tan pronto como un paso se exceda es
registrado como el paso de la carga siguiente.
Durante el sondeo, las vibraciones de la máquina deben mantener tal nivel que
no afecten la resistencia de penetración medida.

-87-
2.4.7 Resultados de Ensayos
La resistencia de penetración será dado por las cargas estándar (kN) y cuando
sea rotado, cargado con la carga máxima estándar, por el número de medias
vueltas por 200 mm de penetración.
Pueden ocurrir diferencias entre los ensayos manual y mecánico realizados. Esta
diferencia puede ser importante cuando se estime la densidad relativa de los
suelos sueltos de baja cohesión.
Nota: La resistencia a la penetración está influenciada por la fricción lateral a lo
largo de la barra.
2.4.8 Reporte
Reporte de Campo
El informe de campo, firmado por el operador del equipo de ensayo a cargo,
contendrá los registros de campo y las observaciones relevantes hechas durantes
los ensayos (condiciones de tiempo, interrupción de operaciones, eventos
inusuales, etc.)
Reporte del ensayo
En el informe del ensayo, las investigaciones deben ser reportadas acerca de
todos los WST de campo (informe de campo, presentación de resultados, etc.)
Además el informe del ensayo debe incluir la siguiente información pertinente
para la identificación y calidad con los propósitos de seguridad:
a) Nombre de la empresa ejecutante del ensayo
b) Identificación del área o sitio actual
c) Identificación del número de tarea o encargo
d) Número de perforación
e) Fecha de investigación
f) Nivel del terreno
g) Tipo de método de ensayo usado con referencia al estándar
h) Método de sondeo y tipo de máquina
i) Tipo de dispositivo de carga y registro de calibración
j) Tipo de equipo rotatorio y la velocidad de rotación

-88-
k) Pre-perforación, diámetro y profundidad de la perforación
l) Diámetro de la cubierta del tubo y la profundidad de la cubierta
m) Profundidad de penetración para cada carga estándar durante la fase de
sondeo estático. (Ver Figura. 2.4.3)
n) Número de medias vueltas requeridas para cada 200 mm de penetración
durante la fase de rotación; en casos cuando una sección completa de 200
mm no es penetrada se anota el número de medias vueltas y penetración
correspondiente. (Ver Figura. 2.4.3)
o) La profundidad de penetración y el número de golpes durante la conducción,
si el penetrómetro es conducido por golpes de un martillo o algunas pesas.
p) Interrupciones durante la prueba
q) Todas las observaciones hechas que pueden ayudar en la interpretación de
los resultados del ensayo, por ejemplo indicación del tipo de suelo penetrado.
r) La firma del director de campo.
Figura N° 2.4.3 Prueba WST – Registro Típico

-89-
2.4.9 Material Fotográfico
Foto N° 2.4.1
En la fotografía se muestra el sondeo de peso
sueco, la rotación se hace a mano y el peso Wwst
se genera colgando bolsas llenadas con el suelos
de la zona; esta investigación puede llevarse a
cabo en cualquier situación sin necesidad de una
máquina del empuje y sistema de reacción.
En Japón se han desarrollado varios dispositivos automatizados y se han utilizado
recientemente en la práctica.
Foto N° 2.4.2
Sondeo de peso sueco a principios de 1920

-90-
Foto N° 2.4.3. Máquina automática del sondeo de peso sueco en Japón

-91-
2.5. AUSCULTACIÓN SEMI-ESTÁTICA-CONO HOLANDÉS (CPT)
(NTP 339.148, ASTM D 3441) (Ref. 3, 65)
2.5.1. Alcance
Se utiliza para investigaciones en suelos de baja cohesión en los países europeos
y con menos frecuencia en el Reino Unido y Norteamérica. El encamisado del
cono, fue desarrollado por el Laboratorio Gubernamental de Mecánica de Suelos
Holandés y tiene un encamisado que se va estrechando al colocarse encima del
cono y se conecta a tubos deslizantes que se extienden hasta el encamisado al
colocarse al nivel del suelo.
2.5.2. Definiciones
Este método se basa en el cono Holandés y consiste en la introducción mediante
presión hidráulica, de un cono de dimensiones normalizadas dispuesto de tal
forma que pueda registrar alternativamente la resistencia por punta y la
resistencia por fricción.
En los tres tipos la base del extremo en forma del cono tiene un área de 1000
mm2
y ángulo de vértice de 60º, unido al extremo de una varilla protegida por
ademe (Figura. 2.5.1). El extremo del cono es empujado hacia abajo
independientemente del tubo deslizante empujando las varillas inferiores en
etapas de 80 mm.
Figura. N° 2.5.1 (a) Penetrómetro
cónico holandés (b) Penetrómetro
cónico holandés perfeccionado

-92-
El CPT es un ensayo simple que ahora es ampliamente usado, particularmente
para las arcillas blandas, sedimentos suaves y en depósitos de arena fina y
media. El ensayo no se adapta bien a depósitos de gravas o depósitos cohesivos
duros. Este ensayo se ha estandarizado por ASTM como D 3441. En el contorno,
el ensayo consiste en empujar el cono estándar (ver Figura. 2.5.2) en el suelo a
una velocidad de 10 a 20 mm/s y registrando la resistencia. La resistencia del
cono total esta dado por la fricción lateral en el perímetro del eje del cono y por
la presión de la punta. Los datos normalmente registrados son la resistencia
lateral del cono qs, resistencia de la punta qc, y la profundidad. La alineación
vertical y temperatura también pueden anotarse.
La punta (o cono) normalmente tiene un área de sección transversal proyectada
de 10 cm2
, pero también se usan las puntas más grandes y pueden proporcionar
las lecturas de presión de poro más fiables. El diámetro del cono no parece ser
un factor significante para las áreas de la punta entre 5 y 15 cm2
.
Un CPT permite la comprobación casi continua de muchos sitios que son a
menudo valiosos. Si el suelo se estratifica, el ensayo puede realizarse en paralelo
con una máquina perforadora. En este caso se perfora el agujero hasta el material
suave; luego la prueba de CPT y así sucesivamente.
Esta prueba es bastante popular para sitios dónde hay depósitos profundos de
suelo transportado como en las llanuras de diluvio, los deltas del río y a lo largo
de los litorales.
Existen por lo menos cinco tipos de cono en uso, aunque la norma ASTM D3441
lista sólo tres. Ver Figura. 2.5.2.

-93-
Figura. N° 2.5.2 Tipos de penetrómetros de cono estáticos. a) Cono encamisado. b)
Cono encamisado de fricción. c) Cono eléctrico
2.5.3 Descripción del Equipo
Generalidades. El penetrómetro mecánico consta esencialmente de una tubería
de acero con barras sólidas concéntricas, de 3.6 cm de diámetro exterior y 1.6
cm de interior, en tramos de 1m de longitud, unidos con coplas cónicas; la barra
sólida interior es también de 1 m de longitud y 1.5 cm de diámetro. Las barras
interiores se apoyan simplemente a tope para transmitir la fuerza vertical
descendente, con la que se hinca la punta cónica mediante un mecanismo hi-
dráulico.
Punta de penetración. La punta del cono puede ser de dos tipos:
a) Puntas Delft (Cono Encamisado)
En la Figura. 2.5.3 se muestra esta punta, que consta del cono (1) de 35.7 cm de
diámetro (10.0 cm2
de área), montado en el extremo inferior de una funda
deslizante (2) de 9.9 cm de longitud, cuya forma cónica lo hace poco sensible a
la fricción del suelo confinante; el cono penetra gracias a la fuerza axial que le
transmite el vástago (4), roscado al cono y protegido por el tubo protector (3).
Sirve únicamente para determinar la resistencia de punta.

-94-
Figura. N° 2.5.3 Punta Delft
b) Punta Begeman (Cono Encamisado de Fricción)
Diseñada para medir las resistencias de punta y fricción (Figura. 2.5.4). Consiste
del cono (1) de 3,57 cm diámetro (10.0 cm2
de área), montado en una pieza
cilíndrica deslizante (2) de 11.1 cm de longitud y 3.25 de diámetro; su forma la
hace poco sensible a la fricción con el suelo confinante; lo sigue la funda de
fricción (3), de 13.3 cm de longitud y 3.6 cm de diámetro (150.4 cm2
de área),
esta funda también es una pieza deslizante. El vástago (4) está enroscado al cono
y tiene una ampliación para jalar a la funda de fricción; finalmente, el cople
conector (5).

-95-
Punta cónica
Funda cilíndrica
Funda de fricción
Cople
1
2
3
4
Barra sólida5
Posición cerrada
Posición extendida
A
B
A
B
146mm33.5
25
51.5mm
45
47mm133mm69mm
385mm
265mm
187mm
12
30
35
60º
Ø 36Ø 15
Ø 12.5 mm
Ø 36 mm
Ø 35.7 mm
Ø 32.5 mm
Ø 23 mm
Ø 20 mm
Ø 30 mm
5
4
3
2
1
Figura. N° 2.5.4 Punta Begeman
Calibración del equipo
Para esta prueba se revisa la operación de los dos manómetros del sistema
hidráulico y se calibra el conjunto celda-gatos en una prensa calibrada de carga;
queda siempre la incertidumbre de la fricción que se puede desarrollar entre la
tubería de acero y las barras centrales. Por ello, en suelos blandos se suele
aumentar a la presión medida, la presión que induce el peso de las barras; sin
embargo, esta corrección es muy poco precisa.
Mecanismo de carga
Para la operación del cono es indispensable contar con un equipo de mecanismo
hidráulico con capacidad de 10,000 kg cuyos elementos principales son: 1) el
sistema de carga axial de 1 m de carrera, igual que la longitud de las barras, que
genera la carga mediante una bomba hidráulica, 2) la pieza de cerrojo, que puede
aplicar carga selectivamente a la columna de barras centrales, a las barras huecas

-96-
o simultáneamente a ambas, 3) los manómetros de alta y baja presión, que
determinan la presión de la celda hidráulica hermética en la que se apoya el
dispositivo de cerrojo, 4) el sistema de anclaje, resuelto mediante cuatro barras
helicoidales, que se hincan en el suelo a rotación.
2.5.4 Ejecución de la Prueba
Punta Delft
El procedimiento convencional de operación del cono Delft consiste en obtener
lecturas cada 20 cm; para ello se hinca el cono un máximo de 7 cm, por medio
de las barras centrales, observando en los manómetros la presión desarrollada
durante el hincado; la condición final del cono (extendido) se muestra en la
Figura 2.5.3. A continuación se hinca la columna de barras exteriores 20 cm; en
los primeros 8 cms, el cono debe recuperar la condición inicial (cerrada) y en los
13 cms siguientes, el cono, las barras centrales y las exteriores penetran juntos,
completándose de esta manera un ciclo de medición.
Punta Begeman
El procedimiento convencional se realiza con mediciones de la resistencia del
suelo cada 20 cm, determinando primero la fuerza de punta (Q) para hincar el
cono con las barras centrales con un incremento de 3.5 cm; concluido ese
movimiento, la ampliación del vástago hace contacto con la funda de fricción,
así al continuar empujando la barra central otros 3.5 cm se hinca el cono y
simultáneamente se arrastra la funda, registrando los manómetros la presión
debida a las fuerzas de punta y fricción (Qc+Fs). La condición extendida del
cono se muestra en la Figura. 2.5.5; a continuación se hincan las barras
exteriores 20 cm; con ello se cierra el mecanismo los 7 cm que se abrió, y la
punta llega a la siguiente posición donde se iniciará otro ciclo de medición.

-97-
2
(a) Cono Dutch modificado para
medir la resistencia en la punta
y la fricción lateral
(b) Posiciones del cono Dutch
durante un registro de
penetración
Conode60°condiámetrode3.56cmyárea=10cm
Mangaadelgazadaparaeliminarlafriccióndelcono.Empujandola
camisetadefricciónmideseparadamentelafriccióndesarrolladaenla
camiseta
Camisetadefricción
Posic. 1
Posic. 2
Posic.3 Posic.4
C
B
A
a+b
b
b
a


a
a
Figura. N° 2.5.5 Punta Begeman: secuencia de operación.
2.5.5 Presentación de Resultados
Se presentan en forma independiente la variación de la fricción lateral qs de la
resistencia en la punta qc y de la relación de fricción fR (%), con la profundidad.
(Ver Figura. 2.5.6)

-98-
c R
Profundidadz,metros
0 200 400 600
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11



Profundidadz,metros
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
0 4 8 10 16     
Fricción lateral q s
kPa
Resistencia en la punta q
MPa
Relación de fricción f
%
Figura. N° 2.5.6 Registro de la penetración cónica para una arcilla.
2.5.6 Cono Eléctrico de Fricción (CPT)
Primera modificación usando traductores de esfuerzo para medir qc (resistencia
de la punta) y qs (fricción lateral) (vea Figura. 2.5.7).
El cono eléctrico fue desarrollado en Holanda por Fugro N.V. En este equipo,
tanto el cono como los tubos deslizantes son introducidos con el gato continua y
simultáneamente. El empuje sobre el extremo del cono y sobre los 130 mm de
tubos deslizantes cilíndricos se miden por separado mediante celdas de carga
eléctricas, instaladas en el extremo inferior del penetrómetro.
Descripción del equipo
El penetrómetro aquí descrito tiene las características del penetrómetro Fugro,
que se utiliza en todos los tipos de suelos.
Punta de medición
Es una celda de carga con dos unidades sensibles instrumentadas con
deformómetros eléctricos (strain gauges); usualmente tienen 2 ton de capacidad
= fs / qcfs

-99-
de carga y resolución de 1 kg, pero en el caso de suelos duros podrá alcanzar una
capacidad de 5 ton y resolución de 2 kg; en la Figura. 2.5.7 se muestra
esquemáticamente dicho instrumento; generalmente tienen 3.6 cms de diámetro
exterior, aunque para suelos blandos se han utilizado hasta de 7.0 cm.
9
8
3
6
7
5
1 11
2
4
13
10
12
Cortes AA y BB
36 Ø
130
a) Conjunto
2
1. Cono (60º), Ø 36 mm, 10.18 cm )
2. Celda de punta
3. Funda de fricción
(Ø 36 mm, 147.02 cm)
4. Celda de fricción
5. Elemento sensible
(Bronce SAE-64)
6. Pieza de empuje
7. Perno de sujeción (3@)+20º)
9. Cable conector blindado de 8 hilos
8. Cople conector a la tubería EW
10. Sello de silicón blando
11. Rondana de bronce
12. Deformómetros eléctricos
13. Aro-sello
Acotaciones en mm
12
A A
B B
98.5
b) Elemento sensible
45º
Figura. N° 2.5.7 Corte transversal del Penetrómetro Eléctrico
Funcionamiento. Como se observa en la Figura 2.5.7, la fuerza que se
desarrolla en la punta cónica (1) se mide en la celda inferior (2) y la que se
desarrolla en la funda de fricción (3) se mide en la celda superior (4). Se
construyen también conos en los que la primera celda capta la fuerza y la
segunda la sumatoria de punta y fricción.

-100-
Registro de medición. La señal de salida del cono se transmite con cables a la
superficie, la recibe un aparato receptor y la transforma en señal digital,
presentándola numérica o gráficamente.
Elemento sensible. Es una pieza de bronce, aleación SAE-64, en la que se han
labrado las dos celdas (2 y 4) para medir las fuerzas axiales que se transmiten al
cono y a la funda. Las características del bronce elegido son: límite elástico de
1,250 kg/cm2
y módulo de elasticidad de 910,000 kg/cm2
. La Figura. 2.5.8
muestra el diagrama de instrumentación realizado con deformómetros eléctricos
tipo "foil gauges" de 350 ohms en arreglo de puente completo; para el equilibrio
del mismo y darle estabilidad térmica a temperaturas ambiente se han
incorporado resistores térmicos.
En la Figura. 2.5.9 se muestran calibraciones típicas de un cono eléctrico de 2 a
5 ton de capacidad.
e
g
b
d
f
h
a
c
a
c
e g
b
2
5
4
h
g f
e
3
d
cb
1
a
Señal
de
salida
Elementos de las celdas de punta y fricción:
Deformómetros eléctricos (strain gages) marca Micromeasurements tipo foil gage de 350
clave MA-06-250-BF-350, cementados con adhesivo epóxico tipo M-BOND-43-B
impermeabilizados con M-COAT "D" y M-COAT "C"
Resistor de balca, calculado para los módulos de elasticidad del bronce de la celda y del
constantán de los deformómetros.
Resistor de constantán para el balance inicial del punte.
Resistor de cobre para evitar el corrimiento del cero por temperatura, ajustado para
un intervalo de 20 a 70 ºC.
Resistor de constantán para ajustar la salida, en términos de mv/v.
1.-
2.-
3.-
5.-
4.-
Celda
Punta
Fricción
Compacidad
kg kg/cm
0-500
5-300
0-49.1
0.03-2.04
13.5
9.2
18.9
18.6
Diámetros, mm
Ext. Int.
Longitud
en mm
20
21
Precisión
kg kg/cmIntervalo
total
1/460
1/210
1.09
1.42
0.107
9.7x10
2
-1
Sensibilidad
kg kg/cm
0.218
0.285
2.1x10
1.9x10
2
-3
-2
Figura. N° 2.5.8 Diagrama de instrumento y características de las celdas del cono eléctrico

-101-
Mecanismo de carga
El cono se hinca en el suelo empujándolo con una columna de barras de acero,
usualmente de 3.6 cms de diámetro exterior, por cuyo interior pasa el cable que
lleva la señal a la superficie. La fuerza necesaria para el hincado se genera con
un sistema hidráulico con velocidad de penetración controlada; se puede también
adaptar una perforadora convencional para esta maniobra, agregándole
simplemente unas mordazas cónicas para la penetración y extracción.
Puente Hottinger
11 de oct. de 1979
k=0.285 kg/u
b) Celda de fricción
u. DEFORMACIÓN UNITARIA
CARGA,kg
0
100
200
300
0 200 1000400 600 800
Carga
Descarga
0 500 1000 1500 2000
0
100
200
300
400
Carga y descarga
Puente Hottinger
11 de oct. de 1979
k=0.218 kg/u
CARGA,kg
u. DEFORMACIÓN UNITARIA
a) Celda de punta
Figura. N° 2.5.9 Calibración de las celdas sensibles
Ejecución de la prueba
Ensayo continuo
El procedimiento del ensayo deberá ser el de penetración continua, mediante el
cual se efectúan las medidas cuando todos los elementos de la punta del
penetrómetro se mueven con la misma velocidad de penetración.

-102-
Velocidad de penetración
La velocidad de hincado del cono es usualmente de 2 cm/seg; sin embargo, la
norma tentativa (ASTM D3441-75T para operación del cono eléctrico) se
propone de 1 a 2 cm/seg+25%. Es muy importante que durante la prueba, la
velocidad de penetración se mantenga constante, ya que es inevitable que en las
capas duras el cono pierda velocidad de penetración y al pasarlas se acelere.
Intervalos de lectura
Se recomienda la lectura continua. En ningún caso el intervalo entre lecturas será
superior a 0.2 m.
Medidas de la profundidad
Las profundidades deberán medirse con una precisión de por lo menos 0.1 m.
Presentación de los resultados
Los resultados deben presentarse en gráficos que den en función de la
profundidad la variación de qC y qS.
2.5.7 Cálculos
Resistencia del cono qc
Se obtiene dividiendo el esfuerzo axial en el cono Qc (carga en el tubo) que
actúa, por la sección máxima del cono, Ac.
c
c
c
A
Q
q 
Donde:
Qc = Fuerza necesaria para hincar el cono, en kg
Ac = Área transversal del cono, 10 cm2
qc = Resistencia de punta, en kg/cm2
Resistencia unitaria lateral local a la fricción qs
Se obtiene dividiendo el esfuerzo de fricción último Qs que actúa, por su
superficie lateral, As.
……………….(2.5.1)

-103-
s
s
s
A
Q
q  ……………….(2.5.2)
Donde:
qs = Resistencia a la fricción, en kg/cm2
Qs = Fuerza necesaria para desarrollar la resistencia lateral total a la
fricción
cts QQQ 
Qt = Fuerza necesaria para hincar el cono y la funda en Kg.
As = Área lateral de la funda, 150 cm2
.
Relación de fricción fR
La medida de la resistencia de la punta qc y fricción de la manga (o fricción
lateral) medidos a la misma profundidad, se usan para calcular la relación de
fricción fR, como:
100
c
s
R
q
q
f ……………….(2.5.3)
La relación de fricción se usa principalmente para la clasificación de suelos;
también puede usarse para dar una estimación de la sensibilidad del suelo, St con
la siguiente relación [vea Robertson y Campanella (1983)]:
R
t
f
S
10
 ……………….(2.5.4)
En esta ecuación usar fR en porcentaje. La constante 10 (anteriormente fue usado
el valor de 15) es una aproximación que puede mejorarse con los datos de las
áreas específicas.
Resultados típicos
Sondeo somero. En la Figura. 2.5.10 se muestran los resultados de una prueba
realizada hasta una profundidad cercana a 8 m. La resistencia qc, define la
presencia hasta 1m de profundidad de rellenos y suelos consolidados por secado,
subyaciendo arcillas de 2.5 a 5.2 m intercaladas con capas de arenas; más abajo

-104-
de esa profundidad se localizan arcillas blandas. Esta interpretación coincidió
con la que se definió a través de muestras inalteradas y alteradas extraídas de un
sondeo cercano.
Figura. N° 2.5.10 Gráfica de penetración estática
Figura. N° 2.5.11 Cono electrónico y datos de CPT. Hay alguna controversia que
involucra el material del piezómetro y configuración de la punta
qC
qS

-105-
Figura. N° 2.5.12 Penetración Cónica con medida de presión de poros (Ref. 19)
2.5.8 Piezocono Eléctrico de Fricción (CPTU)
Una modificación extensa para medir resistencia de la punta, fricción lateral, y
presión del poro. Ver Figura 2.5.11 y Figura 2.5.12.
2.5.9 Piezocono Sísmico (SCPTU)
Una modificación extensa para incluir un sensor de vibración para obtener los
datos para calcular la velocidad de onda de corte de un impacto de martillo de
superficie para determinar el módulo de corte dinámico [Campanella et al.
(1986)].
2.5.10 Piezocono de Resistividad (RCPTU)
Piezocono que mide también la resistividad (Ver Figura 2.5.13)
MPa MPa MPa

-106-
Electrodos de
resistividad
Electrodos de
humedad
Resistividad del suelo
Módulo de humedad
Electrodos de acero
Material aislante
Bloque de barro
Sello de agua
Celda de carga de la fricción
Celda de carga de la punta
Medidor de presión de poros
Filtro de teflón
Punta cónica
Superficiedefricción
Figura. N° 2.5.13 Piezocono RCPTU
2.5.11 Piezocono Sísmico y de Resistividad (RSCPRU)
Se ha encontrado que la resistencia del cono medida por los tres tipos no difiere
significativamente, pero si hay, por supuesto diferencias entre los valores
obtenidos para la fricción superficial. Se han desarrollado métodos empíricos
con los cuales se identifica el tipo de suelo a partir de los extremos separados y
combinados y de la resistencia a la fricción.
2.5.12 Factores que afectan los datos del CPT
La prueba de penetración de cono es más automatizada y estandarizada que el
SPT y hay menos variables que pueden afectar la medida de la resistencia de la
punta, fricción lateral y presión de poro. Sin embargo, algunos factores
importantes se han identificado por investigadores y se han descrito en el Cuadro
2.5.1.

-107-
Cuadro N° 2.5.1 Factores que afectan la medida de la resistencia de la punta (qc),
fricción latera (fs), y la presión de poro en la prueba de penetración del cono
(Lunne et al. 1997; Robertson y Campanella 1989).
Factores Descripción
Efectos de presión de
poros en la punta y
resistencia lateral
(“Efecto del Área
desigual”)
La presión de poros presiona en las superficies expuestas detrás
de la punta del cono y en los bordes de la manga de fricción
(vea Figura 2.5.12). Deben corregirse la resistencia de la punta
y resistencia de la manga por estas presiones.
Ubicación del filtro
Las medidas de las presiones de poros dependen si el filtro se
localiza en la punta del cono (u1), directamente detrás de la
punta (u2), o detrás de la manga de fricción (u3).
Saturación de la
presión de poro.
No saturado, se filtra y los transductores de presión ambos
determinaran resultados incorrectos y tardarán en medir la
presión de poros.
Efecto de carga axial
Las medidas de presión de poro pueden ser afectadas por la
carga axial en el cono en algunas versiones más viejas de
penetrómetros.
La mayoría de los nuevos conos que están comercialmente
disponibles no tiene este problema.
Efectos de
temperatura
Los cambios en la temperatura pueden causar un cambio en la
lectura de las cargas.
Inclinación
La dirección del empuje inicial debe estar dentro de 2º con
respecto a la vertical
2.5.13 Procedimientos Recomendados y Correcciones de los Datos de CPT
Medidos
Los factores que se relacionan a las características del equipo o procedimientos
incluyen la situación del filtro, la temperatura y efectos de inclinación. Factores
que pueden corregirse después de la obtención de los datos.
Situación del filtro
Si sólo una medida de presión de poro es hecho en el cono, entonces en la
mayoría de los casos se recomienda poner el elemento poroso directamente
detrás de la punta del cono (u2). Lunne et al. (1997) presentan las siguientes
razones para medir las presiones de poro a la situación del u2:
• El filtro es menos susceptible de ser dañado estando localizado detrás de
la punta del cono que en la punta del cono.

-108-
• Las medidas u2 son menos influenciadas por la condensación de la punta
del cono durante la prueba.
• Pueden usarse las medidas de u2 directamente para corregir la resistencia
de la punta por el efecto del área desigual.
Temperatura
La mayoría de los conos modernos está provista con las células de carga
temperatura-compensadas. Sin embargo, los efectos de temperatura todavía
pueden ser significantes en las cargas pequeñas, como cuando se encuentran en
suelos suaves. Estos efectos pueden considerarse tomando ciertas lecturas antes
y después de un CPT a la misma temperatura como para el suelo e instalando los
sensores de temperatura en el cono (Lunne et al. 1997).
Inclinación
Es importante que la verticalidad del cono se mantenga para obtener medidas
exactas y representativas de los estratos del suelo.
Efecto del Área desigual
Los factores mencionados arriba se deben tener en cuenta para obtener medidas
exactas de resistencia de la punta, resistencia lateral y presión de poro. Un
“efecto del área desigual” es causado por la geometría interna de la punta del
cono resultando una presión de poro adicional, que actúa detrás de la punta del
cono. Para corregir dicho efecto se corrige la resistencia de penetración de cono
medida, qc por medio de la siguiente ecuación:
2)1( uaqq ncT 
………..(2.5.5)
Donde:
qT= resistencia de penetración de cono corregida
qc= resistencia de penetración de cono medida
u2= presión del poro medida en la manga sólo detrás de la punta del cono
an= proporción de área de cono.

-109-
La proporción de área de cono es aproximadamente igual a la proporción del
área de la sección transversal de la célula de carga o eje, “An”, dividido por el
área del cono proyectada “Ac” y puede determinarse experimentalmente (Lunne
et al. 1997). Los valores típicos de la proporción de área de cono están en un
rango de 0.55 a 0.9. Este efecto es significante en arcillas suaves a firmes y en
sondeos profundos de sedimentos dónde las presiones hidrostáticas son grandes.
El efecto es mínimo en arenas porque la magnitud de la resistencia de
penetración “qc” es mayor que la medida de la presión del poro.
2.5.14 Ventajas y Desventajas del CPT
La prueba de penetración de cono está ganando popularidad en los Estados
Unidos como un efectivo ensayo in situ para la estimación de propiedades del
suelo. Sin embargo, su uso en el noreste ha estado limitado principalmente
debido a la disponibilidad limitada de equipo y los depósitos de los suelos
glaciales. En el Cuadro 2.5.2, se muestra varias ventajas y desventajas del CPT.
Cuadro N° 2.5.2 Ventajas y desventajas de la prueba de penetración de cono
(Kulhawy y Mayne 1990)
Ventajas Desventajas
• Mas seguro que el SPT en los suelos suaves
o sueltos.
• La penetración sólo se interrumpe cuando
necesitan ser agregadas barras adicionales.
• Las medidas de resistencia de la punta,
fricción lateral, y presión del poro son
continuas.
• Pueden instalarse inclinómetros para
supervisar la desviación del penetrómetro.
• La participación personal en el ensayo tiene
una influencia relativamente menor en el
resultado de la prueba comparado al SPT.
• No se recupera ninguna muestra del suelo.
• Los resultados del ensayo son inestables en
suelos de arena gruesa y gravas dónde los
penetrómetros pueden dañarse.
• La movilización especial del equipo del cono
es cara.

-110-
2.6. CONO SOWERS
(ASTM STP 399) (Ref. 83)
2.6.1. Antecedentes
La Prueba de Penetración Estándar (SPT) tiene sus raíces en la observación
empírica de golpes por la medida de la unidad de introducción de un tubo. El
método del SPT requiere de un equipo mecanizado para levantar y dejar caer una
masa 140 lb y una altura de 30 pulg. Los numerosos métodos que se han
desarrollado para minimizar el uso del SPT, tales que puedan ser operados a
mano y se puedan utilizar en espacios confinados, excluyen el uso de un
dispositivo mecanizado como el SPT.
Uno de los dispositivos más populares fue el desarrollado por el profesor George
Sowers en 1959 para la exploración de campo y la evaluación de cargas de las
zapatas cuadradas superficiales cargadas durante la fase de la construcción.
El Cono Sowers ilustrado en la Figura 2.6.1, usa una masa de acero de 15 lb (6.8
kilos) con una caída de 20” para golpear una base y penetrar un cono de 45º con
un diámetro de 1.5”, fijo a la tubería de perforación de 1 3/8”, que ha sido
asentado en el fondo del agujero perforado manualmente con una posteadora. El
dispositivo se ha utilizado extensivamente en la región de sur-este de los EE.UU.
y ha estado calibrado con resultados estándares del SPT.
2.6.2. Instrucciones de Funcionamiento
La prueba de penetración se realiza en el fondo de un agujero barrenado a mano
generalmente de 3” a 6” de diámetro.
Verificar el agujero a la profundidad deseada del ensayo teniendo cuidado de no
remover mayor material solo lo suficiente y no pasar del nivel deseado. Usar el
material de la posteadora para identificar y clasificar visualmente el suelo.
Baje suavemente el martillo y tuberías llevando la punta al fondo de la
perforación.
Cerciorarse de la plomada, y que el cono este embebido 2”. dentro del agujero
imperturbado.

-111-
Nota: Poner un borde plano en la superficie, una tabla o viga a través de la
perforación y marcar el punto de referencia para que comience las medidas.
Manteniendo el sistema de tuberías en una posición vertical, conduzca la punta
del cono 1 3/4” (44mm.) usando el peso del martillo y permitiendo que caiga
libremente 20” (llevando el peso a la posición más alta y dejando que caiga
libremente sobre la base desde una altura de 20”). Contar y registrar el número
de golpes requeridos para alcanzar 1 3/4” (44 mm) de penetración.
Si se desea, realice una segunda y tercera prueba de penetración conduciendo la
punta del cono en incrementos de 1 3/4” (44mm) adicionales. Más allá de tres
incrementos el efecto de la fricción del eje puede llegar a ser evidente.
Remover el equipo ensamblado de la perforación teniendo cuidado de no poner
las manos entre la base y la parte superior del tubo guía.
Se perfora para la siguiente prueba y se repite el procedimiento anterior.
La experiencia ha demostrado que el Cono Sowers se puede utilizar con eficacia
en perforaciones a profundidades de 4.5 a 6 m. Más allá de estas profundidades
llega a ser muy incómodo para manejar las tuberías a mano. También las
correlaciones no se han verificado para mayores profundidades, donde las
pérdidas de energía en los empalmes del hilo de rosca y la inercia de la tubería
no se han considerado.

-112-
Figura. N° 2.6.1 Punta Cónica
Recomendaciones
Se recomienda establecer fórmulas de capacidad portante admisible en función
de la resistencia del suelos “qd” obtenido mediante fórmulas holandesas, usando
el equipo del Cono Sowers, utilizado la correspondencia con el SPT o el ángulo
de fricción interna  de un ensayo de corte de laboratorio.
Martillo de acero de 15 lb de peso

-113-
2.7. OTROS EQUIPOS
2.7.1 Varilla de  ½”
De la varilla de  ½ no se tiene mayor referencia en la literatura especializada, sin
embargo el Dr. Fredy Romani Cárdenas hace referencia a una varilla de ½” hincada
con una comba de 6 libras contabilizando el número de golpes para una penetración de
15 cm., en un seminario dictado en el año 1975. (Figura. 2.7.1)
Es una prueba empírica que de por si es muy práctica ya que con una varilla de ½” y
una comba de 6 libras que se pueden encontrar fácilmente en una obra se pueden
realizar verificaciones preliminares insitu.
El número de golpes obtenidos se puede comparar con el número de golpes del SPT.
Su principal utilización es auscultar el terreno para detectar capas duras o gravosas.-
Debido al hincado manual con operadores diferentes, la energía de hincado no es
constante. Sin embargo a manera referencial se ha efectuado una correlación con el N
del SPT.
Masa
W=6 lb
Base de Golpeteo
Ø Fierro =1/2""
Masa
Masa
Masa
@.15cm.
Figura N° 2.7.1 Diagrama Fierro de ½”
Al respecto podemos mencionar como una referencia avanzada, el equipo denominado
PANDA (Penetrometre Autonome Numerique Dynamique Assiste - nombre francés)
que presenta las siguientes características: (Ver Figura 2.7.2)
 Principio básico
m
p
x
e
mv
x
A
qd


1
12
1
1
2
(Fórmula holandesa) (2.7.1)

-114-
Donde:
qd = Resistencia del suelo
m = masa del martillo
v = Velocidad de impacto
p = Peso del conjunto de barras, base de golpeteo y cono
e = Penetración por golpe
A = Área de la sección transversal de la punta
Respuesta del suelo (qd):
 Penetración 1-20 mm
 qd < 5 MPa (51 kg/cm2
)
Registrador Caja para medir
la profundidad
Guía
Cordón de medida
Barra
Sensores para medir
la velocidad del impacto
Punta
2 cm2
o 10 cm
4 cm2
2
Figura. N° 2.7.2 Esquema del Equipo PANDA
 Ventajas
 Mediciones continuas.
 Mayor rapidez y simplificación en el proceso de control.
 Resultados más independientes del operador.
 Más información en menos tiempo.
 Economía.
 Actual aplicación en distintos países.
 Aplicaciones
 Control de Compactación

-115-
Metodología
 Determinación de la naturaleza de arenas de relaves.
 Obtención de curvas de calibración en laboratorio.
 Control de compactación in situ.
 Identificación de zonas con diferentes grados de compactación
 Reconocimiento del terreno
- Potencial de licuación.
- Estimación de parámetros resistentes
- Estabilidad de taludes.
- Identificación de diferentes capas.
- Estimación de la Densidad Relativa (Dr)
- Estimación del ángulo de rozamiento ()
 Límites de aplicación
- 8 m de profundidad
- Granulometría: Max 50 mms
Recomendaciones
Se recomienda establecer fórmulas de capacidad portante admisible en función de la
resistencia del suelos (qd) obtenido con el Método Panda según fórmulas holandesas
(2.7.1).
Asi mismo establecer una correlación entre la capacidad portante admisible (qad) y la
resistencia del suelos “qd” obtenido con una varilla de =½”, según fórmulas
holandesas, utilizando la correspondencia con el SPT o el ángulo de fricción interna
 de una prueba de corte.
Foto N° 2.7.1 Equipo PANDA en operación

Facultad de Ingeniería Civil Capitulo III : Antecedentes sobre correlaciones de resultados
entre los diferentes equipos de penetración y resultados con
las propiedades de los suelos
-116-
CAPÍTULO III
ANTECEDENTES SOBRE CORRELACIONES DE RESULTADOS
ENTRE LOS DIFERENTES EQUIPOS DE PENETRACIÓN Y LAS
PROPIEDADES DE LOS SUELOS
3.1 Introducción
De acuerdo a la información recopilada se puede deducir que existe poca
información sobre correlaciones entre los diferentes equipos de penetración,
habiendo encontrado mayor información en correlaciones con el equipo de
Penetración Estándar, debido a que se ha difundido con mayor amplitud en
forma internacional.
Podemos establecer así mismo correlaciones entre las diferentes pruebas y
algunas propiedades del suelo, para el caso de suelos arenosos, que es materia de
la presente investigación.
En primer lugar cabe mencionar que todas las pruebas de penetración son un
indicador de la Densidad Relativa o grado de compactación de las arenas a
través del cual se puede estimar otras propiedades.
3.2 Correlaciones con el SPT
3.2.1 Correlaciones entre el Valor “N” del SPT y la Densidad Relativa (Dr)
Es importante notar que algunas correlaciones requieren los valores de N
obtenidos en campo y que otros usan los valores corregidos “N”. Al usar
cualquier correlación es importante identificar el valor del número de golpes que
se está empleando.
Dada la variabilidad inherente en el método del SPT y los resultados, también es
importante ser conciente que el número de golpes está sujeto a la incertidumbre
y debe usarse con criterio, sobretodo al seleccionar propiedades de ingeniería.
Por las razones dadas muchas de estas correlaciones son cuestionables. Algunas
son basadas en pocos datos para suelos específicos y cuando se ha usado una
base de datos grande, la pregunta es, que relación de energía se ha usado.

-117-
Terzaghi y Peck (1948) (Ref. 84, 86) propusieron la siguiente relación entre el
estado de compactación y el número de golpes del SPT, que ha sido acogida en
muchos tratados tradicionales de ingeniería de cimentaciones y en algunos
códigos. Su utilidad actual es la de servir como guía muy preliminar para
formarse un concepto sobre la capacidad natural in-situ de los depósitos de
suelos granulares sin cohesión.
Cuadro N° 3.1 Primeras Correlaciones entre el Número de Golpes y la Compactación de
Suelos Granulares.
N Clasificación
0-4 Muy suelta
4-10 Suelta
10-30 Mediana
30-50 Densa
Mayor de 50 Muy densa
Donde “N” es el número de golpes obtenidos en el campo, en la que no se tiene
en cuenta el efecto de la presión de sobrecarga.
Terzaghi y Peck (1948) (Ref. 86) inicialmente utilizaban una corrección del
número de golpes, aplicable a suelos poco permeables (limos y arenas finas)
situados por debajo del nivel freático, dada por la siguiente relación:



 

2
)15'(
15
N
N ………………...(3.1)
Válido para N’> 15, siendo N el valor corregido y N’ el valor medido en campo.
Por otro lado, otros investigadores opinaban que no era necesario corregir el
valor de N porque dichos valores ya están reducidos por el exceso de presión de
poros cuando el penetrómetro es hincado. Drozd (1974), en sus trabajos indica
una reducción del número de golpes debajo del nivel freático, dependiendo de la
Densidad Relativa:

-118-
Cuadro N° 3.2 – Reducción del Número de Golpes por debajo del Nive Freático
(Drozd 1974)
Dr (%) Nseco
Nsat
(sumergido)
40 4 1
50 5 2
60 8 4
70 9 6
80
Mismo valor para ambos
estados
Posteriormente Terzaghi y Peck (1967), relacionan el número de golpes N con la
Densidad Relativa Dr y el ángulo de fricción interna Ø, en forma independiente
de la profundidad a la que se efectúa el ensayo y por lo tanto de la sobrecarga
efectiva en el nivel considerado (Ver Figura. Nº 3.1).
DR
Ø
1009080706050403020100
0
10
20
30
40
50
60
70
N
28° 30° 32° 34° 36° 38° 40° 42°
Ø
DR (%)
Figura. Nº 3.1. Correlaciones N - DR y N – Ø (Terzaghi y Peck) (Ref. 9, 11)
Gibbs y Holtz (1957), encontraron que la diferencia de peso de las capas
superyacentes al nivel del ensayo en los suelos no cohesivos, tienen incidencia en el
valor de N, en el sentido siguiente: para dos suelos sin cohesión, de la misma
densidad, el de mayor presión de sobrecapa presenta el mayor valor de N. En base a
estos resultados proponen modificar los valores registrados del ensayo de
penetración cerca de la superficie del terreno para incluir el efecto de la presión de
sobrecapa considerando que el valor de N sin esta corrección tiende a ser demasiado
pequeño. Al respecto cabe mencionar que existe una apreciación de que el valor de
“N” cerca de la superficie es demasiado pequeño en relación a un valor real que se
desconoce. En todo caso se vislumbra que debe haber un valor N de comparación.

-119-
De la investigación realizada proporcionan correlaciones entre N, Dr y la sobrecarga
efectiva, tomando en consideración el grado de humedad y el tamaño de los granos
(ver Figuras 3.2 y 3.3), cuya correlación puede estimarse por medio de la siguiente
relación:








10
50
'
p
NN
…………….(3.2)
Donde:
N=valor corregido
N’=valor registrado de campo
p=presión geostática efectiva en psi que no exceda de 40
100
80
60
40
20
0
0 20 40 60 80 100 DR(%)
N
20
psi
10 psi
0 psi
TERZAG
HIPECK
40psi
Figura. Nº 3.2. Efecto de la presión de sobrecarga para arena fina seca (Ref. 9, 37, 85)
GRANULOMETRÍA
0.0
10.0
20.0
30.0
40.0
50.0
60.0
70.0
80.0
90.0
100.0
0.01 0.10 1.00 10.00 100.00
Abertura (mm)
Porcentajeacumuladoquepasa(%)
M2-UNI
Arena fina
Arena gruesa
M1-CISMID
M1-UNI
Figura N° 3.3. Granulometría de las arenas ensayadas por GIBBS y HOLTZ
Arena Fina
Arena Gruesa

-120-
En el caso de la presente investigación, considerando el caso de la densidad
alcanzada al 100% de la Máxima Densidad Seca del Proctor Modificado,
(Dr=69.3%) con una densidad seca promedio de 1.643 gr/cm3
y óptimo
contenido de humedad de 6%, se presenta el siguiente grado de correcciones del
valor de N. (Cuadro N° 3.3).
Cuadro N° 3.3 – Correcciones del Valor de “N”
Profundidad
(m)
p (psi)
10
50
p
1.00 2.47 4.00
2.00 4.95 3.34
3.00 7.41 2.87
4.00 9.88 2.51
5.00 12.35 2.24
6.00 14.82 2.01
7.00 17.29 1.83
8.00 19.76 1.68
9.00 22.23 1.55
10.00 24.70 1.44
11.00 27.17 1.34
12.00 29.64 1.26
13.00 32.11 1.19
14.00 34.58 1.12
15.00 37.05 1.06
16.00 39.52 1.01
17.00 41.99 0.96
Como puede verse, todos los valores de corrección de “N” son mayores de 1.00
m hasta una profundidad aproximada de 16.00 m, donde el factor tiene un valor
de 1.01. Para esta presión de sobrecarga ( 40 psi), la curva se confunde
aproximadamente con la curva propuesta por Terzaghi y Peck.
Se puede observar que el hecho de utilizar la correlación de Terzaghi y Peck, sin
tener en cuenta el efecto de la presión de sobrecarga conduce a estimar una
menor densidad relativa y por ende a subestimar la capacidad de soporte del
suelo, con excepción del caso de arenas secas o húmedas cuando “N” es
aproximadamente mayor de 35 y la sobrecarga efectiva excede a 40 psi (2.8
k/cm2
).

-121-
Experiencias realizadas por el Bureau of Reclamation (Earth Manual, 1960) y
Schultze y Mezenbach (1961) han demostrado que la penetración es función no
solo de la densidad relativa, sino también de la presión de tierra a la profundidad
a la que se hace la prueba y en cierto modo de la sumergencia del suelo. Las
curvas de la .Figura. 3.4 muestran ambas correlaciones (Gibbs – Holtz, Schultze
- Mezenbach), que son muy parecidas. En la figura también se muestra una
correlación de Terzaghi-Peck (1948). Aún cuando la correlación de Terzaghi-
Peck fue establecida como independiente de la presión de sobrecarga, se verá
que la curva se acerca mucho a la del Bureau of Reclamation para una presión de
40 lb/pulg2
. La granulometría de la arena parece tener también cierta influencia,
como lo haría ver la experiencia de Kolbuszewski (1957) para tres arenas de
diversa granulometría (Figura. 3.5). En la figura, la arena I es limosa; la arena II,
muy gruesa, limpia; la arena III, media uniforme, limpia. Se incluye también la
curva de Terzaghi-Peck como referencia.
DENSIDAD RELATIVA %
RESISTENCIAALAPENETRACIONNORMAL(N)
60
40
20
80
100
EARTH MANUAL (1960)
GIBBS Y HOLTZ
SCHULTZE Y
MENZENBACH
20 40 60 80 100
2.8 lb/in²
0 lb/in²
7 lb/in²
10 lb/in²
14 lb/in²
20 lb/in²
28 lb/in²
40lb/in²
TERZAGHI
Y
PECK (1948)
Figura. N° 3.4 Relación entre Dr N y la presión de tierra –Schultze y Menzanback Gilbs y
Holtz. (Ref. 71)

-122-
20 40 60 80 10020
0
20
40
60
N
ARENA III
TERZAGHI
Y
PECK (1948)
ARENA I
ARENA II
Arena I
Arena media limosa
Arena II
Arena muy gruesa
Arena III
Arena media limpia
DENSIDAD RELATIVA %
KOLBUSZEWSKI (1957)
Peck (1948)
Terzaghi
Figura N° 3.5. Correlaciones entre N y Dr para arenas de grano medio, limosas (I), arenas
muy gruesas limpias (II) y arenas medias limpias (III) – Kolbuszewski (1957) (Ref. 71)
Thornburn (1963), propone una relación entre N y Dr teniendo en cuenta la
influencia de la profundidad. (Figura 3.6)
40
20
10
50
30
0
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90
7.50m
6.75m
6.00m
5.25m
4.50m
3.75m
3.00m
2.25m
1.50m
0.75m
Curva de Terzaghi (1948)
Profundidad
NúmerodegolpesN
Densidad relativa %
Muy floja Floja Media Densa Muy densa
Figura. N° 3.6. Interpretación de datos SPT, teniendo en cuenta la profundidad –
Thornburn (1963) (Ref. 40)
Las experiencias del Bureau of Reclamation se efectuaron en arenas
compactadas en el laboratorio en un tanque de grandes dimensiones, con
granulometría variable de gruesa a fina, sin encontrarse diferencias significativas
de una a otra. Numerosos investigadores han tratado de verificar esta relación en
la naturaleza con resultados varios, atribuibles en unos casos a condiciones
accidentales de la prueba y en otros, a variabilidad de los suelos naturales. Se
verá que con excepción de los resultados de Wu y Moretto la mayoría de los
resultados se agrupan en la banda definida por las curvas de Gibbs y Holtz
(Bureau of Reclamation) para sobrecarga "cero" (curva inferior) y sobrecarga de

-123-
40 lb/pulg2
(curva superior). El resumen incluye resultados obtenidos en
Venezuela (MOP-ISSA) en arenas del Río Escalante y en Morón y San Félix
(ISSA). Comprobaciones publicadas por Zolkov y Wiseman (1965) confirman
las curvas del Bureau of Reclamation (Figura. 3.7).
DENSIDAD RELATIVA %
35 65 10085
50
40
30
20
10
0
RESISTENCIAALAPENETRACIÓNgolpe/pie
1.50 1.60 1.70
PESO SECO Ton/m
3
U
SBR
10psi
USBR
0psi
TER
ZAG
H
I-PEC
K
(1948)
Figura. N° 3.7. Correlación entre N, Dr y presión de tapada según Zolkov y
Wiseman (1965) (Ref. 71)
En el Cuadro 3.4 se presentan algunas correlaciones entre el número de golpes y
la Densidad Relativa.
Cuadro N° 3.4 Correlaciones en la Dr y los valores de N, del SPT
(McGregor y Duncan 1998)
Tipo de suelo Densidad relativa Parámetro Referencia
Arena
normalmente
consolidada
 '
107.1 v
r
N
D


(ver nota)
s'v: esfuerzo vertical
efectivo en psi
Gibbs y Holtz
(1957); Holtz y
Gibbs
Arena gruesa
22773.0 '


v
r
N
D

para s’v<1560 psf
(75KPa)
66193.0 '


v
r
N
D

para s’v  1560 psf
(75KPa)
Dr = En decimal
(Ver nota)
s'v: esfuerzo vertical
efectivo en Kpa en la
situación de prueba
Peck y Bazaraa
(1969)

-124-
Nota:
Tal como originalmente se propuso, esta correlación usó los valores de N del SPT
no corregidos. Sin embargo, los martillos que entregan 60% de energía máxima de
caída libre, han sido normalmente los martillos utilizados en las pruebas de
penetración estándar y probablemente parece que los datos basados en la correlación
se obtuvieron principalmente de las pruebas con tal martillo. Parece lógico por
consiguiente usar N60 con esta correlación.
Peck y Bazaraa (año 1969), relacionan la densidad relativa de la arena (Dr) con el
índice de penetración estándar “N” y la presión de sobrecarga en el nivel donde se
efectúa el ensayo por medio de las siguientes relaciones: (Fig. N° 3.8)
)21.(.20
2
 rDN para s<1.5 kips/pie2
(0.73 kg/cm2
)…....(3.3)
)5.025.3.(.20
2
 rDN para s >1.5 kips/pie2 (0.73 kg/cm2)…….(3.4)
=kips/pie2
0 20 40 60 80 100
20
0
40
60
80
100
N
40psi
20psi10
psi
0 psi
DR (%)
Figura. N° 3.8. Correlaciones N-DR, Peck- Bazaraa (Ref. 9, 70)
Marcuson y Bieganousky (1977) (Ref. 16), proporcionaron la relación empírica:
5.02'
)50531600222(76.07.11(%) uvFr CND   ……..(3.5)
Donde:

-125-
Dr: Densidad Relativa
NF: Número de golpes del SPT en el campo
s'v: Esfuerzo efectivo vertical (lb/pulg2
)
Cu: Coeficiente de uniformidad de la arena
Así mismo el Manual NAVFAC DM 7.2 1982 (Departament of the Navy Naval
Facilities Engeneering Command) presenta el siguiente gráfico:
0
1
2
3
4
5
6
0 10 20 30 40 50 60 70 80
15 40
50
60
70
80
85
90
100
Densidad Relativa (%)
Resistencia a la penetración Estándar N gol/pie
EsfuerzoVerticalEfectivo(Ksf)
Figura. N° 3.9 Correlación entre la densidad relativa, esfuerzo efectivo vertical y la
resistencia a la penetración estándar (NAVFAC DM 7.2 1982).
Skempton (1986) considerando la relación propuesta por Meyerhof (1975)
propone:
'.2
pBA
D
N
r
 ………….(3.6) (Ref. 19)
Usando como base de datos cinco suelos diferentes, encuentra que A y B son
dependientes del lugar, con un rango en A de 15 a aproximadamente 54 y en B de
0.306 a 0.204. Usando los valores promedios se obtiene:
'.288.0322
70
p
D
N
r
 ………….(3.7) (Ref. 19)
Donde p’ es la presión de suelos en kPa. Para un valor de p’=94.14 kPa,
correspondiente a una profundidad de 6 m y un peso unitario de =16 KN/m3
, la

-126-
relación 2
70
rD
N
es del orden de 60%, que de acuerdo a Bowles (1988) da valores de
“N” de similar magnitud para arenas normalmente consolidadas.
Según Yoshida et al. (1998), para calcular Dr, proponen:
21
60
'
0 .. CC
or NpCD

 ………..………….(3.8) (Ref. 19)
Donde:
Dr: Densidad relativa en %
P’o: Presión de suelo efectiva (KPa)
C0: 18 a 25, con una mejor aproximación a 25
C2: 0.44 a 0.57, con una mejor aproximación a 0.46
C1: 0.12 a 0.14, con una mejor aproximación a 0.12
Luego, obtenemos:
46.0
60
12.0'
..25 NpD or

 ………..………….(3.9) (Ref. 19)
Como resumen se presentan relaciones propuestas por varios autores entre la
Densidad Relativa y el valor N del SPT, en el siguiente cuadro N° 3.5:

-127-
Cuadro N° 3.5 Resumen de las Correlaciones entre el NSPT , Presión Efectiva ‘v y la Dr
(Densidad Relativa)
Dr
(Densidad Relativa)
Referencia
Dr(%)=
100
'
98
9
06.0
23.0
5.07.1
50
78
x
D
N
Z



























’Z= Kpa , D50 = mm (tamaño medio de las particulas)
Cubrinovski con
Ishihara (1999)
(Ref. 31)
Dr=
60
100
)60(1N Skempton
(1986)
(Ref. 36, 81)
0.0046 Dr
2
= N1(60) Tokimatsu and
Seed (1987)
(Ref. 35)
'
0
2236.0
100 vba
NDr


’0 a b
<15 T/m2
1.00 0.20
>15 T/m2
3.25 0.05
Giuliani y Nicoll
(1982)
(Ref. 33, 38)
42;1416 )60(1)60(1)78(1  NNNDr Meyerhof
(1957)
(Ref. 98)























 6.05.1
222.0
F
N
Dr
F=0.0065 
2
V0+1.68 V0+14
Donde: V0=Ton/m2
Gibbs and Holts
(1957)
(Ref. 37 , 53 )
7.0
21 '


V
SPTN
Dr

Donde: 'v=kg/cm2
Meyerhof (1957)
(Ref. 53. 58)
 '
014.4120
2
v
SPT
N
Dr


Para 'V  0.732 Kg/cm2
 '
0024.124.320
2
v
SPT
N
Dr


Para 'V>0.732 Kg/cm
2
Bazaraa (1967)
(Ref. 13, 53)
Ln Dr= 0.478 Ln NSPT - 0.262 Ln 'V+2.84
Donde: 'V=Kg/cm
2
Schultze &
Mezembach
(1961)
(Ref. 53)

-128-
3.2.2 Correlaciones del Valor “N” del SPT y “Dr”, con el Angulo de Fricción
Interna ()
Meyerhof (1953-1955), por otra parte estableció una correlación entre N, Dr y Ø
la cual es independiente de la presión de sobrecarga efectiva. Según el autor los
valores de “Ø” son seguros para arenas limpias y uniformes y deben reducirse
por lo menos 5º en el caso de arenas arcillosas y aumentarse hasta 5º para el caso
de una mezcla de arenas con grava (ver Figura 3.10).
DR
Ø
1009080706050403020100
0
10
20
30
40
50
60
70
N
28° 30° 32° 34° 36° 38° 40° 42°
Ø
DR (%)
Figura. Nº 3.10. Correlaciones N-Dr y N-Ø – Meyerhof (1953 – 1955) (Ref. 9 , 11)
Así mismo Meyerhoff (1956) (Ref. 11, 85) propone las siguientes relaciones entre
“Ø” y la Dr para suelos granulares:
rD15.0º25  >5% arena fina y limo ………….(3.10)
rD15.0º30  <5% arena fina y limo………….(3.11)
Donde:
Dr=Densidad relativa en %
Nota:
Arena fina y limo puede considerarse a partir de la Malla Nº 40, según el SUCS,
AASHTO y ASTM.
Así mismo De Mello (1971), relaciona el valor de N con la presión de
sobrecarga y el ángulo de fricción interna. (Figura. 3.11).

-129-
1.00.50
0
10
20
1.5 2.0 2.5 3.0
30
40
50
60
Ø=25°
Ø=30°
Ø=35°
Ø=40°
Ø=45°
Ø=50°
Presión de recubrimientos (kg/cm²)
NumerodegolpesSPT
Figura. N° 3.11. Estimación del valor de Ø a partir del valor de N en arenas –
DeMello (1971) (Ref. 33)
Peck, Hanson y Thornburn (1974), proporcionan una relación gráfica, aproximada
por Wolff (1989) (Ref. 16):
2
00054.03.01.27 corrcorr NN  …………..(3.12)
Posteriormente Meyerhoff (1975) (Ref. 9) establece una relación en la que incluye la
presión de sobrecarga ():
)10.(.7.1
2
 rDN ; s=lbs/pulg2
…………..(3.13)
Schmertmann (1975) (Ref. 16, 53, 75), propuso una correlación entre NF, s'v y Ø, que se
muestra en la Figura. 3.12 y que puede aproximarse por la siguiente ecuación
(Kulhawy y Mayne, 1990)
34.0
'
1
3.202.12
tan





















 
a
v
F
p
N

 ……………(3.14)
Donde:
NF: Número de golpes de campo
s'v: Presión efectiva por sobrecarga
pa: Presión atmosférica en las mismas unidades de s'v
Ø: Ángulo de fricción del suelo

-130-
0
0
10 20 30 40 50 60
NF
50
100
150
200
250
300
25°
30°
35°
40°
45°
Ø=50°
PresiónverticalefectivaporsobrecargaO(KN/m²)V
I
Figura. N° 3.12. Correlación entre NF, 'v y Ø para suelos granulares Schmertmann (1975)
(Ref. 16)
Según Shioi y Fukui (1982) (Ref. 19), obtienen:
15'.18 70  N ………..………….(3.15)
Decourt (1990), proporciona una relación para el ángulo de fricción interna y la
densidad relativa para diferentes tipos de arena y grava. (Fig N° 3.13)
Máximoángulodefricioninterna,Ø'(grados)
Grava uniforme
Grava, arena , limo bien gradada uniforme
Arena gruesa uniforme
Arena media bien gradada
Arena media uniforme
Arena fina bien gradada
Arena
fina
uniform
e
46
44
42
40
38
36
34
32
30
28
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
Densidad Relativa, %
Figura N° 3.13 Relación para el ángulo de fricción interna y densidad relativa para
diferentes tipos de arenas y gravas – Decourt (1990)
Hatanaka y Uchida (1996) (Ref. 16) propusieron una simple correlación entre Ø y
Ncorr que se expresa como:

-131-
20.20  corrN ………..………….(3.16)
Y gráficamente por:
20 N +23corr
20 N +17corr
20 N +20corr
50
40
30
20
0 2 4 6 8
Ncorr
Ø(grados)
Figura N° 3.14. Resultados de pruebas de laboratorio para la correlación
entre Ø y corrN (Ref. 16)
Cuadro N° 3.6 Valores empíricos para Ø, Dr y  relativos a N del SPT en suelos
granulares normalmente consolidados y a una profundidad de 6 m
[aproximadamente, Ø=28º+15º Dr (±2º)] (Ref. 19)
Descripción Muy suelta Suelta Mediana Densa Muy densa
Densidad relativa(Dr) 0 0.15 0.35 0.65 0.85
N70 SPT: fino
medio
grueso
1-2
2-3
3-6
3-6
4-7
5-9
7-15
8-20
10-25
16-30
21-40
26-45
?
>40
>45
Øº: fino
medio
grueso
26-28
27-28
28-30
28-30
30-32
30-34
30-34
32-36
33-40
33-38
36-42
40-50
<50
hum (KN/m3
) 11-16* 14-18 17-20 17-22 20-23
* Suelo excavado o material descargado de un camión que tiene un peso unitario de 11 a 14 kN/m3
y debe
ser bastante denso para pesar más de 21 kN/m3
. Ningún suelo existente tiene un valor de Dr=0.00 ni de
1.00. Los rangos comunes son de 0.3 a 0.7.

-132-
Se presenta a continuación algunas relaciones propuestas por varios autores, el
ángulo de fricción interna (), en función de N1(60) que se presenta en el siguiente
cuadro N° 3.7:
Cuadro N° 3.7 Valores del Ángulo de Fricción Interna según varios autores en función del
N60 y N1(60)
() Angulo de fricción
interna
Referencia
=28.5 + 0.25 x N1 45 Peck (1956)
(Ref. 41)
=26.25 (2-exp (-N145/62) Peck, Hanson
y Thornburn
(1956) (Ref. 41)
=(0.3 N)
0.5
+ 27 Peck, Hanson
(1953)
(Ref. 51)
=15 + (20x N172)
0.5c Nishida
(Ref. 41)
=arctan
34.0
1
5.32
60







 N Schmertmann
(1977)
(Ref. 41)
=27+0.30 N172 JNR (1982)
(Ref. 41)
=27+0.30 NSPT
NSPT=Numero de golpes
normalizado
Shioi – Fukui -
Japanese
National
Railway
(1982)
(Ref. 53)
=15+(15 N172)
0.5
JRB (1982)
(Ref. 41)
= 1515 normN
Nnorm=Numero de golpes
normalizado
Shioi – Fukui -
Road Bridge
Specification
(1982)
(Ref. 53)
=(15 Nnorm)
0.5
+15  45
donde N>5
normalizado
Japan Road
Asociation
(1990)
(Ref. 51)
= 28+0.28 NSPT Sowers (1961)
(Ref. 53)
=29.47+ 0.46 NSPT –
0.004 NSPT
2
(< 5% limo)
Meyerhof
(1965)
(Ref. 36, 53)
=(15.4 (N160))
0.5
+20
Hatanaka and
Uchida (1996)
(Ref. 75)
=   1520
5.0
N Osaki (1959)
(Ref. 44)
=   1512
5.0
N
Dunham
(1954)
(Ref. 44)
= N5.320
Muromachi
(1974)
(Ref. 33)
’= 26.7 + 0.36 N’-
0.0014 (N’)2
Peck et. al.
(1974)
(Ref. 1)

-133-
3.2.3 Módulo de Esfuerzo Deformación Es
Cuadro N° 3.8 Módulo de Elasticidad ( E ) en función del NSPT
Módulo de Elasticidad
( E )
Referencia
E=7 N
E=MPa
Denver (1982)
(Ref. 33)
E=2BN Donde: B=4(Arena fina)
E=Kg/cm2
Schmertmann (1978)
(Ref. 36 y 53)
E=7.71 N+191
E=(Kg/cm2
)
D’Apollonia (1970)
(Ref. 36)
E=5.27N+76
E=(Kg/cm2
)
Schultze & Menzebach
(Ref. 36, 53)
E=8N
E=(Kg/cm2
)
Meigh y Nixon
(Ref. 56)
E=5 (N60+15
E=(Kg/cm2
)
Webb (1969)
(Ref. 14)
E=(350 a 500)LogN60
E=(Kg/cm2
)
Trofinenkov (1974)
(Ref. 14)
E=40+3 (N60 - 6) N60>15
E=(Kg/cm2
)
Begemann (1974)
(Ref. 14)
E=N60 Donde: =5 (Arena con finos)
E=(Kg/cm2
)
Kulhawy and Mayne
(1990)
(Ref. 14)
3.2.4 Módulo de Corte Máximo con el Valor de la Resistencia del SPT
La prueba de penetración estándar se usa en los programas de exploración del
suelo en los Estados Unidos y otros países. En los suelos granulares el número
de penetración estándar (N en golpes/pie) se usa ampliamente para el proyecto
de cimentaciones. El número de penetración estándar puede correlacionarse
(Seed et al, 1986) con la siguiente fórmula para predecir el módulo de corte
máximo:
4.034.0
60max )(100035 vNxG  …………….(3.17) (Ref. 17)
Donde:
v = esfuerzo vertical efectivo (lb/ft2
)
N60= valor medido de N en el ensayo SPT entregando el 60% de la
energía teórica de caída libre de la barra de perforación.
La ecuación 3.17 es muy útil prediciendo la variación del módulo de corte
máximo con la profundidad para un depósito del suelo granular.

-134-
3.3 Correlaciones con el CPT
Las pruebas de penetración de conos estáticos sólo permiten definir las
resistencias de punta y fricción, dependiendo del tipo de cono empleado; a su
vez, la interpretación de esta información, basada en correlaciones empíricas y
semi-empíricas con lleva a la identificación indirecta del tipo de suelo y a una
estimación de sus propiedades mecánicas. La condicionante fundamental para la
aplicación confiable de correlaciones empíricas, es que correspondan a suelos
muy similares y preferiblemente que se obtengan para los suelos particulares a
los que se pretende aplicar.
A continuación se presenta un resumen del conocimiento actual sobre estas
correlaciones; particularmente sobre la clasificación de los suelos y los
parámetros de resistencia y compresibilidad.
3.3.1 Correlación del CPT con la Clasificación de los Suelos
Varios autores han elaborado gráficas que correlacionan empíricamente, los
resultados de la prueba de penetración estática con la clasificación de los suelos.
Entre ellas, las debidas a Schmertmann (1978) presentadas en las Figuras 3.15 y
3.17, son las de uso más extendido. En la Figura 3.16 se muestra la correlación
de Sanglerat (1975) ampliando la zona que corresponde a los suelos cohesivos
blandos o granulares sueltos y en la Figura 3.18 las correlaciones de
Schmertmann y Sanglerat entre la resistencia de punta del cono estático y la
compacidad relativa de las arenas.
0
100
200
300
0 1 2 3 4 5 6
ARENA GRUESA
Y GRAVA
ARENA
LIMO, ARCILLA
ARCILLA
RESISTENCIADEPUNTA,kg/cm2
TURBA
FRICCIÓN LATERAL kg/cm
2
Figura. N° 3.15 Clasificación de suelos con penetrómetro estático electrónico –
Schmertmann(1978) (Ref. 57, 76)

-135-
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9
2
5
10
50
100
200
Arena
(Suelta)
(Compacta o
cementada)
Mezcla limo -arena,
arenas arcillosas
y limos
Arcillas arenosas
y limosas
Arcillas inorgánicos
no sensitivas
Muy duras
Duras
Medias
Blandas
Muy blandas
Arcillas orgánicos y
mezclas de suelos
RESISTENCIADELAPUNTAq,kg/cm
2
c
Arenaconconchas
RELACIÓN DE FRICCIÓN f /q , %s c
Figura. N° 3.16. Clasificación de suelos con penetrómetro estático – Sanglerat (1975)
(Ref. 57, 76, 87)
Turba
Arcilla
Limo,arcilla
Arena gruesa y grava
50
40
30
20
10
0
0 0.5 1.0 1.5 2.0
Resistenciadepuntakg/cm
2
Arena
Fricción lateral kg/cm
2
Figura N° 3.17 Clasificación de suelos blandos o sueltos – Schmertmann (1978) (Ref. 57, 76)
De análisis de SANGLERAT
de los datos caen entre
estas líneas
SCHMERTMANN 90%
0 1 2 5 10 20 30 40 50 60 70 80 90100
Resistencia de de punta, en Kg/cm² o ton/pie²
150 200 250
100
80
60
40
20
0
densa
Muy
DensaMediaSueltaMuy
suelta
Densidadrelativaconmuestrasinalteradas,%
Figura. N° 3.18. Correlación entre la resistencia de punta y la densidad relativa de
arenas finas Schmertmann – Sanglerat (Ref. 76)

-136-
Douglas y Olsen (1981) proponen la Carta de Clasificación de Suelos en base a
la relación de fricción y la resistencia en la punta (Figura. 3.19).
Figura. N° 3.19 Carta de Clasificación de Suelos Douglas y Olsen (1981) (Ref. 52)
Un criterio muy convencional de clasificación de suelos, consiste en apoyarse en
la variación del contenido de agua con la profundidad; de igual manera puede
utilizarse la información obtenida con el cono, ya que su resistencia de punta
“qC” tiene una variación recíproca con el contenido de agua, tal como se muestra
en la Figura. 3.20.

-137-
Resistencia de punta, q (kg/cm ) Contenido de agua (%)c
2
5 10 15 20 100 200 300 400
0
5
10
15
20
25
30
35
40
Profundidad,m
Figura. N° 3.20 Correlación del contenido de agua w con las resistencia de la
punta qc obtenida con el cono eléctrico (Zona de Lago) (Ref. 76)
3.3.2 Correlación del CPT con la Densidad Relativa de las Arenas
La resistencia de punta del cono es un indicador de la densidad relativa de las
arenas; la precisión de esta correlación está condicionada por la granulometría,
cementación, esfuerzos laterales y verticales. (Figura. N° 3.21).

-138-
Figura. N° 3.21. Correlación de la resistencia de punta con el esfuerzo vertical efectivo en
arena (Ref. 76)
La Figura 3.22 es una gráfica de la correlación entre la presión del cono qc y
densidad relativa Dr realizado como un compuesto de Schmertmann (1976),
Valdi et al. (1982) y Villet y Mitchel (1981) para depósitos saturados recientes,
normalmente consolidados (no cementados).
EsfuerzoVerticalEfectivo,v(ton/m2
)

-139-
0
50
0
100
150
200
250
300
350
10 20 30 40 50
0
Dr=20%
40%
60%
80%
Dr=100%
Presiónverticalefectivap',kPa
Resistencia de la punta del cono, MPa "q"
c
o
Figura. N° 3.22 Relación aproximada entre qc del cono y la densidad relativa Dr, como un
compuesto de Schmertmann (1976), Valdi et al. (1982) y Villet y Mitchel (1981) para
depósitos saturados recientes normalmente consolidados (no cementados). (Ref. 19)
Por ejemplo: con z = 10 m, '= 10 kN/m3
; el esfuerzo efectivo es de p'o = '.z =
100 kN/m2
y considerando qc = 10 MPa, ingresando al gráfico se obtiene una
densidad relativa de Dr = 70%.
Como resumen se presentan relaciones propuestas por varios autores, entre la
densidad relativa en función de la Resistencia del Cono (qC) y del Esfuerzo
Efectivo vertical (’v), que se presenta en el siguiente cuadro N° 3.9.

-140-
Cuadro N° 3.9 Densidad Relativa (Dr) en función de la Resistencia del Cono (qC) y
del Esfuerzo Efectivo vertical (’v)
Dr
(Densidad Relativa)
Referencia
Cr=








 5.0'
)(
log6698
v
cq

qc y ’v  Ton/m
2
Jamilkowski (1985)
(Ref. 53)
Dr=






 5.0'
)(
log66131
v
cq

qt y ’v en Kpa
Ventayol Albert (2003)
(Ref. 92)
Dr=  1log7685 Cq
qC1= Kg/cm
2
Tatsuoka 1990
(Ref. 34)
Dr=
5.0
1
305












a
c
P
q
qc1=Kpa
Pa=Presión atmosférica=100 Kpa
(Ref. 49)
Dr=100





























675.0
/
.268.0
'
atm
vo
atmcq
Ln



Donde: atm= 1bar=100 kPa
Jamilkowski (2001)
(Ref. 34)
Donde: qc= Mpa , 'v0= Kpa
Baldi (1986)
(Ref. 53)
Dr=-97.8+36.6 Ln qc-26.9 Ln s'V
Donde: 'V=Kg/cm2
qc=Kg/cm2
Schmertmann
(Ref. 53)







7.0
'
3.12
36.34
v
cq
LnDr

Harman (1978)
(Ref. 53)
3.3.3 Correlación entre el CPT y el Ángulo de Fricción Interna () en Suelos
Arenosos
La experiencia y confianza en la utilización del cono se ha acumulado en
materiales no cohesivos, para la interpretación de la información obtenida se han
elaborado teorías y métodos que permiten deducir el valor del parámetro Ø de
resistencia al corte de estos suelos, considerando que la velocidad de hincado del
cono es suficientemente lenta para que se disipe significativamente la presión de
  







 55.0'
0157.041.2
1
v
cq
LnDr

Donde:
’v=Kg/cm
2
qc=Kg/cm
2

-141-
poro y que por ello se trate de una prueba en condiciones drenadas. Las teorías
que se utilizan con mayor frecuencia son:
a) La de De Beer, que tiende a predecir los valores más bajos del ángulo, por lo
cual ha caído en desuso.
b) La teoría desarrollada, por Mitchell Durgunoglu, que considera la influencia
de la rugosidad del cono, sobre presión y valor de ko; los valores de Ø' que
predice son semejantes a los obtenidos en pruebas triaxiales drenadas.
c) Los métodos empíricos de Meyerhof y de Schmertmann, que también
predicen valores semejantes a los definidos en pruebas triaxiales drenadas.
d) La de Holden, que hace intervenir el fracturamiento de partículas de arena.
La Figura 3.23 es una alternativa significativa que estima el ángulo de fricción Ø
que usa el factor de capacidad portante V’b mostrado en la figura que se define
como:
0'
'
'
p
q
V c
b  ………………...(3.18)
Donde el p'o = g'.z y q'c son ambas "presiones efectivas". La curva M de
Meyerhof es similar a aquellos en las Eq 1, 2 y 3 (Figura. 3.28a), sólo que la
presión de cono total limitado qc se usa en lugar de V’b para el eje de la
ordenada.

-142-
25 30 35 40 45 50
20
30
40
60
80
40
100
200
1000
2000
20000
100
150
200
250
300
350
400
50
0 10 20 30 40 50
30°
32° 34°
36°
38° 40°
42°
44°
46°
Ø ' =48°
Presión de cono q ,MPaC
PresióndesobrecargaefectivoP'KPa
(b) Correlaciones entre en máximo ángulo de fricción Ø y q
para arenas cuarzosas no cementadas. Información de
Robertson y Campanella (1983) y otros.
Ángulo de fricción interna Ø
(a) Relaciones entre Ø y la presión de cono
FactordecapacidadportanteVbolímitedelaresistenciadelconoqc,kg/cm3
M=curva de Meyerhof (1974)
Siguiente curva de Begemann (1974)
Ec. 3. De Beer
V' = 1.3e 45+Ø
2
2 tan Ø . tan
Ec. 2. Koppejan
V' =10
Ec. 3
Ec. 2
Ec. 1
M(use c )a
0
C
3.04 tan Ø
b
V' = 1.3e
(2.5 -Ø) Tan Ø. 1+Sen Ø
1+Sen Ø
2
b
Ec. 1. Caquot
2
Figura N° 3.23 Correlaciones entre los datos del cono y ángulo de fricción interna Ø. La
gráfica de Meyerhof en (a) es la representación para cinco fuentes pero válido sólo en el
rango de 30≤Ø≤45° (Ref. 19)
En el rango mostrado, la curva M de Meyerhof da valores de  más grandes,
para la misma relación de presión. En la práctica se deben usar ambas figura (a)
y (b) y promedian el valor para obtener un ángulo de fricción interna Ø.
Como resumen se presentan relaciones propuestas por varios autores entre el
valor “qc” del CPT, la presión efectiva y el ángulo de fricción interna (), que se
presenta en el Cuadro N° 3.10.

-143-
Cuadro N° 3.10 Correlaciones entre el valor “qc” del CPT, Presión Efectiva ’V y el
Ángulo de Fricción Interna ()
() Ángulo de fricción interna Referencia
'
5.48.44.14 VCqLn  
Donde: ’V=Kg/cm2
qC= Kg/cm2
Durgunoglu &
Mitchell (1973 –
1975)
(Ref. 53)






 '
96.48.9
V
Cq
Ln


qC= Kg/cm2
Caquot (1969)
(Ref. 53)






 '
21.58.5
V
Cq
Ln


qC= Kg/cm2
Koppejan (1950)
(Ref. 53)






 '
76.49.5
V
Cq
Ln


qC= Kg/cm2
De Beer (1950 –
1975)
(Ref. 53)
=29° + cq
qc=MPa
Foundation
Analysis and
Design J.E. Bowles
(1996)
=tan-1 











 '
log38.01.0
v
cq

qc= Ton/m
2
’v=Ton/m
2
Kulhawy y Mayne
1990
(Ref. 16)
=17.6 + 11 log(qc1)
qc1=    5.0'
atmvoatmqc 
Donde: qc1=76.61 Kg/cm
2
Kulhawy y Mayne
(1990)
(Ref. 45)
Trofinenkov, 1974, (ref 46) presenta en la Figura N° 3.24 la relación de la resistencia en
la punta "qc" del CPT, la presión efectiva v y el ángulo de fricción interna ()

-144-
0.0
0.1
0.2
0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
0.8
0.9
1.0
0 40 80 120 160 200 240 280 320 360 400 440 480
qc Kg/cm2
PresiónefectivaVkg/cm
2
Figura N° 3.24 Ubicación del ángulo de fricción interna "" de la presente
investigación, en el gráfico que relaciona la resistencia en la punta "qc" del CPT y
la presión efectiva v, propuesto por: Trofinenkov, 1974. (Ref. 46)
3.3.4 Módulo de Esfuerzo Deformación Es
Cuadro N° 3.11 Módulo de Elasticidad ( E ) en función de qC del CPT
( E )
Referencia
E=1.5 qc
E=(Kg/cm2
)
Buisman (1940)
(Ref. 14)
E=2 qc
E=(Kg/cm2
)
Schmertmann (1970)
(Ref. 14)
E= qc
E=(Kg/cm2
)
Donde : =0.8 a 0.9 para arena limpia
Bachelier and Paez
(1965)
(Ref. 14)
E=1.5 qc
E=(Kg/cm2
)
DeBeer (1974)
(Ref. 14)
E=2.5 qc
E=(Kg/cm2
)
Trofinenkov (1964)
(Ref. 14)
E=3 qc
E=(Kg/cm2
)
Trofinenkov (1974)
(Ref. 14)

-145-
3.4 Correlaciones entre el CPT y SPT
Meyerhof (1956) (Ref. 59) propone una relación entre la densidad relativa, la
resistencia a la penetración estándar, la resistencia de penetración de cono y el
ángulo de fricción interna efectivo para arenas y gravas (Cuadro N° 3.12).
Cuadro N° 3.12 - Relación entre “N” y qC (Ref. 59)
Densidad
relativa
Resistencia
a la Penetración
Estándar (N)
Resistencia
del Cono
estático (qc)
Ángulo de
Fricción Interna
Descripción
Porcentaje Blows/ft Tsf o Kgf/cm2
Grados
Muy Suelto
Suelto
Mediana
Denso
Muy Denso
<20
20-40
40-60
60-80
>80
<4
4-10
10-30
30-50
>50
<20
20-40
40-120
120-200
>200
<30
30-35
35-40
40-45
>45
Las relaciones entre la pruebas estáticas del cono y la penetración estándar se
han revisado por Rodin et al., quienes demostraron que no existen relaciones
únicas entre ellas, aunque parecen estar relacionadas con el tamaño de la
partícula. Thorburn (1957) ha sugerido una relación empírica en la forma gráfica
(Figura 3.25) que se basa en los hallazgos de varias autoridades en la materia. El
procedimiento más adecuado es establecer la relación para un terreno dado a
partir de la comparación de los valores de la resistencia estática del cono, con los
resultados de la prueba de penetración obtenidos en perforaciones adyacentes
cercanas.
de la
arcilla
Fina Mediana Gruesa Fina Mediana Gruesa Fina Mediana Gruesa Guijarros
y
pedregonesFracción de limo Fracción de arena Fracción de grava
Resistenciadelconoestáticoq(kg/cm)
Resistenciadelapenetraciónestándar,N
Proporción
2
c
0 0.002 0.006 0.02 0.06 0.2 0.6 2.0 6.0 20 60 200
0
2
4
6
8
10
Medida de partícula (mm)
Fracción

-146-
En los Estados Unidos se han encontrado relaciones estadísticas útiles, entre la
resistencia a la penetración estándar en materiales granulares. Esta información
se resume en el Cuadro 3.13 (Sanglerat, 1972)
Cuadro N° 3.13 Correlaciones de qc y N - Sanglerat (1972)
Tipo de suelo qc/N
Limos, limos arenosos, mezclas limo-arena ligeramente cohesivas
Arenas limpias finas a medias, y arenas ligeramente limosas
Arenas gruesas y arenas con algo de grava
Gravas arenosas y gravas
2.0
3.5
5
6
Se han propuesto varias correlaciones para el número de golpes estimados N del
SPT y la resistencia en el CPT en arcilla y materiales de baja cohesión. Las
razones para esto son que hay una base de datos más grande de números de N,
que presiones qc y que el SPT procura recuperar (aunque perturbadas) las
muestras del suelo para la inspección visual.
La Figura. 3.26 es la más fiable de las correlaciones actualmente en uso de qc y
N. Usa los D50 tamaño de partícula (el tamaño de partícula dónde 50% son finos)
como el parámetro planteado. Al parecer este tamaño de partícula da mejor la
correlación que cualquier otro parámetro en suelos arenosos formado por
partículas.

-147-
N = SPT número de golpes
q = kPa
N principalmente para E = 45-55
c
r
Limo arcilloso
RELACIÓN,q/100Nc
10
9
8
7
6
5
4
3
2
1
0
0.001 0.01 0.1 1.0
y arcilla limosa
Limo arenoso
y limo Arena limosa Arena
10
12 9
11
8
5 4
12
7
6 11
9 5
4
12 2 9
1 7
8
12
5
13
9
16
13
4
14
93
10
15
TAMAÑO MEDIO DE PARTÍCULA D , mm50
Nº200
Nº40
tamiz
1. Meyerhof (1958)
2. Meich y Nixon (1961)
3. Rodin (1961)
4. De Alencar Velloso (1959)
5. Schmertmann (1970)
6. Sutherland (1974)
7. Thornburn & Mac Vicar (1974)
9. Nixon (1982)
10. Kruizinga (1982)
11. Douglas (1982)
12. Muromachi & Kobayashi (1982)
13. Goel (1982)
14. Ishihara & Koga (1981)
15. Laing (1983)
16. Mitchell (1983)7. Thornburn & Mac Vicar (1974)
Figura. N° 3.26 Relación entre en tamaño medio de partícula (D50) y la relación qc/N.
Note que la relación es basada en la razón de energía Er. [Después Robertson et al.
(1983) e Ismael y Jeragh (1986); los números de la referencia corresponden a la
referencia en fuentes originales] (Ref. 19)
Algunas correlaciones para la arcilla y suelos de baja cohesión se usan en
general:
Nkqc . …….……(3.19)
Donde qc está en unidades de MPa y el coeficiente k tiende a ir de 0.1 a
aproximadamente 1.0 como en el Cuadro N° 3.14 siguiente [Ramaswamy et al.
(1982) con algunas revisiones del autor] qué usa N’60:

-148-
Cuadro N° 3.14 Relación qC / N60 - Ramaswamy et al. (1982)
Tipo de Suelo qc/N’60
Limos, limos arenosos, mezclas limo arenosas ligeramente cohesivas 0.1-0.2
Arenas limpias de finas a medias y arenas ligeramente limosas 0.3-0.4
Arenas gruesas y arenas con poca grava 0.5-0.7
Gravas arenosas y gravas 0.8-1.0
Robertson (1990) Ref. (52) propone un cuadro de clasificación de suelos en función
de la relación (qC/pa)/N60 , qC1 – fR y IC que lo obtiene mediante las siguientes
relaciones:
     5.022
22.1loglog47.3  rt FQIC …………….(3.20)
v
R
v
VC
t
f
Fr
q
Q




 ,
0
…………….(3.21)
   6.4/15.8/ 60 CC INPaq  …………….(3.22)
Pa= Presión Atmosférica = 100 kPa = 1.019 K/cm2
Zone Tipo de Suelo
60N
Pa
qc





1 Suelo fino sensitivo 2
2 Suelo Orgánico 1
3 Arcilla 1
4 Limo arcilloso a arcilla 1.5
5
Arcilla limosa a limo
arcilloso
2
6
Arena limosa a limo
arcilloso
2.5
7
Arena limosa a limo
arenoso
3
8 Arena a arena limosa 4
9 Arena 5
10 Grava arenosa a arena 6
11
Suelo muy duro de
grano fino (*)
1
12 Arena a arena arcillosa 2
(*) Sobreconsolidado o cementado

-149-
Figura N° 3.27 Ubicación del tipo de suelo en función del qC1 y fR% - Robertson
(1990)
Zonas de acuerdo a tipo de Suelo
1. Suelo fino sensitivo 5. Arcilla limosa a limo arcilloso 9. Arena
2.Suelo Organico 6. Arena limosa a limo arcilloso 10. Grava arenosa a arena
3. Arcilla 7. Arena limosa a limo arenoso 11. Suelo muy duro de grano fino
4. Limo arcilloso a arcilla 8. Arena a arena limosa 12. Arena a arena arcillosa (*)
* Sobre consolidado o cementado
Tipo de Suelo Zona Tipo de Suelos
Ic < 1.31 7 Grava arenosa
1.31< Ic 2.05 6
Arenas limpias a arenas
limosas
2.05 < Ic < 2.60 5
Mezclas de arenas – limosas
arenosas a arenas limosas
2.60 < Ic < 2.95 4
Mezclas de limos – limos
arcillosos a arcillas limosas
2.95 < Ic < 6.60 3 Arcillas
Ic < 3.06 2 Suelos orgánicos – turbas

-150-
Robertson y Campanella (1983) (Ref. 52), presenta la relación qC1/N1(60) Vs D50 (mm),
tamaño medio del grano, según la figura N° 3.28.
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
1000
0.001 0.010 0.100 1.000
Tamaño medio del grano , D50 (mm)
qC1/N1(60)
Limo arcilloso y
arcilla limosa
Arcilla
ArenaArena limosaLimo arcilloso y
arena limosa
Rango de resultados
de Robertson y
Campanella (1983)
Promedio de
Robertson
Campanella (1983)
Figura N° 3.28 Relación qc1/N1(60) Vs D50mm – Robertson – Campanella (1983)
Kulhawy y Mayne (1990) (Ref. 52) presenta la correlación entre SPT y CPT,
considerando el tamaño medio de las partículas D50, según figura N° 3.29.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0.001 0.010 0.100 1.000 10.000
Tamaño medio de partículas D50 mm
(qc/Pa)/N60
Limo arcilloso y
arcilla limosa
arena limosa
Robertson and Campanella , 1983
Kulhawy and Mayne, 1990
q
Figura N° 3.29 Correlación entre SPT y CPT considerando el tamaño
medio de las partículas D50 mm.- Kulhawy – Mayne (1990)
qc1=kPa

-151-
Kulhawy y Mayne (1990) (Ref. 24) presenta la correlación entre SPT y CPT,
considerando considerando el porcentaje de finos. Figura N° 3.30.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
Fines content, percent passing
(qc/Pa)/N
Jamiolkowski et al, 198
Kasim et al, 1986
Muromachi, 1981
Chin et al, 1988
Figura N° 3.30 Correlación entre SPT y CPT, considerando el porcentaje de finos –
Kulhawy – Mayne (1990)
Power (1982) (Ref. 52) presenta la correlación entre SPT y CPT. Figura N°3.31.
0
5
10
15
20
25
30
35
40
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
SPT value N60 (blows/300 mm)
Coneresistanceqc(MPa)
Tesis CAA
Hampshire (electric cone)
Littlebrook (electric cone)
Whitychurch (mechanical cone)
Welford Theale (electrice cone)
Portsmouth (mechanical cone)
Range for various sites
(mechanical cone)
qc/N=0.3
qc/N=0.7
qc/N=0.495
Figura N° 3.31 Correlación entre SPT y CPT – Power (1982)

-152-
3.5 Correlación entre el SPT y el Cono Normal – Palmer y Stuart (1957)
Según sus observaciones, confirmadas por otros (Schultze y Melzer, 1965), los
resultados son comparables con los de la cuchara. La Figura 3.32 contiene la
correlación de Palmer y Stuart.
El cono normal tiene un diámetro de 2” y ángulo central de 60° y es colocado en
lugar de la zapata del penetrómetro.
PALMER Y STUART (1957)
NÚMERO DE RESULTADOS
PROMEDIADOS
N (CUCHARA)
0
N(CONO)
10 20 30 40 50 60 70 80 90
0
10
20
30
40
50
60
70
80
14
12
10
12
12
21
10
13 9
10
9
10
11
14
14
17 9
9
N
N
= 1
C
C
Figura. N° 3.32 Correlaciones de cuchara normal con el Cono Normal – Palmer y
Stuart (Ref. 71)
Asi mismo Schultze y Melzer (1965) han publicado una correlación de este
penetrómetro con la densidad relativa, que aparece también en la Figura. 3.33
estas curvas difieren bastante de la correlación de Schultze y Mezenbach de
1961.

-153-
Figura. N° 3.33 Correlaciones del Cono Normal (Schultze y Melzer 1965) (Ref. 71)
3.6 Correlación con el Weight Sounding Test (WST)
Cubrinovski e Ishihara (1999) examinaron la relación del rango de la relación de
vacíos emax – emin, contra el tamaño promedio de los granos D50, basado en un
gran número de datos en muestras no disturbadas y mostró que los tipos de
suelos tales como: gravas, arenas limpias y arenas con finos, pueden ser
divididos en 3 grupos en Términos del rango de la relación de vacíos. Los suelos
gravosos presentan rangos de la relación de vacíos de 0.2 a 0.3, las arenas
limpias entre 0.3 a 0.5 y las arenas con finos entre 0.5 a 0.7. Basado en estos
resultados Yoshimichi Tsukamoto et. al. (2004) (Figura N° 3.34), estableció una
relación entre el valor de NSW de la prueba Sueca de Penetración y “N” del SPT,
mediante la siguiente relación:

-154-
 40
10
minmax


 SWN
ee
N
Figura N° 3.34 Relación entre NWST y NSPT (Tsukamoto et al 2004) (Ref. 90)
Inada (1960) recopiló información durante la construcción de la carretera entre
Nagoya y Osaka en el Japón y estableció fórmulas de correlación entre NSPT y
NSW adoptadas por el Manual de Investigaciones Geotécnicas publicadas por
JGS (1995). Una fórmula similar fue propuesta por Ueda (1957) basado en la
compilación de datos de Estudios de cimentación para puentes en el Japón,
cubriendo suelos arcillosos y arenosos.
En la Figura N° 3.35 se aprecia las 2 relaciones mencionadas y la propuesta por
Tsukamoto et al.
Figura. N° 3.35 Relación entre WWST y NWST de la prueba WWST y del SPT para limos y
arenas (Ref. 90)

-155-
Cuadro 3.17 Eurocódigos Norma Europea Experimental Octubre 2002
Densidad Relativa
Resistencia en el
sondeo lastrado 1)
medias vueltas/0.2 m
Angulo de resistencia
al corte 2)
[N]
Modulo de Young
drenado3)
[N]
Muy baja
Baja
Media
Alta
Muy alta
0 a 10
10 a 30
20 a 50
40 a 90
> 80
29 a 32
32 a 35
35 a 37
37 a 40
40 a 42
> 10
10 a 20
20 a 30
30 a 60
60 a 90
1) Antes de la determinación de la densidad relativa se debe dividir la resistencia al sondaje lastrado por el factor 1.3.
2) Los valores dados son aplicables a las arenas. Para suelos limosos se debe reducir el ángulo en 3°. Para gravas, se
deben añadir 2°.
3) Los valores dados para el modulo drenado corresponde a un asentamiento después de 10 años. Se han obtenido
suponiendo que la distribución de fuerzas verticales sigue una ley de aproximación de 2 :1. Investigaciones ulteriores
indican que estos valores pueden ser un 50% mas bajos en suelos limosos y un 50% mas altos en suelos de gravas. En
suelos no cohesivos sobreconsolidados, el modulo puede ser considerablemente mas alto. Para calcular el
asentamiento para presiones del terreno mayores de 2/3 de la presión de proyecto en el estado limite último, el
modulo debería rebajarse a la mitad de los valores dados en esta tabla.
(1) En el Cuadro 3.17 recoge un ejemplo de valores deducidos del ángulo de resistencia al
corte y del módulo de Young drenado de elasticidad, Em, estimado a partir de la
resistencia en el ensayo de sondaje lastrado. Este ejemplo relaciona el valor medio de la
resistencia en el sondaje lastrado en una capa con los valores medios de N’ y de Em.
(2) Si sólo están disponibles los resultados de los ensayos de sondaje lastrado, en el Cuadro
3.17 se debe seleccionar para cada intervalo el valor mas bajo del ángulo de la
resistencia cortante y del modulo de Young.
(3) Cuando se evalúan los diagramas de la resistencia de la penetración lastrada para aplicar
en el Cuadro 3.17, los picos debidos, por ejemplo, a piedras o guijarros no deben tenerse
en cuenta. Tales picos son frecuentes en los ensayos de sondaje lastrado que se realizan
en gravas.

-156-
3.7 Correlaciones con el Cono PECK
Todavía no se establece una correlación entre la prueba de resistencia dinámica
y características tales como la densidad in situ, la capacidad de carga y
asentamiento, como en la prueba de penetración estándar.
3.7.1 Correlación del Cono Peck y el SPT
Se menciona la experiencia de Peck en la exploración del Coliseo de Denver,
notando que por casualidad los valores de penetración eran del mismo orden que
los obtenidos con la cuchara (diámetro del Cono 2 ½”, ángulo central 62.4° y
barras “B” de 54 mm).
Como en la generalidad de los casos, este penetrómetro se usa como
complemento de la exploración con perforaciones, es recomendable
correlacionarlo con la cuchara en cada sitio haciendo pruebas de penetración con
cono al lado de una o más perforaciones. Esto tiene por objeto definir el compor-
tamiento del cono en los suelos del caso, y comparar los resultados obtenidos,
para saber que grado de confiabilidad tienen las observaciones con cono en otros
puntos del mismo terreno. La correlación permite apreciar hasta que punto
interfiere la fricción de las barras en cada caso.
Aunque los resultados obtenidos con este cono son en general buenos, la
correspondencia con la cuchara no siempre es constante, pero en todos los casos
el cono dará información valiosa acerca de la tendencia de las variaciones del
suelo. El valor de esta información es siempre importante comparada con el bajo
costo.
La primera correlación del Cono Peck a valores del SPT en el Perú fue
investigada por el Ing. Roberto Michelena con motivo de un estudio de suelos en
materiales arenosos en la provincia de Chimbote en los años 1971; en aquella
oportunidad se obtuvo una correlación:
N
Cn

2
(Para suelos arenosos) …….………..(3.23)
Metodología
Posteriormente (1993) el Ingeniero Juan José Moreno Dellepiane – Jefe del
Departamento de Proyectos de la Empresa MR & Asociados, efectúo un estudio

-157-
basado en una recopilación de 10 estudios efectuados por la empresa MR &
Asociados S.A. en los cuales se ha efectuado auscultaciones con el CP y SPT en
sondeos muy cercanos sobre suelos granulares, de tal manera que se ha podido
tener una lista de pareja de valores Cn y N (Cn resultado del CP y N resultado de
SPT). Está lista de valores ha sido depurada en los caso que el suelo no se
mostraba uniforme en los perfiles estudiados y por lo tanto generaban un
comportamiento atípico en las correlaciones estudiadas.
Adicionalmente se ha hecho una revisión de la literatura disponible del tema,
para efectuar una comparación de criterios.
Recopilación de información
La recopilación de información se ha hecho en base a una selección de los
estudios más significativos efectuados por MR & Asociados S.A. Los estudios
han permitido efectuar una correlación. Dichos estudios están ubicados en la
costa y en la selva peruana.
Antes de efectuar el análisis de correlación definitiva, se hizo una depuración de
la información de acuerdo a los perfiles de suelos que acompañaban los
registros, descartándose aquellos valores donde el perfil de suelos presentaban
lentes de suelos finos, un contenido de suelos finos muy alto (>30%) o algo de
grava, debido a que se notó que cualquiera de estas condiciones generaban un
comportamiento atípico de acuerdo a la correlación preliminar que actualmente
se usa (N=0.5CN).
Análisis de la información
Se hizo una correlación de todos lo datos disponibles por medio de una regresión
lineal para obtener una forma de correlación del tipo:
nCN . …….………..(3.24)
Para el juego de valores estudiados (Figura 3.41), el valor de  resultó de:
4931.0

-158-
Notar que este valor es bastante parecido al valor que se utiliza actualmente para
la interpretación del CP.
Y=0.4931x
Correlación SPT - Cono Peck
C (golpe/pie)
0 10 20 30 40 10 60 70 80 90 100
n
N(golpe/pie)
0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
50
Figura. N° 3.36 Correlación SPT – Cono Peck (Ref. 60)
3.8 Correlaciones con el Cono Sowers
Las correlaciones originales de Sowers se muestran en la Figura 3.37. Por
supuesto, correlación similar se podría desarrollar para los suelos de otras
regiones y diferente origen geológico.
0
0
0
10
15
20
5 10 15 20 25
RESISTENCIA A LA PENETRACION DE CONO
(GOLPES POR INCREMENTO)
RESISTENCIAESTANDRA"N"
(GOLPESPORHERRAMIENTA)
D C
F
B
A
E
Curva A - suelo normalmente consolidado de pie de monte
B - suelo al 95% de compactación
C - suelo al 90% de compacatción
D - suelo al 80% de compacatción
E - Arenas de costa
F - suelo aluvional de pie de monte
Figura. N° 3.37 Resistencia a la Penetración de Cono (Ref. 83)

-159-
3.9 Correlaciones con el DPL (Dynamic Probing Light)
Ulrich Smoltczyk en su publicación Geotechnical Engineering Handbook,
Volumen 3 (2003), menciona que en base a extensas investigaciones se ha
demostrado que existe una relación entre el número de golpes N10 del DPL y la
densidad relativa de suelos arenosos, através de la siguiente relación:
ID= a1 + a2 log N10……….(3.25) (Ref. 82)
Donde:
ID = Densidad Relativa en decimal.
a1 y a2 = Coeficientes adimensionales. (Cuadro 3.18)
N10 = Número de golpes del DPL para 10 cms de penetración.
Así mismo los mismos autores presentan una relación para determinar el módulo
de elasticidad lineal derivado de ensayos edométricos:
  W
apvaoed ppvE /5.0. ''
  ……….(3.26)
Donde:
v = Coeficiente de rigidez V= b1 + b2 log N10
b1 y b2= Coeficientes adimensionales (Cuadro 3.18)
w = Exponente de rigidez; para arenas y mezcla de arenas con gravas
w=0.5, para arcillas poco plásticas con WP < 10% y WL < 35%;
w=0.6
’v = Presión efectiva vertical en la base de la cimentación o a
cualquier profundidad
’p = Presión efectiva vertical causada por la estructura en la base de la
cimentación
Pa = Presión atmosférica

-160-
Cuadro N° 3.18 – Valores de los Coeficientes Adimensionales a1, a2 y b1, b2 Ulrich
Smoltczyk (2003)
Condición
Densidad Relativa
Lp
Coeficiente de rigidez
v
DPL DPL
Clasificación de
Suelos (DIN
18196) U1
lC
2
a1 a2 b1 b2
SE  3 --- 0.15 0.260 71 214
SW, GW  6 --- --- --- --- ---
TL - TM -- 0.75 – 1.30 --- --- 30 4
1)
Grado de Uniformidad d60 /d10
2)
Unidad de consistencia :1
Rangos válidos
Para la densidad relativa 3 N1050
Para coeficiente de rigidez en SE con : DPL 4  N1 0 50
Para coeficiente de rigidez en TL , TM con DPL 6  N10  19
Clasificación de suelos de acuerdo a DIN 18196:
SE: Arena pobremente graduada
SW: Arena bien graduada
GW: Mezcla de arenas y gravas bien graduadas
TL :Arcillas de baja plasticidad
TM: Arcillas de mediana plasticidad

-161-
Cuadro N° 3.19 Estimaciones conservadoras de valores deducidos para el ángulo de
resistencia al corte ’ de suelos no cohesivos, a partir del índice de densidad ID para
diferentes valores del coeficiente de uniformidad U (Ref. 82)
Tipo de suelo Degradación
Intervalo de ID
(%)
Ángulo de resistencia
al corte
Arenas de grano
ligeramente fino
arenas, gravas
Ligeramente degradada
(U<6)
15 – 35 (suelto)
35 – 65 (densidad media)
> 65 (denso)
30
32.5
35
Arenas, arenas
grava, grava
Muy degradada
(6  U  15)
15 – 35 (suelto)
> 65 (denso)
30
34
38
Germán Vivar (1993) (Ref. 95), comparando pruebas de campo de Penetración
Estándar SPT Vs pruebas de Dynamic Probing Light (DPL), obtiene la siguiente
correlación para arenas finas (SP) y arenas limosas (SM). (Figura N° 3.38)
n10 = N60
Toma como referencia pruebas realizadas en Talara con presencia de nivel
freático.

-162-
Dedondesepuedededucirquen=NparaarenaslimosassumergidasdelaCiudaddeTalara.
FiguraN°3.38Correlaciónentre“N”delSPTy“n”delDPL–(Ing.GermánVivarRomero-1993)

-163-
3.10 Correlaciones con el Large Penetration Test (LPT)
Se presentan a continuación algunas correlaciones observadas y esperadas:
Cuadro 3.20 - Correlaciones SPT – LPT observadas en arenas y gravas (Ref. 25)
Ensayo Localización
Tipo de
suelos
D50 (mm)
NSPT /
NLPT
Predicho
N
N
LPT
SPT
)(
)(
60
60
NALPT Kidd2 Arena 0.19 – 0.56 1.29 1.38
Arena fina 0.34 1.5 1.58
JLPT
Cámara de
calibración
Arena media
a gruesa
1.13 – 2.28 2.0
Burmister
LPT
N.A. Arena y limo ---- 0.42 0.56
Arena 0.2 – 0.6 1.14 0.95
Arena con
grava
1 – 5 1.02
ILPT
Messina,
Italia
Arena con
grava
1 – 15 0.89
Nota:
NA : Datos indicados no disponibles (Ref. 25)
3.11 Correlaciones con el Becker Penetration Test (BPT)
Figura. N° 3.39 - Correlaciones de BPT – SPT de Perforaciones Becker
Drills, Inc. (Harder and Seed 1986)

CAPITULO IV
CARACTERÍSTICAS DEL MEDIO
4.1 Características Físico - Mecánicas
La arena utilizada en la presente investigación proviene de la Cantera Lomo de
Corvina, Distrito de Villa El Salvador. Se trata de un área fina eólica de granos
subredondeados.
Los ensayos se realizaron en el Laboratorio Geotécnico del CISM1D, Laboratorio
N° 2 de Mecánica de Suelos de La Facultad de Ingeniería Civil, Laboratorio de
SENCICO, Laboratorio de Mecánica de Suelos de la Pontificia Universidad
Católica del Perú y en el Laboratorio de Mecánica de Suelos de la Empresa CAÁ
Ingenieros Consultores Eirl, de acuerdo a la siguiente relación:
Propiedades índices:
Análisis Granulométrico por Tamizado ASTM D-422 MTC
E107-1999, NTP-
400.012 (Cuadros 4.1 y 4.2 y Figuras 4.1, 4.2 ,4.3 y 4.4)
Limites de Consistente ASTM D-4318 (Cuadros 4.1 y 4.2)
Gravedad Específica ASTM D-854, NTP 339-131 (Cuadro 4.3)
Proctor Modificado ASTM D-1557 MTC El 15-1999 (Cuadro 4.4 y Figura
4.5)
Propiedades Especiales:
Corte Directo ASTM D-3080, NTP 339.171, MTC E123-1999 (Cuadro 4.5
Ensayos de Densidades Máximas y Mínimas ASTM D-4253, NTP
339.137, ASTM D- 4254, NTP 339.138 (Cuadro 4.3)
Ensayos Edométricos (Cuadro 4.6)
4.2 Resumen de Caracterización Geotécnica
Se presenta a continuación los Cuadros y Figuras con los
resultados de las propiedades índices realizado los diferentes
Laboratorios de Suelos.
-164-

De acuerdo a la siguiente Relación:
 Propiedades Índices:
Análisis Granulométrico por Tamizado ASTM D-422
Laboratorio Geotécnico – CISMID

Laboratorio de Mecánica de Suelos CAA Ingenieros Consultores Eirl

Laboratorio de Mecánica de Suelos – Facultad de Ingeniería Civil –
Pontificia Universidad Católica del Perú

Universidad Nacional de Ingeniería

Proctor Modificado – Laboratorio de Mecánica de Suelos
CAA Ingenieros Consultores eirl
Volumen 935.4
Método de Compatación Proctor Modificado ASTM D-1557 Tipo "A"
Peso suelo + Molde 3528.3 3582.1 3626.2 3684.9 3720.5
Peso Molde 1923.6 1923.6 1923.6 1923.6 1923.6
Peso suelo húmedo compactado 1604.7 1658.5 1702.6 1761.3 1796.9
Peso volumétrico húmedo 1.72 1.77 1.82 1.88 1.92
Recipiente No. 1 3 6 7 9
Peso suelo húmedo + Tara 134.50 127.00 139.50 136.90 128.70
Peso suelo seco + Tara 129.60 119.40 128.00 122.60 112.90
Tara 24.40 24.60 21.20 18.30 18.70
Peso de agua 4.90 7.60 11.50 14.30 15.80
Peso de suelo seco 105.20 94.80 106.80 104.30 94.20
Contenido de agua (w%) 4.66 8.02 10.77 13.71 16.77
Humedad Promedio (%)
Peso volumétrico seco
16.773
1.6451.639 1.641 1.643 1.656
4.658 8.017 10.768 13.710
1.638
1.640
1.642
1.644
1.646
1.648
1.650
1.652
1.654
1.656
1.658
1.660
4.0 5.0 6.0 7.0 8.0 9.0 10.0 11.0 12.0 13.0 14.0 15.0 16.0 17.0 18.0
M.D.S.= 1.643 gr/cm3
O.C.H =6.2%
CONTENIDO DE HUMEDAD
(%)
DENSIDADSECAgr/cm
3

Corte Directo - Laboratorio Geotécnico – CISMID

Universidad Nacional de Ingeniería
Ensayos Edometricos

Facultad de Ingeniería Civil Capitulo V : Realización de Pruebas
-184-
CAPÍTULO V
REALIZACIÓN DE PRUEBAS
Antes de iniciar las pruebas se verificó los pesos y medidas geométricas de lo equipos
con la balanza proporcionada por el Laboratorio de Mecánica de Suelos de la Facultad
de Ingeniería Civil de la Universidad Nacional de Ingeniería.
Los equipos de Penetración Estándar empleados, presentan las siguientes medidas y
pesos:
Cuadro N° 5.1 Características Físicas de los Equipos de S.P.T. Empleados
Equipo CAA Ingenieros Consultores CISMID - UNI
Polea Diámetro: 6.66 cms (2 5/8”) Diámetro: 10.16 cms (4”)
Carrete Motor Winche Diámetro: 10.5 cms (4 1/8”) Diámetro: 11.1 cms (4. 3/8”)
Base de golpeteo del martillo
Diámetro: 13.0 cms
Altura: 12.5 cms
Rosca para tubo guia: 7 x 6 cms
Peso: 12.2 Kilos
Diámetro: 10.00 cms
Altura: 11.0
Rosca para tubo guía: 4.5 x 6.0 cms
Peso: 6.6 kilos
5.1 Suelo Compactado con Densidades Relativas de Dr = 18.2% - Grado de
Compactación GC=90%
Para la realización de la pruebas se contó con el equipo del Laboratorio del
CISMID y la Empresa CAA Ingenieros Consultores EIRL. Se realizaron pruebas
de SPT (3), Cono Peck (2), DPL (2), DPM (2), Sowers (2) y  ½” (2) (Figura
5.1 – Ubicación de las pruebas).
5.1.1 Pruebas de Penetración Estándar (SPT)
Se realizaron 3 pruebas, denominadas SPT-1, SPT-2 y SPT-3, contando con el
equipo de del Laboratorio de Geotecnia del CISMID.
5.1.2 Pruebas de Auscultación Dinámica con el Cono Peck
Se realizaron 2 pruebas, denominadas Peck -1 y Peck 2, contando con el equipo
de la Empresa CAA Ingenieros Consultores.

-185-
5.1.3 Pruebas de Auscultación Dinámica con el DPL (Dynamic Probing Light)
Se realizaron 02 pruebas denominadas DPL-1 y DPL-2. Para la realización de
las pruebas se contó con el equipo del Laboratorio de Geotecnia del CISMID.
5.1.4 Pruebas de Auscultación Dinámica con el DPM (Dynamic Probing Medium)
Se realizaron 02 pruebas denominadas DPM-1 y DPM-2. El equipo necesario
para las pruebas se mandó a fabricar de acuerdo a las dimensiones y pesos
establecidos en el Reporte de la Sociedad Internacional de Mecánica de Suelos
de Ingeniería de Cimentaciones – Comité Técnico de Ensayos de Penetración de
Suelos –TC16 de Servicio de 1989.
5.1.5 Pruebas de Auscultación con el Weight Sounding Test (WST)
Se realizó 01 prueba denominada WST – 1. La prueba se realizó con el Equipo
del Laboratorio de Geotecnia del CISMID.
5.1.6 Pruebas con el Cono Sowers
Se realizaron 02 pruebas denominadas SOWERS – 1 y SOWERS – 2. Las
pruebas se realizaron con el equipo cedido gentilmente por el Dr. Jorge Alva
Hurtado.
5.1.7 Pruebas con Varilla de  ½”
Se realizaron 02 pruebas denominadas  ½” – 1 y  ½”- 2. Se utilizó una varilla
de construcción corrugada de ½” y una comba de 6 libras.

-194-
5.2 Suelo Compactado con Densidad Relativa de Dr= 69.3% - Grado de
Compactación GC=100%
Para la realización de las pruebas se contó con los equipos del Laboratorio de
Geotecnia CISMID y de la Empresa CAA Ingenieros Consultores. Se realizaron
pruebas de SPT (12), Cono Peck (2), DPL (2), DPM (2), Sowers (2), CPT (2) y
 ½” (2) (Figura. 5.16 – Ubicación de las pruebas).
5.2.1 Penetración Estándar (SPT) Pruebas de SPT
Se realizaron 04 pruebas con el quipo del Laboratorio de Geotecnia del CISMID,
denominados SPT-1, SPT-2 y SPT-3 y SPT-5 y 8 pruebas con el equipo de la
Empresa CAA Ingenieros Consultores, denominados SPT-5, SPT-6, SPT-7,
SPT-8, SPT-9, SPT-10, SPT-11 y SPT-12.
5.2.2 Pruebas Auscultación Dinámica con el Cono Peck
Se realizaron 02 pruebas con el equipo de la Empresa CAA Ingenieros
Consultores, denominados Peck -1 y Peck-2.
5.2.3 Pruebas con el Cono Holandés CPT (Cone Penetration Test)
Se intentó realizar una primera prueba con el Equipo Mecánico del Cono
Holandés con capacidad de 2 Tn, obteniéndose valores hasta 1.40 m de
profundidad, a partir del cual se rebasaba su capacidad máxima.
Se optó por lo tanto realizar las pruebas siguientes con el Equipo Hidráulico, con
capacidad de 10 Tn, denominados CPT-1 y CPT-2.
Para la realización de las pruebas se contó con los equipos del CISMID.
5.2.4 Pruebas Auscultación Dinámica con el DPL (Dynamic Probing Light)
Se realizaron 02 pruebas con el equipo de la Empresa CAA Ingenieros Consultores,
denominados DPL-1 y DPL-2.
5.2.5 Pruebas de Auscultación Dinámica con el DPM (Dynamic Probing Medium)
Se realizaron 02 pruebas con el equipo de la Empresa CAA Ingenieros Consultores,
denominados DPM-1 y DPM-2.
5.2.6 Pruebas de Auscultación con el Weight Sounding Test (WST)
Se realizaron 02 pruebas con el equipo del Laboratorio de Geotecnia del CISMID,
denominados DPM-1 y DPM-2.

-195-
5.2.7 Pruebas con el Cono Sowers
Se realizaron 02 pruebas denominados Sowers-1 y Sowers -2, contando con el
equipo cedido gentilmente por el Dr. Jorge Alva Hurtado.
5.2.8 Pruebas con Varilla de  ½”
Se realizaron 02 pruebas denominadas  ½”- 1 y ½”- 2 con una varilla de
construcción corrugada  =½” con una longitud de 4.50 m, para lo cual se utilizó
un caballete para poder aplicar los golpes.
5.3 Pruebas Realizadas al Inicio de Cada Nivel
Durante la conformación de la arena al 100% de grado de compactación, se
realizaron pruebas de:
- Penetración Estándar
- Cono Peck
- DPL
- DPM
- Cono Sowers
- WST
-  de ½”
Dichas pruebas se realizaron con la finalidad de verificar el efecto de
confinamiento (Overburden), el efecto de la longitud de las barras sin empotrar,
colocando el martillo en la superficie y al fondo de la calicata y del diámetro de
la calicata en los resultados y de la posición del martillo (en superficie o al fondo
de la calicata).
Las pruebas se realizaron solamente en medio pozo, en una profundidad máxima
de 0.50 m. Terminada las pruebas en cada nivel se removió el material
volviéndose a compactar al 100%.

-213-
5.3.1 Nivel - 1.00 m
Pruebas de SPT
Cuadro N° 5.2 - Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT- 3 / SPT- 4
(nivel - 1.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% - GC=100%
SPT NO SPT -1
(arriba)
SPT -2
(arriba)
SPT -3
(abajo)
SPT -4
(abajo)
Prof.(m) 1.00 – 1.45 1.00 – 1.45 1.00 – 1.45 1.00 – 1.45
Penetración inicial Peso
propio (cms)
9 9 6 10
15 2 2 1 1
15 3 3 2 3
15 7 6 5 5
N° de golpes
30 cm
últimos
10 9 7 8
Pruebas de Auscultación Dinámica con Cono Peck
Cuadro N° 5.3 - Valores Obtenidos en la Prueba de Peck – 1/ Peck -2 (nivel - 1.00) en suelo
compactado con Dr = 69.3% - GC=100%
Sondaje NO
Peck -1 Peck 2
Prof.(m) 1.00 – 1.45 1.00 – 1.45
propio (cms)
7 12
15 1 2
15 3 4
15 5 6
N° de golpes
30 cm
últimos
(Cn)
8 10
Pruebas de Auscultación Dinámica con el DPL
Cuadro N° 5.4 - Valores Obtenidos en la Prueba de DPL- 1 / DPL – 2
Prueba NO
DPL-1 DPL-2
Penetración inicial por peso
propio (cms)
4 4
0.10 2 2
0.10 3 5
0.10 5 7
0.10 8 12
N° de golpes
0.10 13 17
Promedio “n” 6.2 8.6

-214-
Pruebas de Auscultación Dinámica con el DPM
Cuadro N° 5.5 - Valores Obtenidos en la Prueba de DPM – 1 / DPM – 2
Prueba NO
DPM-1 DPM-2
propio (cms)
6 6
0.10 1 1
0.10 1 2
0.10 2 2
0.10 4 4
N° de golpes
0.10 4 6
Promedio NDPM 2.4 3.0
Pruebas de WST
Cuadro N° 5.6 – Valores Obtenidos en la Prueba de WST-1/ WST– 2
(nivel -1.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% - GC=100%
WST – 1 WST-2
Masa (Kg) Penetración
(cms)
(cms)
5 6 5 4
15 -- 15 2
25 1 25 1
50 4 50 3
75 4 75 3
Prueba N°
100 5 100 4
N° de medias
vueltas
“Nwst”(0.20)
6 9
Pruebas con el Cono Sowers
Cuadro N° 5.7 - Valores Obtenidos en la Prueba de Sowers -1/ Sowers – 2
(nivel -1.00 ) en suelo compactado con Dr = 69.3% - GC=100%
Prueba N° Sowers 1 Sowers 2
Penetración
inicial por peso
propio (cms)
5 4
44 mm 1 44 mm 1
44 mm 3 44 mm 2
44 mm 3 44 mm 3
44 mm 3 44 mm 4
44 mm 3 44 mm 5
44 mm 5 44 mm 7
N° de golpes
Promedio
N° 44
3.6
Promedio
N° 44
3.6

-215-
Pruebas con Varilla  ½”
Cuadro N° 5.8 - Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” – 1 /  ½” – 2
Sondaje NO
 ½” – 1  ½” – 2
15 2 2
15 4 4
15 5 6
N° de golpes
30 cm
últimos
N ½”
9 10

-216-
5.3.2 Nivel - 2.00 m
Pruebas de SPT
Cuadro N° 5.9 -Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 /
SPT – 4 (nivel -2.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% - GC=100%
SPT NO SPT -1
(arriba)
SPT -2
(arriba)
SPT -3
(abajo)
SPT -4
(abajo)
Prof.(m) 2.00 – 2.45 2.00 – 2.45 2.00 – 2.45 2.00 – 2.45
propio (cms)
9 8 9 10
15 3 2 2 1
15 4 3 2 4
15 8 6 6 5
N° de golpes
30 cm
últimos,”N”
12 9 8 9
Cuadro N° 5.10 -Valores Obtenidos en la Prueba de Peck - 1 / Peck – 2
Sondaje NO Peck -1
(abajo)
Peck 2
(abajo)
Prof.(m) 2.00 – 2.45 2.00 – 2.45
propio (cms)
9 9
15 2 2
15 3 4
15 7 8
N° de golpes
30 cm
últimos
“Cn”
10 12
Cuadro N° 5.11 -Valores Obtenidos en la Prueba de DPL -1 / DPL – 2
Prueba NO
DPL-1 DPL-2
propio (cms)
3 2
0.10 3 2
0.10 5 5
0.10 8 6
0.10 13 10
N° de golpes
0.10 18 13

-217-
Cuadro N° 5.12 -Valores Obtenidos en la Prueba de DPM -1 / DPM-2 (nivel - 2.00)
en suelo compactado con Dr = 69.3% - GC=100%
Prueba N° DPM-1 DPM-2
propio (cms)
7 5
0.10 1 1
0.10 2 2
0.10 3 3
0.10 5 5
N° de golpes
0.10 5 5
Pruebas de WST
Cuadro N° 5.13 -Valores Obtenidos en la Prueba de WST -1 / WST – 2
WST – 1 WST-2
Masa (Kg)
Penetración
(cms)
Masa (Kg)
Penetración
(cms)
5 4 5 4
15 1 15 2
25 1 25 1
50 3 50 2
75 3 75 3
Prueba N°
100 3 100 3
N° de medias
vueltas “Nwst”
7 7
Cuadro N° 5.14 -Valores Obtenidos en la Prueba de Sowers -1 / Sowers -2
Prueba N° Sowers 1 Sowers-2
Penetración inicial
por peso propio
(cms)
4 4
44 mm 1 44 mm 2
44 mm 3 44 mm 2
44 mm 3 44 mm 3
44 mm 4 44 mm 5
44 mm 6 44 mm 5
44 mm 6 44 mm 5
N° de golpes
Promedio
N° 44
3.8
Promedio
N° 44
3.6

-218-
Cuadro N° 5.15 - Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1 ,  ½” – 2
Sondaje NO
 ½” – 1  ½” – 2
15 3 3
15 4 3
15 5 5
N° de golpes
30 cm
últimos
N ½”
9 8

-219-
5.3.3 Nivel - 3.00 m
Pruebas de SPT
Cuadro N° 5.16 -Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 /
SPT – 4 (nivel - 3.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% - GC=100%
SPT NO SPT -1
(arriba)
SPT -2
(arriba)
SPT -3
(Abajo)
SPT -4
(abajo)
Prof.(m) 3.00 – 3.45 3.00 –3.45 3.00 – 3.45 3.00 – 3.45
propio (cms)
7 9 10 10
15 3 2 2 2
15 5 3 3 3
15 7 5 4 5
N° de golpes
30 cm
últimos
“N”
12 8 7 8
Cuadro N° 5.17 -Valores Obtenidos en la Prueba de Peck - 1 / Peck – 2
Sondaje NO Peck -1
(abajo)
Peck 2
(abajo)
Prof.(m) 3.00 – 3.45 3.00 – 3.45
propio (cms)
10 10
15 2 2
15 3 3
15 6 5
N° de golpes
30 cm
últimos; Cn
9 8
Cuadro N° 5.18 -Valores Obtenidos en la Prueba de DPL -1 / DPL – 2 (nivel - 3.00)
Prueba N°
DPL-1 DPL-2
propio (cms)
2 2
0.10 2 2
0.10 4 3
0.10 7 5
0.10 9 7
N° de golpes
0.10 13 11
Promedio “n” 7 5.6

-220-
Cuadro N° 5.19 -Valores Obtenidos en la Prueba de DPM -1 / DPM- 2 (nivel - 3.00)
Prueba N° DPM-1 DPM-2
propio (cms)
5 6
0.10 3 1
0.10 2 1
0.10 3 2
0.10 3 2
N° de golpes
0.10 5 4
Promedio NDPM 3.2 2
Pruebas de WST
Cuadro N° 5.20 -Valores Obtenidos en la Prueba de WST -1 / WST – 2
WST – 1 WST-2
Masa (Kg)
Penetración
(cms)
Masa (Kg)
Penetración
(cms)
5 5 5 5
15 2 15 2
25 1 25 1
50 3 50 3
75 2 75 2
Prueba N°
100 2 100 3
N° de medias
vueltas “Nwst” (0.20)
12 8
Penetración
inicial por peso
propio (cms)
4 4
44 mm 2 44 mm 1
44 mm 3 44 mm 2
44 mm 3 44 mm 3
44 mm 6 44 mm 4
44 mm 5 44 mm 5
44 mm 7 44 mm 6
N° de golpes
Promedio
N° 44
4.3
Promedio
N° 44
3.5

-221-
Cuadro N° 5.22 -Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1 ,  ½”/  ½” – 2
Sondaje NO
 ½” – 1  ½” – 2
15 2 3
15 3 4
15 4 5
N° de golpes
30 cm
últimos
N ½”
7 9

-222-
5.3.4 Nivel - 4.00 m
Pruebas de SPT
Cuadro N° 5.23 -Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4
SPT NO SPT -1
(arriba)
SPT -2
(arriba)
SPT -3
(Abajo)
SPT -4
(abajo)
propio (cms)
10 10 10 10
Prof.(m) 4.00 – 4.45 4.00 – 4.45 4.00 – 4.45 4.00 – 4.45
15 2 2 3 1
15 6 4 2 3
15 8 6 5 5
N° de golpes
30 cm
últimos “N”
14 10 7 8
Cuadro N° 5.24 -Valores Obtenidos en la Prueba de Peck - 1 / Peck – 2 (nivel - 4.00) en
suelo compactado con Dr = 69.3% - GC=100%
Sondaje NO Peck -1
(abajo)
Peck 2
(abajo)
Prof.(m) 4.00 – 4.45 4.00 – 4.45
propio (cms)
12 12
15 2 2
15 3 4
15 6 8N° de golpes
30 cm
últimos Cn
9 12
Cuadro N° 5.25 -Valores Obtenidos en la Prueba de DPL – 1 / DPL -2 (nivel - 4.00)
Prueba NO
DPL-1 DPL-2
propio (cms)
3 3
0.10 2 2
0.10 5 6
0.10 8 10
0.10 10 17
N° de golpes
0.10 15 20
Promedio “n” 8 11

-223-
Cuadro N° 5.26 -Valores Obtenidos en la Prueba de DPM -1 / DPM- 2 (nivel - 4.00)
en suelo compactado con Dr = 69.3% -GC=100%
Prueba NO
DPM-1 DPM-2
propio (cms)
10 8
0.10 1 1
0.10 2 3
0.10 3 5
0.10 5 7
N° de golpes
0.10 7 9
Promedio NDPM 3.6 5
Pruebas de WST
Cuadro N° 5.27 Valores Obtenidos en la Prueba de WST -1 / WST – 2 (nivel - 4.00)
WST – 1 WST-2
(cms)
(cms)
5 5 5 5
15 1 15 2
25 2 25 2
50 2 50 3
75 2 75 2
Prueba N°
100 3 100 2
N° de medias vueltas
“Nwst” (0.20)
10 8
Penetración
inicial por peso
propio (cms)
4 4
44 mm 2 44 mm 1
44 mm 2 44 mm 2
44 mm 4 44 mm 3
44 mm 6 44 mm 4
44 mm 6 44 mm 5
44 mm 8 44 mm 7
N° de golpes
Promedio
N° 44
4.6
Promedio
N° 44
3.6

-224-
Cuadro N° 5.29 -Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1 ,  ½”/  ½” – 2
Sondaje NO
 ½” – 1  ½” – 2
15 3 3
15 4 4
15 6 5
N° de golpes
30 cm
últimos
N ½”
10 9

-225-
5.3.5 Nivel - 5.00 m
Pruebas de SPT
Cuadro N° 5.30 - Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4
SPT NO SPT -1
(arriba)
SPT -2
(arriba)
SPT -3
(Abajo)
SPT -4
(abajo)
propio (cms)
7 7 9 8
Prof.(m) 5.00 – 5.45 5.00 – 5.45 5.00 – 5.45 5.00 – 5.45
15 2 2 3 2
15 4 3 5 3
15 8 6 7 4
N° de golpes
30 cm
últimos “N”
12 9 12 7
Cuadro N° 5.31 - Valores Obtenidos en la Prueba de Peck - 1 / Peck – 2
Sondaje NO Peck -1
(abajo)
Peck 2
(abajo)
Prof.(m) 5.00 – 5.45 5.00 – 5.45
propio (cms)
10 12
15 2 2
15 4 4
15 7 7
N° de golpes
30 cm
últimos Cn
11 11
Cuadro N° 5.32 - Valores Obtenidos en la Prueba de DPL – 1 / DPL -2
Prueba NO
DPL-1 DPL-2
propio (cms)
4 3
0.10 2 2
0.10 6 5
0.10 11 10
0.10 11 14
N° de golpes
0.10 17 19
Promedio “n” 9.4 10

-226-
Cuadro N° 5.33 - Valores Obtenidos en la Prueba de DPM -1 / DPM- 2
Prueba NO
DPM-1 DPM-2
propio (cms)
8 10
0.10 2 1
0.10 2 3
0.10 4 4
0.10 5 5
N° de golpes
0.10 8 6
Pruebas de WST
Cuadro N° 5.34 - Valores Obtenidos en la Prueba de WST -1 / WST – 2
WST – 1 WST-2
(cms)
(cms)
5 6 5 4
15 2 15 2
25 1 25 1
50 3 50 3
75 3 75 3
Prueba N°
100 3 100 3
N° de medias
vueltas “Nwst”(0.20)
10 9
Cuadro N° 5.35 - Valores Obtenidos en la Prueba de Sowers -1 / Sowers -2
Penetración
inicial por peso
propio (cms)
5 5
44 mm 2 44 mm 1
44 mm 2 44 mm 2
44 mm 4 44 mm 3
44 mm 5 44 mm 5
44 mm 7 44 mm 6
44 mm 9 44 mm 7
N° de golpes
Promedio
N° 44
4.8
Promedio
N° 44
4

-227-
Cuadro N° 5.36 - Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1,  ½”/  ½” – 2
(nivel - 5.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% -GC=100%
Sondaje NO
 ½” – 1  ½” – 2
15 3 3
15 6 6
15 8 8
N° de golpes
30 cms
últimos
N ½”
14 14

-228-
5.3.6 Nivel - 6.00 m
Pruebas de SPT
Cuadro N° 5.37 - Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4
SPT NO SPT -1
(arriba)
SPT -2
(arriba)
SPT -3
(Abajo)
SPT -4
(abajo)
Prof.(m) 6.00 – 6.45 6.00 – 6.45 6.00 – 6.45 6.00 – 6.45
propio (cms)
7 10 11 10
15 2 2 2 2
15 4 4 2 2
15 8 6 5 6
N° de golpes
30 cm
últimos
“N”
12 10 7 8
Sondaje NO Peck -1
(abajo)
Peck 2
(abajo)
Prof.(m) 6.00 – 6.45 6.00 – 6.45
propio (cms)
11 10
15 2 2
15 4 4
15 8 8
N° de golpes
30cm últimos
Cn
12 12
Prueba NO
DPL-1 DPL-2
propio (cms)
4 4
0.10 2 2
0.10 8 6
0.10 11 8
0.10 13 11
N° de golpes
0.10 20 16

-229-
Prueba NO
DPM-1 DPM-2
propio (cms)
10 10
0.10 1 1
0.10 3 3
0.10 4 2
0.10 6 5
N° de golpes
0.10 7 6
Penetración
inicial por peso
propio (cms)
4.4 4.4
44 mm 2 44 mm 2
44 mm 3 44 mm 2
44 mm 5 44 mm 5
44 mm 6 44 mm 6
44 mm 7 44 mm 6
44 mm 8 44 mm 8
N° de golpes
Promedio
N° 44
5.1
Promedio
N° 44
4.8
Cuadro N° 5.42 - Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1 ,  ½”/  ½” – 2
Sondaje NO
 ½” – 1  ½” – 2
15 3 3
15 6 5
15 8 8
N° de golpes
30 cm
últimos
N ½”
14 13

-230-
5.3.7 Nivel - 7.00 m
Pruebas de SPT
Cuadro N° 5.43- Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4
SPT NO SPT -1
(arriba)
SPT -2
(arriba)
SPT -3
(Abajo)
SPT -4
(abajo)
Prof.(m) 7.00 – 7.45 7.00 – 7.45 7.00 – 7.45 7.00 – 7.45
Penetración inicial Peso propio
(cms)
10 10 4 4
15 2 2 2 2
15 3 4 2 2
15 5 6 6 6
N° de golpes
30 cm
últimos “N”
8 10 8 8
Sondaje NO Peck -1
(abajo)
Peck 2
(abajo)
Prof.(m) 7.00 – 7.45 7.00 – 7.45
(cms)
10 8
15 2 2
15 4 4
15 8 7
N° de golpes
30 cm
últimos Cn
12 11
(nivel -7.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% -GC=100%
Prueba NO
DPL-1 DPL-2
propio (cms)
10 5
0.10 4 4
0.10 7 8
0.10 9 11
0.10 15 17
N° de golpes
0.10 18 23
Promedio
“n” 10.6 12.6

-231-
Prueba NO
DPM-1 DPM-2
propio (cms)
7 10
0.10 2 1
0.10 2 2
0.10 3 2
0.10 6 5
N° de golpes
0.10 9 6
Penetración
inicial por peso
propio (cms)
4.4 4.4
44 mm 2 44 mm 2
44 mm 2 44 mm 2
44 mm 3 44 mm 2
44 mm 4 44 mm 3
44 mm 5 44 mm 6
44 mm 5 44 mm 6
N° de golpes
Promedio
N° 44
3.5
Promedio
N° 44
4.5
Cuadro N° 5.48 - Valores Obtenidos en la Prueba de  ½” -1,  ½” – 2 y  ½” – 3
Sondaje NO
 ½” – 1  ½” – 2  ½” – 3
15 3 4 4
15 5 9 9
15 8 13 12
N° de golpes
30 cm
últimos
N ½”
13 22 21

-232-
5.3.8 Nivel - 8.00 m
Pruebas de SPT
Cuadro N° 5.49- Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2 / SPT -3 / SPT – 4/
SPT-5 / SPT-6 (nivel -8.00) en suelo compactado con Dr = 69.3% - GC=100%
SPT NO SPT -1
(Abajo)
SPT -2
(Abajo)
SPT -3
(Abajo)
SPT -4
(Abajo)
SPT -5
(Arriba )
SPT -6
(Arriba)
Prof.(m)
8.00 –
8.45
8.00 –
8.45
8.00 –
8.45
8.00 –
8.45
8.00 –
8.45
8.00 –
8.45
propio (cms)
8 8 10 10 10 11
15 1 1 1 1 2 2
15 2 3 2 2 3 3
15 2 6 4 5 9 7
N° de
golpes
30 cm
últimos”N”
4 9 6 7 12 10
Prueba NO
DPL-1 DPL-2
propio (cms)
5 3
0.10 4 5
0.10 7 9
0.10 10 11
0.10 16 19
N° de golpes
0.10 23 30
Promedio “n” 12 14.8
Cuadro N° 5.51- Valores Obtenidos en la Prueba de DPM -1 / DPM- 2
Prueba NO
DPM-1 DPM-2
propio (cms)
10 10
0.10 1 1
0.10 3 3
0.10 4 4
0.10 6 6
N° de golpes
0.10 9 8

-233-
Penetración
inicial por peso
propio (cms)
4.4 4.4
44 mm 1 44 mm 2
44 mm 3 44 mm 2
44 mm 4 44 mm 3
44 mm 4 44 mm 4
44 mm 7 44 mm 5
44 mm 8 44 mm 7
N° de golpes
Promedio
N° 44
4.5
Promedio
N° 44
3.8

-234-
5.3.9 Nivel - 9.00 m
Pruebas de SPT
Cuadro N° 5.53 - Valores Obtenidos en la Prueba de SPT – 1 / SPT – 2
SPT NO SPT -1
(arriba)
SPT -2
(arriba)
Prof.(m) 9.00 – 9.45 9.00 – 9.45
(cms)
10 4
15 3 2
15 7 4
15 8 8
N° de golpes
30 cm
últimos “N”
15 12

UNIVERSIDAD NACIONAL DE INGENIERIA
Facultad de Ingeniería Civil Capitulo VI : Comparación de resultados y
reglas de regresión
-235-
CAPÍTULO VI
COMPARACIÓN DE RESULTADOS Y REGLAS DE REGRESIÓN
6.1 Introducción
Se ha efectuado la correlación de los valores obtenidos en las diferentes pruebas
para el Grado de Compactación de GC=100% (Dr=69.3%). Debido a los valores
muy bajos obtenidos en las diferentes pruebas (Cuadro N° 6.1), no se ha podido
establecer correlaciones para el Grado de Compactación de GC=90%,
(Dr=18.9%).
Cuadro N° 6.1 Valores obtenidos en las diferentes pruebas GC=90%.
Prueba
Número de
golpes o
Medias
Vueltas
SPT 0 ,1,2
Peck 0,1,2
DPL 0,1,2,3,4
DPM 0,1
WST 0,2,3,4,6
Sowers 0,1,2
6.2 Procedimiento
Inicialmente se realizó la recta de regresión por el Método de los Mínimos
Cuadrados de cada una de las pruebas realizada vs la profundidad. Luego en las
pruebas de SPT y Cono Peck se corrigió los valores de los números de golpes de
la recta de regresión, por los factores El, Ec, ED, Es, Er y CN, obteniéndose N60,
N1(60), Cn(60) y Cn1(60).
A continuación se obtuvo la recta de regresión de los valores de N(60) y Cn(60).
Luego por comparación se obtuvieron las siguientes rectas de regresión:

-236-
Cuadro N° 6.2 Correlaciones Efectuadas
N60 Vs Cn60 Cn60 Vs qC qC Vs N44 N44 Vs nDPL
nDPL Vs
NDPM
NDPM Vs
NWST (0.20)
NWST (0.20) Vs
NWST (1.00)
N60 Vs qC Cn60 Vs N44 qC Vs nDPL
N44 Vs
NDPM
nDPL Vs
NWST (0.20)
NDPM Vs
NWST (1.00)
NWST (0.20) Vs
N ½”
N60 Vs N44
Cn60 Vs
nDPL
qC Vs NDPM
N44 Vs
NWST (0.20)
nDPL Vs
NWST (1.00)
NDPM Vs N
½”
NWST (1.00) Vs
N ½”
N60 Vs nDPL
Cn60 Vs
NDPM
qC Vs
NWST (0.20)
N44 Vs
NWST (1.00)
nDPL Vs N
½”
N60 Vs NDPM
Cn60 Vs
NWST (0.20)
qC Vs
NWST (1.00)
N60 Vs NWST
(0.20)
Cn60 Vs
NWST (1.00)
qC Vs N
½”
N60 Vs NWST
(1.00)
Cn60 Vs N
½”
N60 Vs N
½”
Se comparó así mismo los valores promedios de N1(60) Vs Cn1(60) y N1(60) Vs qC1,
obteniéndose valores similares a la relación de N60 Vs Cn60 y N60 Vs qC
respectivamente.
Por otra parte, a fin de obtener un valor de rápida comparación de las pruebas se
obtuvo una constante de proporcionalidad para cada una de las relaciones
mencionadas anteriormente, notándose una disminución del “Coeficiente de
Determinación” (R2
), que representa una correlación menos exacta.
6.3 Regresión Lineal Simple
La primera forma del estudio de la asociación entre las variables X e Y es
denominada “regresión”, que consiste en determinar la relación funcional lineal
(recta de regresión) entre ellas con el fin de predecir el valor de una variable en
base a la otra. La variable que se va a predecir se denomina variable dependiente
y la variable que es la base de la predicción se denomina variable independiente.
La segunda forma del estudio de la asociación entre las variables X e Y es
denominada “correlación” que consiste en determinar la variación conjunta de
las dos variables, su grado o nivel de relación y su sentido (positivo o negativo).
La medida del nivel de relación se denomina Coeficiente o Índice de
Correlación.

-237-
El cuadrado del Índice de Correlación se denomina “Coeficiente de
determinación”.
6.3.1 Datos y Gráfica de Dispersión
Los datos de la regresión simple se basa en los “n” datos en parejas (X , Y), (X2 ,
Y2), …., (Xn, Yn), correspondientes a las variables bidimensionales (X, Y),
donde los Xi son los valores de la variable independiente X y los Yi son los
valores de la variable dependiente Y.
Los métodos estadísticos descriptivos como media y la desviación estándar son
validos en cada una de las dos variables. La estadística descriptiva nueva aquí es
la “covarianza” que mide la dispersión o variabilidad conjunta de los valores de
las variables (X, Y) con respecto a las medias  YX , .
Es frecuentemente posible visualizar el tipo de relación existente entre las dos
variables (X,Y) analizando la gráfica en el plano cartesiano (Xi , Yi) denominada
gráfica de dispersión ó XY dispersión.
La Figura N° 6.1 indica la tendencia de la relación existente entre las dos
variables.
Figura. N° 6.1 Tendencias de los diagramas de dispersión
6.3.2 La Covarianza
La covarianza de los datos observados en una muestra, es la estadística que mide
el nivel de variabilidad (dispersión o concentración) conjunta de los datos de las
variables en pareja (X , Y) con respecto a sus medias respectivas.
Asi la covarianza de “n” valores (X1, Y1), (X2, Y2),……(Xn, Yn) de una variable
bidimensional (X, Y) es el número real, denotada por “Cov xy” y que se define

-238-
como la media aritmética de los productos de las desviaciones conjuntas de los
datos con respecto a sus correspondientes medias. Esto es:
n
yyxx
Cov
n
i
ii
XY





 ))((
1
El numerador de la covarianza se denota también por Sxy y verifica la relación:





  yxnyxyyxxS
n
i
ii
n
i
iixy ..))((
11
Luego :




yx
n
yx
n
S
Cov
n
i
ii
xy
xy .1
La covarianza a diferencia de la varianza puede ser negativa.
6.3.3 Coeficiente o Índice de Correlación
Definición
El coeficiente o índice de correlación lineal de Pearson de los n pares de valores
(x1, y1), (x2,y2), ….,(xn, yn) de la variable bidimensional (X, Y) es el numero
abstracto o relativo R que se calcula por:
YX ss
Cov
R 
Donde: SX es la desviación estándar de X
SY es la desviación estándar de Y
Si hacemos: 


n
i
iXX xnxS
1
22
. y 


n
i
iYY ynyS
1
22
. , es fácil verificar que:







222
.
..
.
2
ynyxnx
yxnxy
SS
S
R
YYXX
XY
El coeficiente de correlación de la muestra es un número real comprendido entre -1 y
+1, esto es:
- 1  r  1

-239-
Interpretación del Coeficiente o Índice de Correlación:
Si R =1, se dice que hay una correlación lineal perfecta positiva.
Si R = -1, se dice que hay una correlación lineal perfecta negativa.
Si R =0, se dice que no hay correlación entre las dos variables.
Es obvio, que cuanto mas cercano esté a 1 el valor absoluto de r se tendrá una
“buena” correlación, pero, ¿que valores de r indican una correlación lineal buena
a aceptable a nivel descriptivo entre las variables X, Y?.
El grado o nivel de ajuste de la ecuación a los datos se analiza en forma
descriptiva aplicando el coeficiente o índice de determinación (R2
) que se define
como el cuadrado del coeficiente de correlación.
6.3.4 Regresión Lineal Simple
Dada una muestra de n datos (x1, y1), (x2,y2),……….,(xn, yn) observados de la
variable bidimensional (X,Y). La regresión lineal simple de la variable
dependiente Y con respecto a la variable independiente X, consiste en obtener la
ecuación de la recta o modelo de regresión:
Y = a + bX
que mejor se ajuste a los valores de la muestra, con el fin de poder predecir o
pronosticar los valores de Y dado X. (Figura N° 6.2).
Figura. N° 6.2 Desviaciones de valores observados y ajustados
El proceso de obtener el modelo de regresión, analizar su validez y predecir Y
dado X, es la regresión.

-240-
Hallar la función lineal Y=a+bX, es un proceso que consiste en determinar los
valores de a y b aplicando los datos de la muestra.
Usaremos la notación
^
iy para representar un valor de Y calculado de la
ecuación de regresión Y = a + bX cuando X es igual a xi. Esto es bxay i 
^
.
Al valor
^
iy se denomina pronosticado o ajustado de Y cuando X= xi.
Si xi es un valor de la muestra, entonces (xi,
^
iy ) es un punto de la recta de
regresión Y = a + bX.
Definición
Se denomina error o residuo a cada diferencia (positiva o negativa),
iii yyd


del valor observado yi y el valor pronosticado iy

.
El método que aplicaremos para determinar la recta que mejor se ajuste a los b
datos de la muestra (xi, yi) es el método de mínimos cuadrados que se expone a
continuación.
6.3.5 Recta de Regresión de Mínimos Cuadrados
Intuitivamente de la Figura 6.2, la mejor recta de ajuste seria aquella que
minimice todos los residuos de los datos, pero no es posible aplicar este criterio,
porque se demuestra que 0 id . Por esta razón es que se minimiza los
cuadrados de los residuos.
La recta de regresión de mínimos cuadrados de Y en X es aquella que hace
minima la suma de los cuadrados de los residuos o errores (SCE) cuya expresión
es:
   



n
i
n
i
iii
n
i
i bxayyydSCE
1 1
22
1
2
)()(
Es decir, determinar una recta de regresión de mínimos cuadrados aplicando los
datos de la muestra, consiste en hallar los valores de a y b de manera que hagan
minima la suma (que resulta ser una función de a y de b):
  

n
i
ii bxaySCE
1
2

-241-
Este requisito se cumple, de acuerdo con el teorema de Gauss - Márkov si a y b
se determinan resolviendo el siguiente sistema de ecuaciones normales:
  

n
i
n
i
ii xbnay
1 1
   

n
i
i
n
i
n
i
iii xbxayx
1
2
1 1
Estas ecuaciones se obtienen de igualar a cero las derivadas de SCE con respecto
a y con respecto a b respectivamente consideradas como variables, ya que (xi, yi)
son datos observados.
Resolviendo el sistema de ecuaciones normales para b, se obtiene:
  
  


 22
xxn
yxxyn
b
Y dividiendo por n la primera ecuación normal, se tiene:
ybya 
6.4 Valores de Campo y Rectas de Regresión
Se han procesado inicialmente los datos de campo a fin de obtener la recta de
regresión ajustada por mínimos cuadrados de los valores de las diferentes
pruebas, versus la profundidad.
Luego se ha obtenido los valores corregidos del SPT y Cono Peck, es decir N60 y
Cn60, con los cuales se ha establecido las correlaciones con los demás equipos.
No se ha considerado la corrección por Presión de Tierras (Overburden) porque
se considera que afecta a todas las pruebas, eliminándose su efecto en la
correlación.
6.5 Resumen de las Rectas de Regresión
De las rectas de regresión y ajustes efectuados se deduce las siguientes reglas de
regresión:

-242-
Cuadro N° 6.3 Ecuaciones de las Rectas de Regresión
Correlaciones con el SPT
SPT Vs Cono Peck N60=0.5848 (Cn60)-0.8248 R2
=1.0000
SPT Vs CPT N60=0.1732 qC + 1.9103
qC en Kg/cm2
R2
=0.9833
SPT Vs Cono Sowers N60=0.2254 N44+5.5827 R2
=0.9878
SPT Vs nDPL N60=0.1277 nDPL+5.5492 R2
=0.9833
SPT Vs NDPM N60=0.5317 NDPM+5.6475 R2
=0.9790
SPT Vs NWST (0.20) N60=0.3842 NWST(0.20) + 0.1829 R2
=0.9830
SPT Vs NWST (1.00) N60= 0.0797 NWST(1.00) + 0.2939 R2
=0.9853
SPT Vs N ½” N60=1.1854 N ½” - 14.544 R2
=0.9926
Correlaciones con el Cono Peck
Cono Peck Vs CPT Cn=0.2963 qc + 4.6692 R2
= 0.9824
Cono Peck Vs Cono Sowers Cn=0.3854 N44 + 10.96 R2
= 0.9872
Cono Peck Vs nDPL Cn= 0.2184nDPL + 10.898 R2
= 0.9825
Cono Peck Vs NDPM Cn= 0.9101 NDPM + 11.061 R2
= 0.9776
Cono Peck Vs NWST (0.20) Cn= 0.6911 NWST(0.20) + 0.2771 R2
= 0.9846
= 0.9846
Cono Peck Vs N ½” Cn= 2.0171 N ½” – 23.261 R2
= 0.9914
Correlaciones con el CPT
qC Vs N44 qC =1.2888 N44 + 21.521 R2
= 1.0000
qC Vs nDPL qC = 0.7373 nDPL + 21.015 R2
= 1.0000
qC Vs NDPM qC = 3.1842 NDPM + 20.549 R2
= 1.0000
qC Vs NWST (0.20) qC = 2.2216 NWST (0.20) - 20.607 R2
= 1.0000
qC Vs NWST (1.00) qC = 0.4391 NWST (1.00) - 15.493 R2
= 1.0000
qC Vs N ½” qC = 8.539 N ½” - 129.49 R2
= 1.0000
Correlaciones con el Cono Sowers
Cono Sowers Vs nDPL N44 = 0.572 nDPL + 0.3926 R2
=1.0000
Cono Sowers Vs NDPM N44 = 2.4705 NDPM - 0.7531 R2
=1.0000
Cono Sowers Vs NWST (0.20) N44 = 1.7236 NWST(0.20) – 24.532 R2
=1.0000
=1.0000
Cono Sowers Vs N ½” N44 = 6.626 N ½” - 117.18 R2
=1.0000
Correlaciones con el nDPL
nDPL Vs NDPM nDPL = 4.3189 NDPM – 0.6313 R2
=1.0000
nDPL Vs NWST (0.20) nDPL = 0.6863 NWST(0.20) - 0.9776 R2
= 0.9902
nDPL Vs NWST (1.00) nDPL = 0.1357 NWST(1.00) + 0.6022 R2
= 0.9902
nDPL Vs N ½” nDPL = 11.581 N ½” - 204.13 R2
= 1.0000
Correlaciones con el NDPM
NDPM Vs NWST (0.20) NDPM = 0.6976 NWST(0.20) - 9.6249 R2
= 1.0000
= 1.0000
NDPM Vs N ½” NDPM = 2.6813 N ½” – 47.113 R2
= 1.0000
Correlaciones con el NWST
NWST (0.20) Vs NWST (1.00) NWST (0.20) = 0.1977 NWST(1.00)+ 2.3018 R2
= 1.0000
NWST (0.20) Vs N ½” NWST (0.20) = 3.8423 N ½” - 53.712 R2
= 1.0000
NWST (1.00) Vs N ½” NWST (1.00) = 19.445 N ½” - 283.5 R2
= 1.0000
(Cuadros del N° 6.24 al 6.59)

-243-
Las relaciones propuestas son validas para el tipo de suelo ensayado es decir
arenas finas pobremente gradadas con coeficiente de uniformidad Cu=1.896,
coeficiente de curvatura Cc=0.95, gravedad especifica Gs=2.73, relación de
vacios máximo emax= 0.913, emin= 0.549 compactado con una densidad relativa
de Dr = 69.3% y para el rango de valores ensayados.
6.6 Resumen de las Constantes de Proporcionalidad
Con la finalidad de obtener una relación de rápida comparación de la pruebas, se
obtuvo Constantes de Proporcionalidad entre ellas, en la que se ha considerado
solamente las relaciones que presentan buenas correspondencias con las
ecuaciones de las rectas de regresión
Cuadro N° 6.4 Constante de Proporcionalidad entre los diferentes equipos ensayados que
presentan buena correspondencias con las ecuaciones de las rectas de regresión
Constante de Proporcionalidad con el SPT
SPT Vs Cono Peck N60=0.5566 Cn60 R2
= 0.9974
SPT Vs CPT (N1)60= 0.5596 Cn60
N60= 0.1977 qC1
R2
= 0.9782
SPT Vs NWST (0.20) N60= 0.3876 NWST(0.20) R2
=0.9837
=0.9849
Constante de Proporcionalidad con el Cono Peck
Cono Peck Vs NWST (0.20) Cn60= 0.698 NWST (0.20) R2
= 0.9845
= 0.9791
Constante de Proporcionalidad con el nDPL
nDPL Vs NDPM nDPL = 4.2825 NDPM R2
= 0.9999
nDPL Vs NWST (0.20) nDPL = 0.662 NWST (0.20) R2
= 0.9889
= 0.9770
Constante de Proporcionalidad con el Cono Sowers
Cono Sowers Vs nDPL N44= 0.5674 nDPL R2
= 0.9999
Cono Sowers Vs NDPM N44 = 2.4271 NDPM R2
= 0.9996
Constante de Proporcionalidad con el NWST
NWST (0.20) Vs NWST (1.00) NWST (0.20) = 0.2096 NWST (1.00) R2
= 0.9960
(Cuadros del N° 6.60 al 6.71)

-244-
6.7 Energías Específicas y Correlaciones de los Equipos de Penetración
Dinámicos
La energía específica esta dado en general por medio de la siguiente relación
lxA
hxW
El 
Donde :
W= Peso del martillo
H= Altura de caída
A= Área de la punta de ataque
L = Longitud total penetrada
Representa la energía proporcionada por cada equipo en relación al área y
longitud recorrida.
Luego considerando los diferentes equipos se tiene las siguientes energías
específicas:
Cuadro N° 6.5 Energías Especificas de los Diferentes Equipos de Impacto
Equipo
W
Kilos
H
cms
A
cm2
L
cms
El








cmcm
cmsKgs
2
SPT 63.5 76 10.69 30 15.04
Cono Peck 63.5 76 31.67 30 5.08
DPL 10 50 10 10 5.00
DPM 30 50 10 10 15.00
Cono
Sowers
6.79 50.8 11.395 4.44 6.82
Luego podemos establecer unas primeras correlaciones considerando solamente
las características geométricas y de peso de los equipos, mediante la siguiente
expresión:
Ei x Ni = Ej x Nj
Correlación
SPT Vs Cono Peck : NSPT = 0.338 CnPeck
Cono Sowers Vs nDPL : N44 = 0.733 nDPL
Cono Sowers Vs NDPM : N44 = 2.199 NDPM
NDPL VS NDPM : nDPL= 3.000 NDPM

-245-
Se presenta a continuación la relación entre las constantes de proporcionalidad en base
a las pruebas realizadas y las constates de proporcionalidad con la energía especifica.
Cuadro N° 6.6 Correlación entre las Constantes de Proporcionalidad obtenido en las
Pruebas y Mediante las Energías Especificas
Correlación de
Equipos
Constante de
proporcionalidad
en base a las
pruebas realizadas
Constante de
Proporcionalidad
con la energía
especifica
SPT Vs Cono Peck 0.5566 0.338
Cono Sowers Vs nDPL 0.5674 0.733
Cono Sowers Vs
NDPM
2.4271 2.199
nDPL VS NDPM 4.2825 3.000

Facultad de Ingeniería Civil Capitulo VII: Análisis Comparativo de los resultados de las
diferentes pruebas con el ángulo de fricción interna
-289-
CAPÍTULO VII
ANÁLISIS COMPARATIVO DE LOS RESULTADOS DE LAS
DIFERENTES PRUEBAS CON EL ÁNGULO DE FRICCIÓN
INTERNA
7.1 Introducción
Con los resultados de las diferentes pruebas realizadas en el suelo compactado
con una densidad relativa de Dr=69.3% (GC=100%), se han efectuado las
siguientes determinaciones:
- Determinación del ángulo de fricción interna (), mediante relaciones propuestas
por diferentes autores, considerando los valores de N1(60) y N60 obtenidos de las
pruebas de Penetración Estándar (SPT) y la resistencia en la punta “qC” de la
prueba del Cono Holandés CPT.
- Se ha establecido la relación qC/N60 y comparado con otras investigaciones.
- Se ha determinado el valor del Módulo de Elasticidad “E” y de la Densidad
Relativa “Dr” en base al N60 y N1(60) del SPT y “qC” del CPT.
- Se ha ubicado la relación (qC/N60) en gráficos de varios autores.
- Se ha ubicado la Densidad Relativa (Dr) en gráficos de varios autores en función
de N60 y V .
- Se ha ubicado la Densidad Relativa (Dr) en gráficos de varios autores en función
de “qC” del CPT.
- Se ha ubicado el valor promedio corregido del número de medias vueltas NWST
(0.20) de la prueba Weight Sounding Test en el cuadro de la Norma Europea
Eurocódigos y NWST(1.00) en el gráfico de correlación con el “N” del SPT.
7.2 Valores del Ángulo de Fricción Interna  en Función de Relaciones
Publicadas con el NSPT y de la Densidad Relativa (Dr)
En las fórmulas que no se menciona la relación de energía y correcciones por
sobrecarga y otros, se ha considerado que los equipos presentan una relación de
energía de ER=60% y los mismos factores de corrección empleados en la
presente investigación.

-290-
En base al valor de N1(60) del cuadro N° 7.1 se han obtenido los valores de N1(45),
N1(70) y N1(72) que se emplean en algunas relaciones.
Cuadro N° 7.1 Valores del Ángulo de Fricción Interna según varios autores en
función del N1(60), N1(45), N1(70) y N1(72),
interna  601

N
(  )
Obtenido
Referencia
N145 y
N172 y
N70
=28.5 + 0.25 x N1 45
15.98 33.83 Peck (1956)
(Ref. 41)
21.31,
19.28
=26.25 (2-exp (-N145/62)
15.98 33.88
Peck, Hanson
y Thornburn
(1956) (Ref. 41)
21.31,
19.28
=(0.3 N)
0.5
+ 27
15.98 29.19
Peck, Hanson
(1953)
(Ref. 51)
=15 + (20x N172)
0.5c
15.98 31.32 Nishida
(Ref. 41)
13.32
=arctan
34.0
1
5.32
60







 N
15.98 30.24
Schmertmann
(1977)
(Ref. 41)
=27+0.30 N172 15.98 30.99 JNR (1982)
(Ref. 41)
13.32
=27+0.30 NSPT
NSPT=Numero de golpes
normalizado
15.98 31.79
Shioi – Fukui -
Japanese
National
Railway
(1982)
(Ref. 53)
=15+(15 N172)
0.5
15.98 29.13 JRB (1982)
(Ref. 41)
13.32
= 1515 normN
normalizado
15.98 30.48
Shioi – Fukui -
Road Bridge
Specification
(1982)
(Ref. 53)
=(15 Nnorm)
0.5
+15  45
donde N>5
normalizado
15.98 30.48
Japan Road
Asociation
(1990)
(Ref. 51)
= 28+0.28 NSPT 15.98 32.50 Sowers (1961)
(Ref. 53)
=29.47+ 0.46 NSPT –
0.004 NSPT
2
(< 5% limo) 15.98 35.08
Meyerhof
(1965)
(Ref. 36, 53)
=27.1+0.3
601N -
0.00054  2
1N
15.98 31.76 Wolff (1989)
(Ref. 16)
= 15'18 70 N 15.98 30.70
Shioi y Fukui
(1982)
(Ref. 19)
13.70
=(15.4 (N160))
0.5
+20 15.98 35.69
Hatanaka and
Uchida (1996)
(Ref. 75)
= 2020 1 N 15.98 37.88
Hatanaka and
Uchida (1996)
(Ref. 16)
=   1520
5.0
N 15.98 32.87 Osaki (1959)
(Ref. 44)
=   1512
5.0
N 15.98 28.84
Dunham
(1954)
(Ref. 44)

-291-
interna  601

N
(  )
Obtenido
Referencia
N145 y
N172 y
N70
= N5.320 15.98 33.99
Muromachi
(1974)
(Ref. 33)
’= 26.7 + 0.36 N’-
0.0014 (N’)2 15.98 32.09
Peck et. al.
(1974)
(Ref. 1)
Promedio 32.14°
Del cuadro N° 7.1 se obtiene un ángulo de fricción interna promedio  =32.14°,
que se encuentra dentro del rango obtenido en los ensayos de Corte Directo
realizados en los Laboratorios de la UNI ( =32.70°) y CISMID ( =31.40°).
Por otro lado también existen relaciones para obtener el ángulo de fricción
interna en función de la densidad relativa tal como se presenta a continuación:
Meyerhoff (1956) (Ref. 11, 85)
rD15.0º25  >5% arena fina y limo…….. (7.1)
Con Dr=69.3% se obtiene =35.4°.
Bowles (1996) (Ref. 19)
Ø=28º+15º Dr (±2º)] …….. (7.2)
=38.4°.
Ingresando Dr=69.3% de densidad relativa se obtiene un =38.4°.
Decourt (1989) Ref. 32
Máximoángulodefricioninterna,Ø'(grados)
Grava uniforme
Grava, arena , limo bien gradada uniforme
Arena gruesa uniforme
Arena media bien gradada
Arena media uniforme
Arena fina bien gradada
Arena
fina
uniform
e
46
44
42
40
38
36
34
32
30
28
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
Densidad Relativa, %
Figura N° 7.1 Ubicación del ángulo de fricción interna () en función de la Dr de 69.3%.

-292-
Del gráfico ingresando Dr=69.3% de densidad relativa se obtiene un =37.8°.
De las relaciones y gráficos propuestas se obtiene un ángulo de fricción interna
comprendido entre =35.4° - =38.4° mayores que los valores obtenidos en los
ensayos de corte directo.
7.3 Correlación entre el Valor NSPT y la Densidad Relativa
Se ha determinado la densidad relativa en función de N1(60) y N60, ’Z ó ’V de
acuerdo a las relaciones propuestas:
Cuadro N° 7.2 Resumen de las Correlaciones entre el NSPT y la Dr
(Densidad Relativa)
Dr
(Densidad Relativa)
Dr (obtenido)
(%)
Referencia
Dr(%)=
100
'
98
9
06.0
23.0
5.07.1
50
78
x
D
N
Z



























’Z= Kpa , D50 = 0.22 mm
74.18
(Cuadro 7.3)
Cubrinovski con
Ishihara (1999)
(Ref. 31)
Dr=
60
100
)60(1N
Donde: N1(60)=15.98
51.61
(Promedio)
Skempton
(1986)
(Ref. 36, 81)
Dr =
)'10(7.1 V
N
 V' =Psi
63.04
(Cuadro 7.3)
Gibbs and Holtz
(1957)
(Ref. 37)
Dr = Co Po
-C1 2
60
C
N
Donde : Po = KPa
C0 = 18 a 25 con una mayor aproximación de 25
C2=0.44 a 0.57 con una mayor aproximación de 0.46
C1= 0.12 a 0.14 con una mayor aproximación de 0.12
51.41
(Cuadro 7.3)
Yoshida (1998)
(Ref. 19)
0.0046 Dr
2
= N1(60) Donde: N1(60)=15.98
58.94
(Promedio)
Tokimatsu and
Seed (1987)
(Ref. 35)
Cr (%) = 11.7 + 0.76 (222 Nf+ 1600 – 53 ’v- 50
2
uC )
0.5
Donde:
Cu= (2) NF = Numero de Golpes
’v= (lb/pulg2
) Cr = Densidad Relativa
60.37
(Cuadro 7.3)
Marcuson and
Bieganovsky
(1977)
(Ref. 16)
'
0
2236.0
100 vba
NDr


’0 a b
<15 T/m2
1.00 0.20
>15 T/m2
3.25 0.05
53.06
(Cuadro 7.3)
Giuliani y Nicoll
(1982)
(Ref. 33, 38)
42;1416 )60(1)60(1)78(1  NNNDr
Donde: N1(60) = 15.98
55.96
Promedio
Meyerhof
(1957)
(Ref. 97)

-293-
Dr
(Densidad Relativa)
Dr (obtenido)
(%)
Referencia























 6.05.1
222.0
F
N
Dr
F=0.0065 
2
V0+1.68 V0+14
Donde: V0=Ton/m2
69.44
(Cuadro 7.3)
Gibbs and Holts
(1957)
(Ref. 37 , 53 )
7.0
21 '


V
SPTN
Dr

Donde: 'v=kg/cm2
65.18
(Cuadro 7.3)
Meyerhof (1957)
(Ref. 53. 58)
 '
014.4120
2
v
SPT
N
Dr


Para 'V  0.732 Kg/cm2
 '
0024.124.320
2
v
SPT
N
Dr


Para 'V>0.732 Kg/cm
2
45.16
(Cuadro 7.3)
Bazaraa (1967)
(Ref. 13, 53)
Ln Dr= 0.478 Ln NSPT - 0.262 Ln 'V+2.84
Donde: 'V=Kg/cm
2
66.91
(Cuadro 7.3)
Schultze &
Mezembach
(1961)
(Ref. 53)
Observándose en el Cuadro N° 7.2 podemos deducir que las fórmulas propuestas
por Cubrinovski con Ishihara (1999) (Dr=74.18%), Gibbs and Holts (1957)
(Dr=69.44%), Meyerhof (1957) (Dr=65.18%), Schultze & Mezembach (1961)
(Dr=66.91%), se aproximan al valor promedio de la presente investigación de
Dr=69.3%.

-294-
Cuadro N° 7.3 Determinación de la Dr en función del NSPT por diferentes autores

-295-
A continuación se presentan los gráficos de relación de NSPT con la densidad
Relativa (Dr) y la profundidad según COFFMAN (1960), GIBSS y HOLT
(1957) y SKEMPTON (1986) en las que se ha replanteado la relación presión
vertical – número de golpes N60 de la presente investigación.
COFFMAN (1960)
0.000 7.060
2.480 8.290
4.950 9.600
7.430 11.460
9.900 12.770
12.380 14.960
14.850 16.350
17.330 19.830
19.810 21.390
22.280 22.940
Tesis de Maestria CAA -2011
Presión
Vertical Psi
Número de
Golpes N60
0
5
10
15
20
25
30
35
40
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90
N60
PRESIONVERTICALPSI
Tesis de Maestria CAA-2011
Figura N° 7.2 Ubicación de la Densidad Relativa en el gráfico de relación de N60 y v
propuesto por COFFMAN (1960). (Ref. 71)
GIBBS Y HOLTZ (1957 )
0.000 7.060
2.480 8.290
4.950 9.600
7.430 11.460
9.900 12.770
12.380 14.960
14.850 16.350
17.330 19.830
19.810 21.390
22.280 22.940
Presión
Vertical Psi
Número de
Golpes N60
0
5
10
15
20
25
30
35
40
0 20 40 60 80 100
N60
PRESIONVERTICALPSI
Figura N° 7.3 Ubicación de la Densidad Relativa en el gráfico de relación con N60 y v
propuesto por Gibbs y Holtz (1957). (Ref. 37)

-296-
SKEMPTON (1986)
0.000 7.060
2.480 8.290
4.950 9.600
7.430 11.460
9.900 12.770
12.380 14.960
14.850 16.350
17.330 19.830
19.810 21.390
22.280 22.940
Presión
Vertical Psi
Número de
Golpes N60
0
5
10
15
20
25
30
35
40
0 20 40 60 80 100
N60
PRESIONVERTICALPSI
Figura N° 7.4 Ubicación de la Densidad Relativa en el gráfico de relación con N60 y
'v , Skempton (1986) (Ref. 81)
Observándose los gráficos podemos deducir que:
- En el gráfico de Coffman (1960) se obtiene una densidad relativa
comprendida entre Dr=64 y 69% aumentando con la profundidad.
- En el gráfico de Gibbs y Holtz (1957) se obtiene una densidad relativa -
- En el gráfico de Skempton (1986) se obtiene una densidad relativa
Siendo el gráfico de Coffman (1960) la que presenta mejor aproximación a la
densidad relativa de la presenta investigación de Dr=69.3%.

-297-
7.4 Correlación entre Módulo de Elasticidad ( E ) y el valor NSPT
Cuadro N° 7.4 Valores Obtenidos del Módulo de Elasticidad ( E ) en
función del NSPT
( E )
E
(obtenido )
Referencia
E=7 N
E=MPa
27.98
(285.21 Kg/cm2
)
Denver (1982)
(Ref. 33)
E=2BN Donde: B=4(Arena fina)
E=Kg/cm2 127.84 Schmertmann (1978)
(Ref. 36 y 53)
E=7.71 N+191
E=(Kg/cm2
)
314.21 D’Apollonia (1970)
(Ref. 36)
E=5.27N+76
E=(Kg/cm2
) 160.21
Schultze &
Menzebach
(Ref. 36, 53)
E=8N
E=(Kg/cm2
)
127.84 Meigh y Nixon
(Ref. 56)
E=5 (N60+15)
E=(Kg/cm2
)
154.90 Webb (1969)
(Ref. 14)
E=(350 a 500)LogN60
E=(Kg/cm2
)
511.52 Trofinenkov (1974)
(Ref. 14)
E=40+3 (N60 - 6) N60>15
E=(Kg/cm2
)
69.94 Begemann (1974)
(Ref. 14)
E=N60 Donde: =5 (Arena con
finos)
E=(Kg/cm2
)
79.90
Kulhawy and Mayne
(1990)
(Ref. 14)
Del Cuadro N° 7.4 se puede deducir que el valor del Módulo de Elasticidad,
obtenido mediante correlaciones con el valor “N” del SPT, está comprendido
entre E= 69.94 – 511.52 Kg/cm2
, correspondiente a arenas de compacidad media
a densa según se muestra en el Cuadro 7.5.
Cuadro N° 7.5 - Parámetros elásticos para varios suelos
Módulo de Elasticidad , Es
Tipo de Suelo Kg/cm2
lb/pul2
MN/m2
Arena Suelta 105.46 - 246.07 1,500 – 3,500 10.35 – 24.15
Arena densa media 175.76 - 281.22 2,500 – 4,000 17.25 – 27.60
Arena densa 351.53 - 562.45 5,000 – 8,000 34.50 – 55.20
Arena limosa 105.46 - 175.76 1,500 – 2,500 10.35 – 17.25
Arena y grava 703.06 - 1757.6 10,000 – 25,000 69.00 – 172.50
Arcilla suave 42.184 - 210.92 600 – 3,000 4.1 – 20.7
Arcilla media 210.92 - 421.84 3,000 – 6,000 20.7 – 41.4
Arcilla firme 421.84 - 984.29 6,000 – 14,000 41.4 – 96.6

-298-
7.5 Valores del Ángulo de Fricción Interna “” en función de relaciones
publicadas con el “qC” del CPT
En algunas de las relaciones, de acuerdo a lo indicado por el autor se ha
empleado el valor de “qC1” promedio obtenido anteriormente de qC1=76.61
Kg/cm2
(Cuadro N° 7.6).
En otras relaciones se ha tabulado cada metro, empleando el “qC” y la presión
geostática efectiva
'
v correspondiente, obteniendo un valor “” en cada nivel y
un promedio final. (Cuadros 7.7)
() Ángulo de fricción interna

(obtenido)
Referencia
'
5.48.44.14 VCqLn  
qC= Kg/cm2
31.12°
(Cuadro 7.7)
Durgunoglu &
Mitchell (1973
– 1975)
(Ref. 53)






 '
96.48.9
V
Cq
Ln


qC= Kg/cm2
32.82°
(Cuadro 7.7)
Caquot
(1969)
(Ref. 53)






 '
21.58.5
V
Cq
Ln


qC= Kg/cm2
29.98°
(Cuadro 7.7)
Koppejan
(1950)
(Ref. 53)






 '
76.49.5
V
Cq
Ln


qC= Kg/cm2
27.99°
(Cuadro 7.7)
De Beer
(1950 – 1975)
(Ref. 53)
=29° + cq
qc=MPa
31.50°
(Cuadro 7.7)
Foundation
Analysis and
Design J.E.
Bowles
(1996)
=tan-1 











 '
log38.01.0
v
cq

qc= Ton/m
2
’v=Ton/m
2
’V=7.93
Ton/m2
40.86°
(Cuadro 7.7)
Kulhawy y
Mayne 1990
(Ref. 16)
=17.6 + 11 log(qc1)
qc1=    5.0'
atmvoatmqc 
Donde: qc1=76.61 Kg/cm
2
38.33°
(Promedio)
Kulhawy y
Mayne (1990)
(Ref. 45)
Del cuadro anterior podemos observar que el ángulo de fricción interna varia
entre =27.99° - 32.82°, presentando las relaciones de Durgunoglu & Mitchell
(1973 – 1975) (=31.12°), Caquot (1969) (=32.82°) y Foundation Analysis and

-299-
Design J.E. Bowles (1996) (=31.50°), las mejores aproximaciones a los
ensayos de corte directo realizados.
Con las relaciones propuestas en 1990 por Kulhawy y Mayne (1990), el ángulo
de fricción interna varia entre =38.33° - 40.86°, es decir valores mayores a los
obtenidos mediante los ensayos de corte directo.
v qc
Kg/cm2 Kg/cm2
0 0.000 24.980
1 0.174 35.480
2 0.348 45.980
3 0.522 56.490
4 0.696 66.990
5 0.871 77.490
6 1.045 87.990
7 1.219 98.490
8 1.393 108.990
Profun.
(m)
0.0
0.1
0.2
0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
0.8
0.9
1.0
0 40 80 120 160 200 240 280 320 360 400 440 480
qc Kg/cm2
PresiónefectivaVkg/cm
2
Figura N° 7.5 Ubicación del ángulo de fricción interna "" de la presente investigación, en
el gráfico que relaciona la resistencia en la punta "qc" del CPT y la presión efectiva v,
propuesto por: Trofinenkov, 1974. (Ref. 46).
Replanteando los valores de la presión efectiva y la resistencia de la punta del
cono obtenidos en la presente investigación en el gráfico de Trofinenkov (1974)
se obtiene un ángulo de fricción interna de =31.8° - 34.0° disminuyendo con la

-300-
profundidad; para presiones comprendidas entre 0.5 – 1.0 Kg/cm2
el ángulo de
fricción interna varia entre = 32.5° - 31.7°, presentando la mejor aproximación
a los ángulos de fricción interna obtenidos mediante los ensayos de corte directo
de =31.4° – 32.7°.
7.6 Correlación entre la Densidad Relativa y el Valor “qC” del CPT
La densidad relativa se ha determinado tabulando los valores de “qC - ’V” de
cada nivel y obteniendo un promedio y directamente con “qC1”, de acuerdo a la
relación propuesta.
Cuadro N° 7.8 Valores Obtenidos de la Densidad Relativa en función del
valor qC del CPT
Dr
(Densidad Relativa)
Dr
(%)
Referencia
Cr=








 5.0'
)(
log6698
v
cq

qc y ’v  Ton/m
2
61.96
(Cuadro 7.9)
Jamilkowski (1985)
(Ref. 53)
Dr=






 5.0'
)(
log66131
v
cq

qt y ’v en Kpa
61.96
(Cuadro 7.9)
Ventayol Albert (2003)
(Ref. 91)
Dr=  1log7685 Cq
qC1=76.61 ,kKg/cm
2
58.20
Promedio
Tatsuoka 1990
Donde qc1=76.61 Kg/cm
2
(Ref. 34)
Dr=
5.0
1
305












a
c
P
q
qc1=Kpa
Pa=Presión atmosférica=100 Kpa
49.63
Promedio
Donde qc1=76.61K/cm
2
qc1=7512.8 KPa
(Ref. 49)
Dr=100





























675.0
/
.268.0
'
atm
vo
atmcq
Ln



Donde: atm= =1bar=100 kPa
51.21
(Cuadro 7.9)
Jamilkowski (2001)
(Ref. 34)
Donde: qc= Mpa , 'v0= Kpa
60.01
(Cuadro 7.9)
Baldi (1986)
(Ref. 53)







7.0
'
3.12
36.34
v
cq
LnDr

68.86
(Cuadro 7.9)
Harman (1983)
(Ref. 53)
Dr=-97.8+36.6 Ln qc-26.9 Ln 'v
Donde: 'V=Kg/cm2
qc=Kg/cm2
67.95
(Cuadro 7.9)
Schmertmann (1983)
(Ref. 53)
  







 55.0'
0157.041.2
1
v
cq
LnDr

Donde:
’v=Kg/cm
2
qc=Kg/cm
2

-301-
Del Cuadro N° 7.8 se puede deducir que el valor de la Densidad Relativa
obtenido mediante correlaciones con el valor “qC” del CPT varía entre Dr=49.63
- 68.86 %, de los cuales las relaciones de Harman (1983) (Dr= 68.86%) y
Schmertmann (1983) (Dr= 67.95%) presentan la mejor aproximación a la
densidad relativa de la presente investigación de Dr =69.3%.
Cuadro N° 7.9 Determinación de la Densidad Relativa en
Función del Valor “qC” de CPT

-302-
A continuación se presentan los gráficos de correlación de “qc” Vs v según
Balde et. al (1986) y Schmertmann (1978) en las que se ha replanteado los
resultados de la presente investigación.
Prof.
(m) Kg/cm2
kPa Kg/cm2
Mpa
0 0.00 0.00 24.86 2.44
1 0.17 17.07 35.36 3.47
2 0.34 34.14 45.96 4.51
3 0.51 51.21 56.35 5.53
4 0.68 68.29 68.17 6.69
5 0.85 85.36 77.34 7.59
6 1.02 102.43 87.84 8.62
7 1.20 119.51 98.33 9.65
8 1.37 136.58 108.83 10.68
Tesis de Maestría CAA -2011
qcV0
0
100
200
300
400
500
0 10 20 30 40 50 60
cone resistance qc (Mpa)
Verticaleffectivestresv0kPa)
20 9030 50 Dr=100%6040 70 80
Valid for normally
consolidated sand, K0=0.45
C0=0.157 R=0.96C2=2.41C1=0.55
Tesis de Maestría CAA-2011
  







 1'
02
ln
1
C
v
c
Co
q
C
Dr

Figura N° 7.6 Ubicación de la Densidad Relativa de la presente investigación, en el
gráfico que relaciona la resistencia en la punta "qC" del CPT y la presión efectiva
VO, propuesto por Baldi et al, 1986. (Ref. 52)
V1 qc
Kg/cm2 Kg/cm2
0 0.000 24.864
1 0.171 35.359
2 0.341 45.957
3 0.512 56.351
4 0.683 68.171
5 0.854 77.342
6 1.024 87.838
7 1.195 98.334
8 1.366 108.829
Tesis de Maestría CAA -2011
Prof. (m)
Datos de la Tesis
0.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0 100 200 300 400 500
Static cone bearing qc Kg/cm
2
Verticaleffectivestresv1kg/cm
2
Tesis de Maestría CAA - 2011
Figura N° 7.7: Ubicación de la Densidad Relativa de la presente investigación en el gráfico
que relaciona la resistencia en la punta del CPT y la presión efectiva V1 en el gráfico
propuesto por Schmertmann (1978). (Ref. 19 , 46)

-303-
Los valores de la presión efectiva y la resistencia en la punta del cono
replanteados en los gráficos propuestos por Baldi et. al. (1986) y Schmertmann
(1978), se encuentran en el rango de Dr=60-70%, presentando buena
aproximación a la densidad relativa de la presente investigación de Dr =69.3%.
7.7 Correlación entre el Módulo de Elasticidad y el Valor qC del CPT
Cuadro N° 7.10 Valores Obtenidos del Módulo de Elasticidad ( E ) en función de
qC del CPT
( E )
E
(obtenido )
Referencia
E=1.5 qc qc1=76.61 kg/cm2
E=(Kg/cm2
)
114.91 Buisman (1940)
(Ref. 14)
E=2 qc
E=(Kg/cm2
)
153.22 Schmertmann (1970)
(Ref. 14)
E= qc
E=(Kg/cm2
)
Donde : =0.8 a 0.9 para arena limpia
61.28 – 68.95
Bachelier and Paez
(1965)
(Ref. 14)
E=1.5 qc
E=(Kg/cm2
)
114.92 DeBeer (1974)
(Ref. 14)
E=2.5 qc
E=(Kg/cm2
)
(Ref. 14)
E=3 qc
E=(Kg/cm2
)
(Ref. 14)
Del Cuadro N° 7.10 se desprende que el valor del Módulo de Elasticidad en
función de la resistencia en la punta “qC” de la prueba CPT, varía entre E= 61.28
– 229.83 Kg/cm2
, correspondiente a arenas semi-densas del Cuadro 7.5.
7.8 Correlaciones entre el SPT y el CPT
7.8.1 Robertson (1990) Ref. (52)
Propone un cuadro de clasificación de suelos en función de la relación
(qC/pa)/N60 que lo obtiene mediante las siguientes relaciones:
     5.022
22.1loglog47.3  rt FQIC ………….(7.3)
v
R
v
VC
t
f
Fr
q
Q




 ,
0
………….(7.4)
   6.4/15.8/ 60 CC INPaq  ………….(7.5)
Pa= atm Press = 100 kPa = 1.019 K/cm2

-304-
   6.4/15.8/ 60 CC INPaq  , se obtiene:
Cuadro N° 7.11 - Cálculo de Qt
Profundidad
(m)
qc
Kg/cm2
V
Kg/cm2
V
VCq
Qt



0.00 25.0 0.00
1.00 35.5 0.174 203.0
2.00 46.0 0.348 131.2
3.00 56.5 0.522 107.2
4.00 67.0 0.696 95.3
5.00 77.5 0.870 88.1
6.00 88.0 1.044 83.3
7.00 98.5 1.218 79.9
8.00 109.0 1.392 77.3
Cuadro N° 7.12 - Cálculo de Ic
fR = fs/ qc
Profundidad
(m)
CPT-
1
CPT-
2
Promedio V
Kg/cm2 V
R
r
f
F

      5.022
22.1loglog47.3  FrQIc t
0.00 4.00 1.50 2.75 0.00 ---
1.00 0.33 0.71 0.52 0.174 2.988 2.055
2.00 0.92 0.67 0.79 0.348 2.270 2.076
3.00 0.41 0.35 0.38 0.522 0.728 1.801
4.00 0.73 0.89 0.81 0.696 1.163 1.967
5.00 1.00 0.44 0.72 0.870 0.827 1.901
6.00 0.33 0.62 0.47 1.044 0.450 1.778
7.00 0.24 0.61 0.42 1.218 0.344 1.741
8.00 0.14 0.57 0.36 1.392 0.258 1.703
Rf = 0.80
Cuadro N° 7.13 - Cálculo de 8.5 (1-IC / 4.6)
)6.4/1(5.860 CIN
Pa
qc 




---
4.70
4.67
5.17
4.86
4.98
5.21
5.28
5.35
Promedio = 5.03 qc= kPa

-305-
Zona Tipo de Suelo
60N
Pa
qc





1 Suelo fino sensitivo 2
2 Suelo Orgánico 1
3 Arcilla 1
4
Limo arcilloso a
arcilla
1.5
5
Arcilla limosa a
limo arcilloso
2
6
Arena limosa a limo
arcilloso
2.5
7
Arena limosa a limo
arenoso
3
8
Arena a arena
limosa
4
9 Arena 5
10
Grava arenosa a
arena
6
11
Suelo muy duro de
grano fino (*)
1
12
Arena a arena
arcillosa
2
(*) Sobreconsolidado o cementado
Cuadro N° 7.15 Determinación de la Relación de Fricción promedio fR
fR (%) = fS / qCProfundidad
(m)
qc
MPa CPT-1 CPT-2
fR
Promedio
0.00 2.44 4 1.5 2.75
1.00 3.47 0.33 0.71 0.52
2.00 4.51 0.92 0.67 0.79
3.00 5.53 0.41 0.35 0.38
4.00 6.56 0.73 0.89 0.81
5.00 7.59 1.00 0.44 0.72
6.00 8.62 0.33 0.62 0.47
7.00 9.65 0.24 0.61 0.42
8.00 10.68 0.14 0.57 0.36
Promedio 6.56 0.80

-306-
Figura N° 7.8 Ubicación del tipo de suelo en función del qC1 y fR%
Zonas de acuerdo a tipo de Suelo
1. Suelo fino sensitivo 5. Arcilla limosa a limo arcilloso 9. Arena
2.Suelo Organico 6. Arena limosa a limo arcilloso 10. Grava arenosa a arena
3. Arcilla 7. Arena limosa a limo arenoso 11. Suelo muy duro de grano fino
4. Limo arcilloso a arcilla 8. Arena a arena limosa 12. Arena a arena arcillosa (*)
* Sobre consolidado o cementado
Tipo de Suelo Zona Tipo de Suelos
Ic < 1.31 7 Grava arenosa
1.31< Ic 2.05 6
Arenas limpias a arenas
limosas
2.05 < Ic < 2.60 5
Mezclas de arenas – limosas
arenosas a arenas limosas
2.60 < Ic < 2.95 4
Mezclas de limos – limos
arcillosos a arcillas limosas
2.95 < Ic < 6.60 3 Arcillas
Ic < 3.06 2 Suelos organicos – turbas
De los cálculos anteriores se deduce lo siguiente:
1.- Que de acuerdo a la Teoría de Robertson (1990) se ha encontrado un valor
promedio de
03.560 






N
Pa
qC
, correspondiente a arenas según el cuadro de
Clasificación de Suelos (Cuadro N°7.14)
2.- Que el valor de “Ic” se encuentra en el rango 1.31 < Ic< 2.05, correspondiente a
arenas limpias a arenas limosas. Zona 6 (Cuadro N° 7.16).
0.80
qC1 =76.71
Kg/cm2
fR

-307-
3.- Que ingresando a la Figura N° 7.8 con la resistencia en la punta 1Cq promedio y
la relación de fricción promedio del CPT Rf , el punto de intersección se
encuentra en la zona “8” correspondiente a arenas y arenas limosas.
7.8.2 Robertson y Campanella (1983)(ref 52)
Propone un grafico de relación entre qc1/N1(60) y el tamaño medio del grano
D50mm
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
1000
0.001 0.010 0.100 1.000
Tamaño medio del grano , D50 (mm)
qC1/N1(60)
Limo arcilloso y
arcilla limosa
Arcilla
arena limosa
Rango de resultados
de Robertson y
Campanella (1983)
Promedio de
Robertson
Campanella (1983)
0.22 mm
470.09
Tesis de Maestría CAA - 2011
Figura N° 7.9 Ubicación de la relación "qc1/N1(60)" de la presente investigación en el
gráfico que relaciona qc1/N1(60) Vs D50, según Robertson y Campanella (1983). (Ref. 52)
Ingresando al gráfico con D50=0.22 mm a la recta promedio se obtiene un valor
de qC1/N1(60) =510, ligeramente mayor a la relación obtenida de 470.09.
El punto replanteado con D50=0.22 mm y con qC1/N1(60) = 470.09, se encuentra
en el rango de suelos arenosos y en el huso propuesto.
7.8.3 Robertson (1983) (ref 52)
Propone un grafico de correlación entre (qC/Pa)/ N60 y el tamaño medio de las
partículas D50mm.
qc1=kPa

-308-
1. Meyerhof (1958) 9. Nixon (1982)
2. M;eich y Nixon (1961) 10. Kruizinga (1982)
3. Rodin (1961) 11. Douglas (1982)
4. de Alencar Velloso (1959) 12. Muromachi & Kobayashi (1982)
5. Schmertmann (1970) 13. Goel (1982)
6. Sutherland (1974) 14. Ishihara & Koga (1981)
7. Thornburn & Mac Vicar (1974) 15. Laing (1983)
SPT N ER i = 47% 16. Mitchell (1983)
SPT Nc ERi = 55% SPT N ER i = 65%
SPT Nc ERi = 55%
Tesis Maestria C.A.A SPT N Eri = 60%
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0.001 0.010 0.100 1.000
(qc/Pa)/N60
Limo arcilloso y
arcilla limosa
ArenaArena limosa
Limo arcilloso y
arena limosa
N=SPT número de golpes
qc=kPa
N principalmente para E=45 - 55
10
4
9
11
8
12 2
9
11
6
7
12
4
5
12
5
9
5
1
7
15
10
3
9
4
14
12
16
8
13
9
UBC SITE
Mc Donalds Farm
Tlbury Island Site
03.5
/
)60(









N
Paqc
13
TesisCAA
0.22 mm
5.03
Figura N° 7.10: Ubicación de la relación de la presente investigación en el
gráfico de correlación entre SPT y CPT considerando el tamaño de la partícula,
según Robertson et al (1983) (Ref. 52).
Ingresando al gráfico con D50=0.22 mm a la recta promedio se obtiene un valor
de (qc/Pa)/N(60) =4.8, cercano al valor obtenido de 5.3.
El punto replanteado con D50=0.22 mm y con (qC/Pa)/ N(60) = 5.03, se encuentra
en el rango de suelos arenosos.
7.8.4 Kullhawy y Mayne (1990) (ref 52)
Proponen un gráfico de correlación entre (qc/Pa)/ N60 y el tamaño medio de
partículas D50 mm
60
N
Pa
C
q
(Cuadro N°7.13)

-309-
Donde Pa = Presion Atmosférica = 100 kPa
qc = kPa
D50 mm = 0.22
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
0.001 0.010 0.100 1.000 10.000
(qc/Pa)/N60
Tesis de Maestria C.A.A. 2009
Limo arcilloso y
arcilla limosa
arena limosa
Robertson and Campanella , 1983
Kulhawy and Mayne, 1990
03.5
/
60






N
Paqc
0.22 mm
5.03
Figura N° 7.11 Ubicación de la relación de la presente investigación en el
gráfico de correlación entre el SPT y CPT, considerando el tamaño medio de la
partícula D50, según Kulhawy y Mayne (1990). (Ref. 52)
Ingresando al gráfico con D50=0.22 mm a las respectivas curvas se obtiene
valores de (qC/Pa)/N(60) = 3.9 - 5.1, presentando la curva de Robertson y
Campanella mejor aproximación al valor calculado de (qC/Pa)/N60 = 5.03.
El punto replanteado con D50=0.22 mm y con (qC/Pa)/N(60)= 5.03, se encuentra
en el rango de suelos arenosos.
7.8.5 Kullhawy y Mayne (1990) (ref 24)
Presentan un grafico de correlación entre (qC/Pa) / N60 y el porcentaje de finos.
60
N
Pa
C
q
(Cuadro N° 7.12)

-310-
Donde: Pa= Presión Atmosférica = 100 KPa
qc = kPa
Porcentaje de finos N° 200 : 4.00 %
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
Fines content, percent passing
(qc/Pa)/N
Jamiolkowski et al, 198
Kasim et al, 1986
Muromachi, 1981
Chin et al, 1988
Tesis de Maestria C.A.A (2009)
03.5
/
)60(








N
Paq c
TesisCAA
4%
5.03
Figura N° 7.12 Ubicación de la relación de la Tesis en el gráfico de correlación
con el porcentaje de finos, según Kulhawy y Mayne (1990). (Ref. 24)
Ingresando con el porcentaje de finos de 4% se obtiene (qC/Pa)/N = 4.2, cercano
al valor obtenido de 5.03.
7.8.6 Power (1982) (ref 52)
Presenta un grafico de correlación entre qc (MPa) del CPT y N60 del SPT, para
conos mecánicos y eléctricos con un rango de qc/N60 comprendido entre 0.3 –
0.7.
60N
Pa
qC

-311-
Prof. (m) N60 qc (Kg/cm
2
) qc (Mpa)
0 7.06 24.97 2.45
1 8.29 35.46 3.48
2 9.51 45.96 4.51
3 11.46 56.45 5.54
4 12.77 66.95 6.57
5 14.96 77.34 7.59
6 16.35 87.84 8.62
7 19.83 98.33 9.65
8 21.39 108.83 10.7
Valores Obtenidos Tesis Maestria
0
5
10
15
20
25
30
35
40
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
SPT value N60 (blows/300 mm)
Coneresistanceqc(MPa)
Tesis CAA
Hampshire (electric cone)
Littlebrook (electric cone)
Whitychurch (mechanical cone)
Welford Theale (electrice cone)
Portsmouth (mechanical cone)
Range for various sites
(mechanical cone)
Tesis Maestria CAA (mechanical cone) (2009)
qc/N=0.3
qc/N=0.7
qc/N=0.494
Figura N° 7.13 Ubicación de la relación de la Tesis en el Gráfico de Power
(1982). (Ref. 52)
Replanteando los valores de qC/N (MPa) se obtiene una relación de qC/N=0.494
con un coeficiente de determinación de R2
= 0.969, comprendido en el rango
propuesto.
7.8.7 Ramaswamy et al (1987)
Presenta un cuadro de clasificación de suelos en función de la relación qC/ N1(60).
Tabulando los valores de qc/N1(60) a diferentes profundidades se obtiene las
relaciones promedio de qc/ N1(60)=0.41 de acuerdo a lo mostrado en el siguiente
cuadro:
N
qC
Tesis CAA 2011

-312-
Cuadro N° 7.17 Obtención de la relación qC/N1(60) promedio
Profundidad
(m)
qC
kg/cm2
MPa N1(60) qC/N1(60)
0.00 24.98 2.45 11.95 0.21
1.00 35.48 3.47 14.09 0.25
2.00 45.98 4.51 16.23 0.28
3.00 56.49 5.54 15.85 0.35
4.00 66.99 6.57 15.30 0.43
5.00 77.49 7.60 16.02 0.47
6.00 87.99 8.60 15.99 0.54
7.00 98.49 9.70 17.96 0.54
8.00 108.99 10.7 18.12 0.59
Promedio 0.41
Luego ingresando al cuadro N° 7.18 con la relación qc/ N1(60)=0.41 corresponde
a arenas limpias de finas a medias.
Cuadro N° 7.18 Clasificación de Suelos de acuerdo a la relación qC/N1(60) -
Ramaswamy et al (1987)
Tipo de Suelo qc/N1(60)
Limos, limos arenosos, mezclas limo arenosas ligeramente cohesivas 0.1-0.2
Arenas limpias de finas a medias y arenas ligeramente limosas 0.3-0.4
Arenas gruesas y arenas con poca grava 0.5-0.7
Gravas arenosas y gravas 0.8-1.0
7.8.8 Thorburn (1957)
Propone una correlación entre qC/N y el tamaño medio de las partículas D50mm.
Luego ingresando al gráfico 7.14 con el tamaño medio de partículas D50=0.22
mm se obtiene una relación de qc/N=4 menor al valor obtenido de 5.03.

-313-
de la
arcilla
Fina Mediana Gruesa Fina Mediana Gruesa Fina Mediana Gruesa Guijarros
y
pedregonesFracción de limo Fracción de arena Fracción de grava
Resistenciadelconoestáticoq(kg/cm)
Resistenciadelapenetraciónestándar,N
Proporción
2
c
0 0.002 0.006 0.02 0.06 0.2 0.6 2.0 6.0 20 60 200
0
2
4
6
8
10
Medida de partícula (mm)
Fracción
7.9 Correlaciones entre la Densidad Relativa Dr y el Ángulo de Fricción
Interna  con la prueba DPL
Según Ulrich Smoltczyk (Ref. 82)
ID = a1 + a2 log N10
ID = 0.15 + 0.26 log N10................(7.6)
ID = Densidad Relativa
Nota :
N10 = n (Norma E050 del RNE)
Cálculo de n(1)
n(1)0 =63.39 (Promedio)
Cuadro N° 7.19 Determinación de nDPL(1), corregido por presión de tierras
Prof.
(m)
nDPL CN n (1)
0.00 5.38 1.70 9.15
1.00 19.62 1.70 33.35
2.00 33.87 1.69 57.24
3.00 48.11 1.383 66.54
4.00 62.36 1.198 74.71
5.00 76.60 1.071 82.04
6.00 90.84 0.978 88.84
7.00 105.09 0.906 95.21
Promedio n(1) = 63.39

-314-
Luego ingresando a la fórmula (7.6), se obtiene una densidad relativa de
ID=61.90%, menor que la densidad relativa de la presente investigación de Dr
=69.3%.
Cuadro N° 7.20 Estimaciones conservadoras de valores deducidos para el ángulo de
resistencia al corte ’ de suelos no cohesivos, a partir del índice de densidad ID para
diferentes valores del coeficiente de uniformidad U (Ref. 82)
Tipo de suelo Degradación
Intervalo de ID
(%)
al corte
Arenas de grano
ligeramente fino
arenas, gravas
Ligeramente degradada
(U<6)
15 – 35 (suelto)
> 65 (denso)
30
32.5
35
Arenas, arenas
grava, grava
Muy degradada
(6  U  15)
15 – 35 (suelto)
> 65 (denso)
30
34
38
La densidad relativa calculada se encuentra en el intervalo de 35– 65 % (Cuadro
N° 7.19) correspondiente a una densidad media, con un ángulo de fricción
interna de =32.5°, aproximándose al ángulo de fricción interna obtenido
mediante la prueba de corte directo =31.40° - 32.70°.
7.10 Correlaciones entre la Densidad Relativa Dr, ángulo de fricción interna  y
Módulo de Elasticidad con la Prueba WST
7.10.1 Correlaciones con el WST(0.20)
Calculando el valor de NWST(0.20) corregido por presión de tierras se tiene:
Cuadro N° 7.21 Determinación de NWST(0.20)(1), corregido por presión de tierra
Profundidad
(m)
Número de medias
vueltas NWST (0.20)
CN NWST (0.20)(1)
1.00 20.52 1.70 34.88
2.00 25.25 1.69 42.67
3.00 29.97 1.383 41.44
4.00 34.70 1.198 41.57
5.00 39.43 1.071 42.22
6.00 44.16 0.978 43.19
7.00 48.88 0.906 44.28
8.00 53.61 0.847 45.41
Promedio 41.96
NWST(0.20)(1) promedio = 41.96

-315-
Luego en el Cuadro 7.22 Eurocódigos Norma Europea Experimental de Octubre
2002, corresponde a una Densidad Relativa media a alta, con un Módulo de
Elasticidad de 20 MPa (305.91 Kg/cm2
) y con un ángulo de fricción interna de
=35°, mayor a lo valores reportados de los ensayos de corte directo de =31.4°
- 32.7°.
Densidad Relativa
Resistencia en el
sondeo lastrado 1)
medias vueltas/0.2 m
al corte 2)
[]
Módulo de Young
drenado3)
[Mpa]
Muy baja
Baja
0 a 10
10 a 30
29 a 32
32 a 35
> 10
10 a 20
Media
Alta
20 a 50
40 a 90
35 a 37
37 a 40
20 a 30
30 a 60
Muy alta > 80 40 a 42 60 a 90
1) Antes de la determinación de la densidad relativa se debe dividir la resistencia al sondaje lastrado por el factor 1.3.
2) Los valores dados son aplicables a las arenas. Para suelos limosos se debe reducir el ángulo en 3°. Para gravas, se
deben añadir 2°.
3) Los valores dados para el módulo drenado corresponde a un asentamiento después de 10 años. Se han obtenido
suponiendo que la distribución de fuerzas verticales sigue una ley de aproximación de 2 :1. Investigaciones ulteriores
indican que estos valores pueden ser un 50% mas bajos en suelos limosos y un 50% mas altos en suelos de gravas. En
suelos no cohesivos sobreconsolidados, el modulo puede ser considerablemente mas alto. Para calcular el
asentamiento para presiones del terreno mayores de 2/3 de la presión de proyecto en el estado limite último, el
módulo debería rebajarse a la mitad de los valores dados en esta tabla.
(1) El Cuadro N° 7.22 recoge un ejemplo de valores deducidos del ángulo de resistencia al
corte y del módulo de Young drenado de elasticidad, Em, estimado a partir de la
resistencia en el ensayo de sondaje lastrado.
(2) Si sólo están disponibles los resultados de los ensayos de sondaje lastrado, en el cuadro
se debe seleccionar para cada intervalo el valor mas bajo del ángulo de la resistencia
cortante y del módulo de Young.
(3) Cuando se evalúan los diagramas de la resistencia de la penetración lastrada para aplicar
en el Cuadro N° 7.22, los picos debidos, por ejemplo, a piedras o guijarros no deben
tenerse en cuenta. Tales picos son frecuentes en los ensayos de sondaje lastrado que se
realizan en gravas.

-316-
7.10.2 Correlaciones con el WST(1.00)
Cuadro N° 7.23 Determinación de NWST (1.00)(1), corregido por presión de tierras
Prof.
(m)
NWST (1.00)
(regresión)
NWST (1.00)(1)
NWST (1.00) . CN
1.00 92.17 156.69
2.00 116.08 196.18
3.00 140.00 193.62
4.00 163.92 196.38
5.00 187.84 201.18
6.00 211.75 207.09
7.00 235.67 213.52
8.00 259.59 219.87
Promedio NWST (1.00)(1) promd 198.07
Figura N° 7.15 Relación entre NWST y NSPT (Tsukamoto et al 2004) (Ref . 90)
15.98
198.07

-317-
Figura N° 7.16 Relación entre WWST NWST de la prueba WWST y del SPT para limos y
arenas (Ref. 90) INADA (1960)
El punto replanteado en las Figuras N° 7.15 y 7.16 con NWST(1.00)(1)promedio=
198.07 y N1(60)promedio=15.98, esta comprendido en el rango propuesto,
correspondiente a arenas limpias con emax – emin= 0.364.
7.11 Correlaciones del Valor NSPT con el N44 del Cono Sowers
Cuadro N° 7.24 Correlaciones del Valor NSPT con el N44 del Cono Sowers
Prof.
(m)
Número de golpes
N44
Cn N44(1)
0.00 2.68 1.70 4.56
1.00 10.83 1.70 18.41
2.00 18.98 1.69 32.08
3.00 27.13 1.383 37.52
4.00 35.28 1.198 42.27
5.00 43.42 1.071 46.50
6.00 51.57 0.978 50.44
7.00 59.72 0.906 54.11
8.00 67.87 0.847 57.49
Promedio N44(1) 38.15
Ingresando a la Figura 7.17, proyectando la curva B, se obtiene un valor de N=
16.8, cercano al valor calculado N1(60)=15.98.
15.98
198.07

-318-
0
0
0
10
15
20
5 10 15 20 25
RESISTENCIA A LA PENETRACION DE CONO
(GOLPES POR INCREMENTO)
RESISTENCIAESTANDRA"N"
(GOLPESPORHERRAMIENTA)
D C
F
B
A
E
Curva A – suelo normalmente consolidado de pie de monte
B - suelo al 95% de compactación
C - suelo al 90% de compactación
D - suelo al 80% de compactación
E – arenas de costa
F – suelo aluvional de pie de monte
Figura. N° 7.17 Resistencia a la Penetración de Cono Sowers Vs NSPT
7.12 Correlaciones en Base a la Prueba de “” de ½”
Al respecto no hay mayor bibliografía en cuanto a correlaciones; se presenta a
continuación los Cuadros N° 7.25 y N° 7.26 propuestos por el Ing. Alberto
Martínez Vargas en la que se hace referencia a la varilla de “” de ½” hincado
con martillo de 5 lbs de peso, solamente en forma cualitativa.
N=16.8

-319-
Cuadro N° 7.25 Relaciones Empíricas entre NSPT y Varias propiedades del Suelo
No Cohesivo
Término
Correlación Muy
Suelta
Suelta Media Compacta
Muy
Compacta
Referencia
N(SPT)
# golpes
> 50
Terzagui-
Peck (1948)
PE sat (KN/m3
) (11-16) (14-16) (17-20) (17-22) (20-23) Bowles 1962

Interna
Peck
&ML, GW
Dr
Densidad
Relativa
Matula
(1961)
I.A.E.G.
(1979)
qu (kpa)
Resistencia
compresión no
confinada
> 400
Adecuado
por A.
Martinez
Vargas
qa (kpa)
Capacidad de
carga
> 4000
Prueba practica
de campo
Barra - ½”
Martillo W=5 lb
Se hunde
con su
propio peso
Penetra
fácilmente
con ayuda de
la mano
Se introduce
fácilmente el
golpe del
martillo
Penetra un
pie (30 cm)
con el golpe
del martillo
Solo penetra
con el golpe
del martillo
Sower (1972)
Identificación
del terreno
Fácil
identada
con el dedo
pulgar o
puño
Menos fácil
identada con
el puño fácil
paleada
Paleada con
dificultad
Requiere
aflojar con
pico para
paleo a mano
Requiere de
explosivo de
quipo para
aflojar
Bowles
(1962)
Cuadro N° 7.26 Densidad Relativa (Dr) Suelos No cohesivos
(Arenas y Gravas)
Término DR (%)
Prueba practica de SPT (replica)
Use: varilla de acero = ½”, comba =5 lb
Muy suelta
Suelta
Medianamente compacta
Densa
Muy densa
Menor de 20
20 a 33
33 a 66
66 a 90
90 a 100
Se hunde por si propio peso
Penetra fácilmente ayudado por la mano.
Se introduce fácilmente con golpes de la comba.
Penetra un pie=30 cms con la comba
Penetra unos centímetros con la comba
Tabla adecuada en base a la de Sowers (1972), LAEG (1979) y Matula (1981).
Fuente : Geotecnia para Ingenieros, Alberto Martinez Vargas (1990)
7.13 Influencia de la tubería no empotrada en los valores del SPT
De las pruebas de SPT realizadas en cada nivel sin sobrecarga geoestática, se
han obtenido los siguientes resultados:
<2 4 10 30
20°
<20 20 33 56 90 100
50 150 400
50
500 1500 4000
28° 30° 36° 41° 45°
<20 33 49 56 70 90 100

-320-
Cuadro N° 7.27 Efecto de Reflexión de la Tubería No Empotrada en el SPT
Profundidad
(m)
NSPT(arriba)
(Martillo y sistema de izaje en la
superficie)
NSPT(abajo)
(Martillo y sistema de izaje al
nivel de la prueba)
Diferencia por
reflexión de tubería
no empotrada
1.00 9.5 7.5 2.0
2.00 10.5 8.5 2.0
3.00 10.0 7.5 2.5
4.00 10.0 10.0 0.0
5.00 10.5 9.5 1.0
6.00 11.0 7.5 3.5
7.00 9.0 8.0 1.0
8.00 11.0 6.5 4.5
9.00 13.5 7.0 6.5
Estableciendo la siguiente relacional lineal con la profundidad:
Dif = 0.6062 H(prof.)
Es decir si se efectúa una prueba de SPT en el fondo de una calicata de 2.00 m
de diámetro, colocando el sistema de golpeteo en la superficie, el valor obtenido
debe corregirse por medio de la siguiente relación.
DifNN Hcorreg  ; HNN Hcorreg 6062.0
Donde:
Ncorreg = Número de golpes corregido por tubería sin empotrar
NH = Número de golpes en el nivel de prueba (H) con el sistema de
izaje y martillo en la superficie.
Dif = Diferencia del número de golpes con el martillo en la superficie y
el martillo en el nivel de la prueba
H = Profundidad de la prueba
y = 0.6062x
R2
= 0.6676
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9
Profundidad (m)
Diferencia
Figura N° 7.18 Recta de Regresión para obtener la diferencia de NSPT
por longitud de Barra sin empotrar

Facultad de Ingeniería Civil Conclusiones y Recomendaciones
-321-
CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES
CONCLUSIONES
De la investigación de campo y laboratorio, recopilación de información y cálculos
efectuados, se concluye lo siguiente:
1.- Se han realizado pruebas de Penetración con los siguientes equipos:
 Penetración SPT NTP 339.133 (ASTM D-1586)
 Auscultación con el Cono Dinámico Peck UNE 103801:1194
 Penetración Cuasi Estática Profunda con Cono y Cono de Fricción (CPT) –
Cono Holandés NTP 339.148 (ASTM D3441)
 Dynamic Probing Light DPL (NTP 339.159 DIN 4094)
 Dynamic Probing Medium DPM (DIN 404)
 Cono Sowers
 Weight Sounding Test – WST (ISO/TS 22476 – 10:2005( E ))
2.- Para efectuar las pruebas se construyó un pozo de prueba de 2.00 m de diámetro
y 10.00 m de profundidad.
3.- Las pruebas se realizaron en el pozo de prueba, rellenado con arena fina, no
plástica, clasificada como SP, con un Cu =1.896 y Cc=0.95, Gs= 2.73, % menor
que la malla N° 200: 4% en promedio, compactadas con una Densidad Relativa
Dr=18.2% (GC=90%) y Densidad relativa de Dr=69.3% (GC=100%).
4.- Los valores de “N” del SPT y Cn del Cono Peck se corrigieron por pérdida de
energía por el mecanismo de izaje (Er=0.69), por el peso de la base de golpeteo
(Ec=0.76 con el Equipo del CISMID y Ec=0.71 con el equipo de CAA
Ingenieros Consultores) y por reflexión de la tubería (El=0.75 entre 0.00 – 3.00,
El=0.75 – 0.80 entre 3.00 – 5.00, El=0.85 entre 5.00 – 7.00 y El=0.95 entre 7.00
– 10.00 m, a fin de obtener N60 y Cn(60).
5.- Se aplicó así mismo la corrección por efecto de confinamiento del suelo
(overburden) CN=
V
1  1.7 a fin de obtener N1(60), Cn1(60), qc1, nDPL(1),

-322-
NWST(0.20)(1), NWST(1.00)(1), N44(1), para determinar propiedades del suelo.
6.- Se efectuó luego la correlación entre las diferentes pruebas, (N60, Cn60, qc, DPL,
DPM, NWST(0.20), NWST(1.00), N44 y  ½”) con un ajuste de la recta por el Método
de Mínimos Cuadrados, obteniéndose coeficientes de determinación R2
,
cercanos a 1.00, estableciéndose las siguientes ecuaciones:
Correlación de Equipos Ecuación de Correlación
Coeficiente de
Determinación
SPT Vs Cono Peck N60=0.5848 (Cn60)+0.8248 R2
= 1.0000
SPT Vs CPT N60=0.1732 qC – 1.9103
qC en Kg/cm2
R2
= 0.9833
SPT Vs Cono Sowers N60=0.2254 N44+5.5827 R2
= 0.9878
SPT Vs nDPL N60=0.1277 nDPL+5.5492 R2
= 0.9833
SPT Vs NDPM N60=0.5317 NDPM+5.6475 R2
= 0.9790
SPT Vs NWST (0.20) N60=0.3842 NWST(0.20) + 0.1829 R2
= 0.9830
SPT Vs NWST (1.00) N60= 0.0797 NWST(1.00) + 0.2939 R2
= 0.9853
SPT Vs N ½” N60=1.1854 N ½” - 14.544 R2
= 0.9926
Cono Peck Vs CPT Cn=0.2963 qc + 4.6692 R2
= 0.9824
Cono Peck Vs Cono Sowers Cn=0.3854 N44 + 10.96 R2
= 0.9872
Cono Peck Vs nDPL Cn= 0.2184nDPL + 10.898 R2
= 0.9825
Cono Peck Vs NDPM Cn= 0.9101 NDPM + 11.061 R2
= 0.9776
= 0.9846
= 0.9846
Cono Peck Vs N ½” Cn= 2.0171 N ½” – 23.261 R2
= 0.9914
qC Vs N44 qC(k/cm2
) qC =1.2888 N44 + 21.521 R2
= 1.0000
qC Vs nDPL qC(k/cm2
) qC = 0.7373 nDPL + 21.015 R2
= 1.0000
qC Vs NDPM qC(k/cm2
) qC = 3.1842 NDPM + 20.549 R2
= 1.0000
qC Vs NWST (0.20) qC(k/cm2
) qC = 2.2216 NWST (0.20) - 20.607 R2
= 1.0000
qC Vs NWST (1.00) qC(k/cm2
) qC = 0.4391 NWST (1.00) - 15.493 R2
= 1.0000
qC Vs N ½” qC = 8.539 N ½” - 129.49 R2
= 1.0000
Cono Sowers Vs nDPL N44 = 0.572 nDPL + 0.3926 R2
= 1.0000
Cono Sowers Vs NDPM N44 = 2.4705 NDPM + 0.7531 R2
= 1.0000
= 1.0000
= 1.0000
Cono Sowers Vs N ½” N44 = 6.626 N ½” - 117.18 R2
= 1.0000
nDPL Vs NDPM nDPL = 4.3189 NDPM – 0.6313 R2
= 1.0000
nDPL Vs NWST (0.20) nDPL = 0.6863 NWST(0.20) - 0.9776 R2
= 0.9902
nDPL Vs NWST (1.00) nDPL = 0.1359 NWST(1.00) + 0.6022 R2
= 0.9902
nDPL Vs N ½” nDPL = 11.581 N ½” - 204.13 R2
= 1.0000
= 1.0000
= 1.0000
NDPM Vs N ½” NDPM = 2.6813 N ½” – 47.113 R2
= 1.0000
NWST (0.20) Vs NWST (1.00) NWST (0.20) = 0.1977 NWST(1.00)+
2.3018
R2
= 1.0000
NWST (0.20) Vs N ½” NWST (0.20) = 3.8423 N ½” - 53.712 R2
= 1.0000
NWST (1.00) Vs N ½” NWST (1.00) = 19.445 N ½” - 283.5 R2
= 1.0000

-323-
Las relaciones propuestas son validas para el tipo de suelo arenoso y para el
rango de valores ensayados.
7.- Empleando los factores de corrección por energía Er, por la base de golpeteo por
reflexión de la tubería y por confinamiento de tierras CN, se obtuvo
98.15)60(1 N , 29)60(1
nC , 2
1 /61.76 cmkgqC  , 39.63)1( DPLn
07.198)1()20.0(
WSTN , 07.198)1()00.1(
WSTN y 15.3844 N
De los cuales se deduce las siguientes relaciones:
5510.0
00.29
98.15
)60(
)60(1

nC
N
(1) 2086.0
61.76
98.15
)1(
)60(1

cq
N
(2)
2521.0
39.63
98.15
)1(
)60(1

DPLn
N
(3) 3808.0
96.41
98.15
)20.0(
)60(1

WSTN
N
(4)
0807.0
07.198
98.15
)1()00.1(
)60(1

WSTN
N
(5) 4189.0
15.38
98.15
)1(44
)60(1

N
N
(6)
Existiendo correspondencia con los valores obtenidos del Capítulo VI y VII:
551.0
)60(
60

nC
N
(1) 1977.060

cq
N
(2)
1937.060

DPLn
N
(3) 3876.0
)20.0(
60

WSTN
N
(4)
0807.0
)00.1(
60

WSTN
N
(5) 3302.0
44
60

N
N
(6)
8.- Se determinó así mismo un Coeficiente de Proporcionalidad “K”, con la
finalidad de obtener una relación de rápida comparación de las pruebas,
considerándose solamente las relaciones que presentan buena correspondencias
con las ecuaciones de las rectas de regresión.

-324-
Correlación de Equipos Ecuación de Correlación Coeficiente de
Determinación
SPT Vs Cono Peck N60=0.5566 Cn60 R2
= 0.9974
SPT Vs CPT N60= 0.1977 qC1 R2
= 0.9782
=0.9837
=0.9849
= 0.9845
= 0.9791
nDPL Vs NDPM nDPL = 4.2825 NDPM R2
= 0.9999
= 0.9889
= 0.9770
Cono Sowers Vs nDPL N44= 0.5674 nDPL R2
= 0.9999
Cono Sowers Vs NDPM N44 = 2.4271 NDPM R2
= 0.9996
NWST (0.20) Vs NWST (1.00) NWST (0.20) = 0.2096 NWST (1.00) R2
= 0.9960
9.- Con los resultados obtenidos de las pruebas se obtuvo parámetros de suelos,
empleando relaciones propuestas por diferentes autores, obteniéndose los
siguientes resultados:
CSPT qNVs ,
 = 32.14° – en función del valor NSPT (Cuadro N° 7.1)
 = 27.99° – 32.82° en función del valor qC del CPT (años 1950 – 1975) (Cuadro
N° 7.6)
 = 31.50° – 40.86° en función del valor qC del CPT (años 1990 – 1996) (Cuadro
N° 7.6)
 = 31.8° - 34.0º (Figura N° 7.5).
Existiendo por lo tanto buena correlación entre los ensayos de Laboratorio de
Corte Directo (31.4° - 32.7°) y los obtenidos con el NSPT y qC del CPT (años
1950 – 1975). Con las fórmulas modernas del CPT no se obtiene una buena
correlación.
CSPT qVsN
41.0
)60(1

N
qc
(Cuadro N° 7.16) qc= mPa
03.5
60







N
pa
qc
(Cuadro N° 7.12) qc= kPa

-325-
Relación correspondiente a suelos arenosos según cuadros de clasificación de
suelos. (Cuadros 7.13 - 7.14).
SPTNVsE
El Módulo de Elasticidad varía entre E= 69.94 – 511.52 Kg/cm2
correspondiente
a arenas de capacidad media a densa (Cuadro N° 7.4)
CqVsE
El Módulo de Elasticidad varía entre E=61.28 – 229.83 Kg/cm2
, correspondiente
a arenas de compacidad media (Cuadro N° 7.5 y 7.9)
SPTNVsDr
La densidad relativa según las relaciones varía entre 45.16 – 74.18 % (Cuadro
N° 7.2).
Según los gráficos de correlación entre Dr. V y N60 la Densidad Relativa varía
entre Dr=50 – 69%. (Figuras 7.2, 7.3 y 7.4)
CqVsDr
La densidad relativa varía entre Dr= 49.63 – 68.86 % de acuerdo a las relaciones
propuestas (Cuadro N° 7.7).
Según los gráficos de correlación entre Dr, V0, qc la densidad relativa varía
entre Dr=60 – 70% (Figura 7.6 y 7.7).
yDrVsDPL
Considerando el nDPL(1) promedio del ensayo de DPL se obtiene una densidad
relativa de Dr=61.90% de acuerdo a la correlación propuesta por Ulrich
Snoltczyk, un ángulo de fricción interna de =32.5° (Cuadro N° 7.19),
existiendo buena correlación con los valores de laboratorio Dr=69.3% y =31.4°
– 32.7°.
EyDrVsWST ,
En base al NWST(0.20), promedio de 41.96 se obtiene una densidad relativa media
a alta con un ángulo de fricción interna de =35° y un Módulo de Elasticidad de
E=20 MPa (305.91 Kg/cm2
) (Cuadro N° 7.21 y 7.5).

-326-
Se obtiene una buena correspondencia entre Dr y E, siendo el valor de  mayor
al promedio de laboratorio.
)(44 SowersNVsNSPT
Ingresando a la figura 7.17 con 15.38)1(44 N se obtiene un valor de N1(60)=16.8
cercano al valor calculado de N1(60)=15.98.
10.- Existen muchas correlaciones de los parámetros del suelos , E y Dr, con el
valor “N” del SPT y qC del CPT y pocas correlaciones con las demás pruebas.
11.- La corrección por confinamiento de tierras (Overburden)
V
NC

1
  1.7, produce
valores aproximadamente uniformes de N1(60), Cn1(60), qC1 y N(WST)(0.20)(1) y
N(WST)(1.00)(1) correspondiente a un suelo igualmente compactado. En las pruebas
de DPL y Cono Sowers el valor CN no produce valores uniformes, es decir el
valor de corrección
V
CN

1
 no es el mas adecuado para dichas pruebas.
12.- Se efectuaron pruebas a diferentes niveles en la arena compactada al 100% del
grado de compactación, sin sobrecarga, conforme se llenaba el pozo, colocando
el sistema de izaje del martillo en la superficie y al fondo del pozo, a fin de
verificar la influencia de la longitud de la barra sin empotramiento, de la
sobrecarga y del diámetro de la perforación.
13.- No se ha encontrado ninguna relación entre los valores de las pruebas realizadas
en cada nivel sin sobrecarga y los valores corregidos por sobrecarga por medio
del factor
V
NC

1
 .
14.- En cada nivel los valores obtenidos del SPT son similares a los valores obtenidos
en la superficie a 0.00 m, colocando el sistema de hincado (tubo guía y martillo)
en la parte baja del pozo, es decir el diámetro del pozo de 2.00 m no ha influido
en los resultados.
15.- Con respecto al efecto de la longitud de la varilla sin empotrar en los valores de
N del SPT se ha deducido la siguiente relación:

-327-
Ncorreg = NH - Dif
Ncorreg = NH-0.6062 H.
Donde:
Ncorreg = Número de golpes corregido por tubería sin empotrar
NH = Número de golpes obtenido a “Hmetros” con el sistema de izaje y
martillo en la superficie.
H = Profundidad de la prueba.
Dif = Diferencia del número de golpes con el martillo en la superficie y
el martillo en el nivel de la prueba.
RECOMEDACIONES
 Se recomienda obtener la constante de calibración del equipo de penetración
Estándar SPT, mediante los métodos “FV” ó “F2” de acuerdo a la Norma ASTM
D4633 (Standar Test Method for Stress Wave Energy measurement for Dinamic
penetrometer Testing Systems), utilizando el equipo SPT Analizer u otro
similar.
 Se recomienda continuar con la investigación empleando la misma arena fina
compactada con densidades relativas de Dr =30% - 40%- 50% - 60%, en el pozo
de pruebas o en Cámara de Calibración.
 Se recomienda investigar el valor de corrección de sobrecargas de tierra “Cn”
para los demás equipos empleados.
 Se recomienda desarrollar una Norma propia para la prueba del Cono Peck.

-328-
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