INSTITUTO POLITÉCNICO NACIONAL
Escuela Superior de Ingeniería y Arquitectura Unidad Zacatenco
DISEÑO GEOTÉCNICO DE UNA CIMENTACIÓN MIXTA A
BASE DE UN CAJÓN CON SUSTITUCIÓN PARCIAL Y
PILOTES DE FRICCIÓN, PARA UN EDIFICIO DE DIEZ
NIVELES Y DOS SÓTANOS, EN LA ZONA LACUSTRE DE
LA CIUDAD DE MÉXICO
TESIS
PARA OBTENER EL TÍTULO DE
INGENIERO CIVIL
PRESENTAN:
Hugo Meneses Celestino
Marcos Pérez Hernández
ASESOR DE TESIS:
Ing. Felipe Sánchez Ocampo
México D.F., Julio de 2015
ÍNDICE
1
ÍNDICE
Página
INTRODUCCIÓN …………I
ANTECEDENTES …….…III
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA
I.1 Métodos de Exploración
I.1.1 Conceptos Generales …….......1
I.1.2 Pozo a Cielo Abierto …….......1
I.1.3 Sondeo de Penetración Estándar …….......3
I.1.4 Sondeo con Cono Eléctrico ………...6
I.1.5 Sondeo Mixto ……….10
I.1.6 Sondeo Selectivo …….....10
I.2 Técnicas y Equipo de Perforación
I.2.1 Conceptos Generales …….....11
I.2.2 Técnicas de Perforación …..…...12
I.2.3 Máquinas de Perforación …….....13
I.2.4 Bombas de Presión …….....14
I.2.5 Barras y Ademes …….....15
I.2.6 Brocas de Perforación …….....15
I.3 Muestreo de Suelos y Rocas
I.3.1 Conceptos Generales …….....18
I.3.2 Muestreo con Pozo a Cielo Abierto …….....18
I.3.3 Muestreo con Herramientas Manuales …….....19
I.3.4 Muestreo con Penetrómetro Estándar …..…...20
I.3.5 Muestreo con Tubo de Pared Delgada …….....20
I.3.6 Muestreo con Tubo Dentado …..…...21
I.3.7 Muestreo con Barril Denison …….....22
I.3.8 Muestreo con Doble Barril Giratorio …….....23
I.4 Aplicación al Caso Práctico
I.4.1 Conceptos Generales ……….25
I.4.2 Número de Sondeos y Profundidad ……….25
I.4.3 Técnicas Utilizadas …….....26
I.4.4 Resultados de la Exploración ……….26
ÍNDICE
2
Página
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO
II.1 Pruebas Índice
II.1.1 Conceptos Generales …….....29
II.1.2 Contenido de Humedad …….....29
II.1.3 Densidad de Sólidos …..…...30
II.1.4 Peso Volumétrico …..…...30
II.1.5 Límites de Atterberg …….....31
II.1.6 Granulometría ……….32
II.2 Pruebas Mecánicas
II.2.1 Conceptos Generales …….....33
II.2.2 Compresión Simple ……….33
II.2.3 Compresión Triaxial …….....34
II.2.4 Consolidación Unidimensional ……….36
II.3 Clasificación de Suelos
II.3.1 Conceptos Generales …….....38
II.3.2 Clasificación de Suelos en Campo …….....38
II.3.3 Clasificación con el Sistema Unificado de Clasificación de Suelos …….....41
II.4 Aplicación al Caso Práctico
II.4.1 Conceptos Generales …….....43
II.4.2 Programa de pruebas …….....43
II.4.3 Resultado de las pruebas de Laboratorio …….....45
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO
III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo
III.1.1 Conceptos Generales ……….47
III.1.2 Interpretación Estratigráfica ……….47
III.1.3 Propiedades Geotécnicas del Modelo Geomecánico ……….48
III.2 Propuesta de Cimentación
III.2.1 Conceptos Generales ……….53
III.2.2 Tipos de Cimentación ……….53
III.2.3 Elección del Tipo de Cimentación ……….55
III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
III.3.1 Conceptos Generales …….....57
III.3.2 Análisis de Cargas …….....57
III.3.3 Capacidad de Carga de Pilotes …….....59
III.3.4 Número de Pilotes …….....69
III.3.5 Revisión por Capacidad de Carga …….....83
III.3.6 Revisión por Asentamientos …….....85
III.3.7 Distribución de Pilotes ……….90
ÍNDICE
3
Página
III.4 Diseño de la Excavación
III.4.1 Conceptos Generales ……….91
III.4.2 Sistema de Contención …..…...91
III.4.3 Estabilidad de la Excavación por Falla General de Fondo ……….92
III.4.4 Estabilidad de la Excavación por Supresión …..…...94
III.4.5 Estabilidad del Empotramiento del Elemento de Contención ……….95
III.4.6 Cargas en los Troqueles …….....87
III.4.7 Estabilidad de los Taludes de Avance ……...106
III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano
III.5.1 Conceptos Generales ……...110
III.5.2 Presiones Horizontales Debidas al Suelo Confinante ……...110
III.5.3 Presiones Horizontales Debidas a Sobrecarga ……...112
III.5.4 Presiones Horizontales Debidas al Agua ……...113
III.5.5 Presiones Horizontales Debidas al Sismo ……...113
III.5.6 Diagramas de Presiones Horizontales ……...115
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO
IV.1 Procedimiento Constructivo
IV.1.1 Conceptos Generales ……...116
IV.1.2 Trabajos Preliminares e Instrumentación ……...116
IV.1.3 Trazo y Nivelación ……...118
IV.1.4 Construcción de Muro Milán ……...118
IV.1.5 Hincado de Pilotes ……...123
IV.1.6 Abatimiento del Nivel Freático ……...126
IV.1.7 Excavación y Colocación de Troqueles ……...130
IV.1.8 Construcción de Elementos Estructurales ……...131
CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES
V.1 Conclusiones
V.1.1 Solución de Cimentación ……...132
V.1.2 Procedimiento constructivo ……...132
V.1.3 Comentarios Finales ……...134
ÍNDICE
4
Página
Referencias …..…VIII
Índice de Figuras …….…IX
Índice de Tablas ..….…XII
Anexos
Anexo I Proyecto Arquitectónico y Solicitaciones en la Estructura
Anexo II Memoria Fotográfica de Exploración
Anexo III Resultados de Laboratorio
Anexo IV Solución de Cimentación
INTRODUCCIÓN
I
INTRODUCCIÓN
Objetivo
La finalidad del presente trabajo es proporcionar una solución de cimentación a base
de un cajón con sustitución parcial y pilotes de fricción para un edificio cuyo uso será alojar
departamentos, el cual contará con diez niveles y dos sótano; lo anterior utilizando métodos
racionales que permitan lograr un diseño que garantice la estabilidad y funcionalidad de la
alternativa de cimentación propuesta, de igual manera se desarrollarán los lineamientos y
consideraciones necesarias para la construcción de la cimentación.
En el capítulo I (exploración geotécnica) se presentará una revisión general de los métodos
de exploración, técnicas y equipos de perforación, así como de los métodos de muestreo de
suelos y rocas más utilizados en nuestro medio, con la finalidad de presentar una base
teórica sólida, para finalmente aplicar de manera práctica los conceptos descritos, en el caso
particular presentado.
En el capítulo II (pruebas de laboratorio) se realizará una descripción de las pruebas de
laboratorio que normalmente se efectúan en un laboratorio de mecánica de suelos, de igual
manera se describirán los procedimientos de clasificación de suelos, con el objetivo de
programar la serie de pruebas de laboratorio a ejecutar, así como procesar los datos
obtenidos.
El capítulo III (diseño geotécnico) tiene como objetivo presentar los procedimientos de
cálculo utilizados para desarrollar el diseño geotécnico de la cimentación propuesta,
haciendo una exposición de los métodos utilizados y aplicándolos al caso particular en
estudio.
En el capítulo IV (procedimiento constructivo) se presentará la secuencia propuesta para
llevar a cabo la construcción de la cimentación.
El capítulo V (conclusiones) finalizará el desarrollo del presente trabajó, haciendo un
resumen de los resultados obtenidos a partir de los procedimientos descritos, para poder
emitir las recomendaciones pertinentes para el desarrollo del proyecto ejecutivo de la
cimentación propuesta, así como de las recomendaciones para su construcción. En este
mismo capítulo se emitirán comentarios acerca de la factibilidad y conveniencia de utilizar
este tipo de cimentaciones para edificios altos en la zona lacustre de la cuenca del Valle de
México.
INTRODUCCIÓN
II
Justificación
Durante los sismos de septiembre de 1985 en la ciudad de México, pudo verificarse que
varias de las estructuras cimentadas por medio de cajones de cimentación y pilotes de
fricción, tuvieron un comportamiento inadecuado el cual generó asentamientos
diferenciales inadmisibles en las estructuras, y en el peor de los casos el colapso de las
mismas, es debido a lo anterior que surgieron incertidumbres en los métodos de diseño que
deberían utilizarse para este tipo de cimentaciones. A partir de entonces se generó una
intensa investigación a través de pruebas de carga y cimentaciones instrumentadas, lo cual a
pesar de la complejidad del comportamiento de este tipo de cimentaciones principalmente
en condiciones de carga dinámica, ha proporcionado métodos racionales aceptables para el
diseño geotécnico. Debido a lo anterior se consideró pertinente presentar una descripción
de los trabajos necesarios para recopilar información en campo y laboratorio, así como de
métodos de cálculo reconocidos para el diseño geotécnico de este tipo de cimentaciones.
Alcances
Se describirán los procedimientos de exploración y pruebas de laboratorio que
normalmente se utilizan en México para la elaboración de un informe geotécnico, se
realizará el diseño geotécnico de una cimentación mixta para un caso práctico
proporcionando los datos necesarios para el diseño estructural de la cimentación,
lineamientos para la estabilización de la excavación por medio de un muro Milán con
paneles prefabricados, instalación de pilotes y abatimiento del nivel freático; lo anterior
verificando los estados límites de falla y servicio a que estarán sometidos cada uno de los
elementos de la cimentación durante su operación y durante el proceso de construcción, las
revisiones se realizarán tomando en cuenta las recomendaciones de la NTC (norma técnica
complementaria) para diseño y construcción de cimentaciones del RCDF (reglamento de
construcción del Distrito Federal), así como de métodos reconocidos.
Metodología
Para la elaboración del presente trabajo se procedió a la recopilación de información
pertinente para cada uno de los temas, por medio de libros, páginas web, artículos,
manuales e información geotécnica obtenida en el sitio de estudio, para posteriormente
aplicar los conceptos necesarios en cada uno de los apartados presentados al caso práctico,
con lo cual se logrará realizar una metodología de diseño optima, apoyada de un marco
teórico fiable.
ANTECEDENTES
III
ANTECEDENTES
Sitio de Estudio
El sitio donde se ubicará el proyecto, es un predio localizado en la calle 298-A de la
colonia el Coyol en la delegación Gustavo A. Madero, al nororiente de la ciudad de
México; el predio cuenta con una superficie de 282.69 m² (12.78 x 22.12 m) colindando al
norte, este y oeste con estructuras de un nivel las cuales están cimentadas con losas de
cimentación desplantadas a 0.60 m de profundidad, al sur colinda con la calle 298-A; la
topografía del sitio es sensiblemente plana y actualmente el predio se encuentra ocupado
por una estructura de dos niveles la cual será demolida.
Proyecto Arquitectónico
El proyecto consiste en un edificio de un solo cuerpo que contará con dos sótano para
estacionamiento cuyo nivel de piso terminado se proyecta a 7.00 m de profundidad con
respecto al nivel de brocal del sondeo, se contemplan diez niveles para alojar
departamentos los cuales alcanzarán una altura máxima de 41.82 m con respecto al nivel de
brocal del sondeo; el área de desplante de la estructura será de 265.77 m² considerando una
separación a las colindancias de 30 cm al este, oeste y norte; la geometría de la estructura es
rectangular con ancho y largo de 12.18 y 21.82 m respectivamente. En el Anexo I, se
muestran las plantas, cortes y fachadas arquitectónicas del proyecto.
Proyecto Estructural
La solución estructural adoptada para el proyecto es a base de marcos rígidos de concreto
reforzado formados por trabes y columnas, para disminuir los efectos sísmicos se utilizaron
muros de rigidez del mismo material, el sistema de piso adoptado será a base de losas
nervuradas, para el sótano se construirá un muro perimetral de concreto reforzado para
contener los empujes, la losa fondo del sótano será de concreto reforzado rigidizada con
contra-trabes invertidas.
ANTECEDENTES
IV
Solicitaciones de Servicio
Como resultado del análisis estructural, fueron proporcionadas las solicitaciones en
condiciones estáticas y dinámicas de la estructura; para la revisión a estado límite de falla
en condiciones estáticas se considerará la condición de carga máxima, mientras que para la
revisión a estado límite de servicio se consideró la condición de carga media, por otra parte
para las condiciones dinámicas se consideraron los efectos sísmicos actuando de manera
ortogonal con la totalidad de su fuerza en un sentido y con el 30% de su fuerza en sentido
perpendicular al primero, generando ocho combinaciones de carga con efecto sísmico con
lo cual se realizará la revisión a estado límite de falla en condiciones dinámicas.
Él análisis estructural fue realizado de acuerdo a lo estipulado en la norma técnica
complementaria para edificaciones y sismo del reglamento de construcciones del distrito
federal.
Los datos del análisis de cargas proporcionado así como su interpretación, son
mostrados en el Anexo I, cuyo resumen se presenta a continuación:
Tabla A.1 Resumen del Análisis de Cargas Fuente: Propia; México 2014
Combinación Fz (Ton) Mx
(T-m)
My
(T-m)
ex
(m)
ey
(m)
Centro de cargas a paños
X (m) Y (m)
CM+CV(max) 3244.59 2564.81 94.62 0.03 0.79 6.12 11.70
CM+CV(med) 3072.76 2476.66 103.52 0.03 0.81 6.12 11.72
CM+CV(ins)+Sx+0.30Sy 3101.37 7187.76 18008.29 5.81 2.32 11.90 13.23
CM+CV(ins)+Sx-0.30Sy 3101.37 -1246.96 17603.09 5.68 -0.40 11.77 10.51
CM+CV(ins)-Sx+0.30Sy 3101.37 6247.13 -17398.17 -5.61 2.01 0.48 12.92
CM+CV(ins)-Sx-0.30Sy 3101.37 -2187.59 -17803.37 -5.74 -0.71 0.35 10.20
CM+CV(ins)+0.30Sx+Sy 3101.37 16699.05 6088.76 1.96 5.38 8.05 16.29
CM+CV(ins)+0.30Sx-Sy 3101.37 -11416.69 4738.09 1.53 -3.68 7.62 7.23
CM+CV(ins)-0.30Sx+Sy 3101.37 16416.86 -4533.18 -1.46 5.29 4.63 16.20
CM+CV(ins)-0.30Sx-Sy 3101.37 -11698.88 -5883.84 -1.90 -3.77 4.19 7.14
Donde:
Fz Peso total de la estructura.
Mx Momento de volteo alrededor del eje X.
My Momento de volteo alrededor del eje Y.
ex y ey Excentricidad en dirección X y Y respectivamente.
X y Y Coordenadas del centro de cargas en los ejes X y Y.
ANTECEDENTES
V
Zonificación Geotécnica de la Cueva del Valle de México
Con la extensa investigación realizada en el subsuelo de la ciudad de México y sus
alrededores, se ha propuesto una zonificación geotécnica para la cuenca del Valle de
México, la cual aparece en la norma técnica complementaria para diseño y construcción de
cimentaciones, de acuerdo a la cual existen tres tipos de terreno característicos en la zona:
lomas (zona I), transición (zona II) y lago (zona III).
A) Zona de lomas (I)
La zona de Lomas incluye las faldas de la Sierra de Guadalupe, la Sierra de las Cruces y se
adicionan las partes altas de los cerros del Peñón de los Baños, Peñón del Marqués y el
Cerro de la Estrella. Está formada por suelos areno-limosos (tobas) compactos, de alta
capacidad de carga y baja deformabilidad, se incluyen los derrames de basalto del pedregal.
B) Zona de transición (II)
En esta zona es donde ocurren los cambios más notables en la estratigrafía. En esta zona se
encuentran superficialmente depósitos de arcilla o limo orgánico de la formación Becerra
cubriendo a estratos de arcilla muy compresible intercalados con lentes de arena, los cuales
descansan sobre potentes mantos de arena y grava. Dependiendo con su cercanía a la zona
de lomas o de lago, presenta variaciones estratigráficas notables, por lo que se a subdividió
en transición alta y transición baja.
C) Zona de lago (III)
Los depósitos de la planicie del valle de México son los que comúnmente se conocen como
zona de lago. Esta zona se caracteriza por los grandes espesores de arcillas blandas de alta
compresibilidad, que subyacen a una costra superficial de espesor variable en cada sitio,
dependiendo de la localización e historia de cargas.
ANTECEDENTES
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ZONIFICACIÓN GEOTÉCNICA DEL DISTRITO FEDERAL (2004)
Zona I
Zona II
Zona III
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-99.30
0 1 2.5 5 10 15 20 Km
Escala gráfica
TLAHUAC - CHALCO
C. X I C O
R E F O R
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Figura A.1 Zonificación Geotécnica de la Ciudad de México Fuente: RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño y Construcción de Cimentaciones; México 2005
El sitio en estudio se encuentra
ubicado en la zona de lago (III)
ANTECEDENTES
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T E X C O C O
19.60
19.55
19.50
19.45
19.40
19.35
19.30
19.25
-99.25 -99.20 -99.15 -99.10 -99.05 -99.00 -98.95 -98.90 -98.85
19.20
L O N G I T U D
L A
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ZONIFICACIÓN SÍSMICA DEL DISTRITO FEDERAL (2004)
Zona I
Zona II
Zona IIIa
19.15
-99.30
0 1 2.5 5 10 15 20 Km
Escala gráfica
Zona IIIb
Zona IIIc
Zona IIId
Esta zona se considerará como II (transición) para fines de las Normas
Técnicas Complementarias para Diseño de Cimentaciones
Estas regiones no están suficientemente investigadas, por lo que la
zonificación es solamente indicativa
TLAHUAC - CHALCO
C. X I C O
R E F O R
M A
Sismicidad
En la norma técnica complementaria para diseño por sismo del reglamento de
construcciones del Distrito Federal, se presenta la zonificación de la cuenca del valle de
México, para tomar en cuenta el coeficiente sísmico a utilizar en el análisis estructural.
Figura A.2 Zonificación del D.F. Para Fines de Diseño por Sismo Fuente: RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño por Sismo; México 2005
El sitio en estudio se encuentra
ubicado en la zona de lago (IIIb),
le corresponde un coeficiente
sísmico de 0.45
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
1
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA
I.1 Métodos de Exploración
I.1.1 Conceptos Generales
Para diseñar la cimentación de una obra civil, resulta necesario conocer la
estratigrafía y propiedades del suelo; este conocimiento se obtiene a través de
exploraciones, obtención de muestras y pruebas de laboratorio.
La exploración se lleva a cabo en tres fases: el reconocimiento superficial del lugar, la
exploración preliminar y la exploración detallada incluyendo el muestreo. La exploración
debe permitir obtener resultados confiables en un mínimo de tiempo y costo. La
confiabilidad del estudio geotécnico que se realice depende de los trabajos de exploración,
éstos deben realizarse en forma cuidadosa, siguiendo métodos y normas adecuadas.
Los métodos de exploración pueden dividirse en dos grupo:
Métodos directos: Son aquellos mediante los cuales se obtienen muestras representativas de
los diversos estratos o formaciones que subyacen al terreno.
Métodos indirectos: Son los métodos de exploración en los que sin necesidad de obtener
muestras, se obtienen resultados que permiten conocer en forma aproximada los estratos o
materiales del subsuelo.
En la Ciudad de México se realizan comúnmente los siguientes métodos de exploración:
- Pozo a cielo abierto
- Sondeo de penetración estándar
- Sondeo con cono eléctrico
- Sondeo mixto
- Sondeo selectivo
I.1.2 Pozo a Cielo Abierto
El pozo a cielo abierto es un método directo, el cual se considera como el más satisfactorio
para conocer las condiciones del subsuelo.
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
2
El pozo a cielo abierto consiste en realizar una excavación con sección cuadrada,
rectangular o circular, dependiendo de la técnica de estabilización de las paredes, de dicha
excavación se puede realizar una inspección visual de la columna estratigráfica en el sitio,
de igual forma es posible obtener muestras alteradas y muestras cúbicas inalteradas.
La excavación se realiza de preferencia con pico y pala, a la profundidad que los trabajos
puedan realizarse o se necesiten, teniendo como limitante que debajo del nivel freático se
requiere de bombeo. Si las paredes de la excavación son inestables, se ademan con madera
formando marcos estructurales.
Figura I.1 Pozo a Cielo Abierto Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
Figura I.2 Pozo a Cielo Abierto Ademado Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Segunda Parte);
México 2000
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
3
I.1.3 Sondeo de Penetración Estándar
El sondeo de penetración estándar (SPT), es un método directo el cual consiste en hincar
una herramienta denominada penetrómetro de 45 o 60 cm de longitud con una masa de 64
kg, dejando caer la masa desde 75 cm de altura, durante el hincado se cuenta el número de
golpes que corresponden a cada uno de los avances de 15 cm (el penetrómetro se divide en
tramos de 15 cm). La resistencia a la penetración estándar se define como el número de
golpes “N” necesarios para penetrar los últimos 30 cm (de 15 a 45 cm); los golpes en los
primeros 15 cm se desprecian, porque se consideran no representativos por la alteración
inducida a causa de la penetración.
En el caso de que el número de golpes llegue a 50 y el muestreador ya no penetre se
suspenderá la prueba. Un procedimiento alterno usual consiste en hincar 15 cm adicionales
(60 cm en total); el número de golpes del último tramo se considera no representativo, por
lo que la única ventaja de este procedimiento es que se muestrea un tramo ligeramente
mayor; lo cual permite detallar más confiablemente la estratigrafía del sitio.
En la operación del martinete debe vigilarse que su altura de caída sea constante y que el
cable de manila tenga un máximo de dos vueltas en la cabeza de gato, para lograr el efecto
de caída libre sin fricción.
Figura I.3 Prueba de Penetración Estándar (SPT) Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
4
La limpieza de la perforación es también significativa, ya que el exceso de azolves puede
incrementar el número de golpes “N”. El Penetrómetro con válvula de esfera y varilla
permite lavar inyectando agua a través de la tubería y el penetrómetro; después se deja caer
la válvula hasta su posición y se realiza la prueba, de esta manera se asegura la limpieza de
la perforación.
Una vez hincado el Penetrómetro, se sube a la superficie y se extrae la muestra de él; la
muestra se debe clasificar cuidadosamente de acuerdo con el criterio de campo del Sistema
Unificado de Clasificación de suelos (SUCS) y se debe describir con símbolos y con los
adjetivos más precisos, si es necesario se utilizan notas aclaratorias; esta labor la debe hacer
una persona formalmente entrenada.
Características: el penetrómetro estándar debe tener las dimensiones que se muestran en la
figura I.4 y figura I.5; la zapata debe ser de acero endurecido y debe sustituirse cuando
pierda su filo; el tubo intermedio puede ser partido o entero, en cuyo caso se identifica
como tubo liso, y debe tener las mismas dimensiones; la válvula de la cabeza permite la
salida del azolve durante el proceso de hincado y evita que la muestra salga del
penetrómetro durante la extracción; se puede integrar en el muestreador una canastilla o
trampa para retener las muestras de arena suelta, ver fig. I.6.
Figura I.4 Características del Penetrómetro (A) Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
5
Figura I.5 Características del Penetrómetro (B) Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
Figura I.6 Trampa o Canastilla Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
El equipo de hincado consta de una masa golpeadora de acero de 64 kg guiada con una
barra de 19 mm de diámetro; el diámetro de la masa golpeadora es generalmente de 15 cm;
la energía se trasmite al penetrómetro mediante una cabeza de golpeo y tubos de diámetro
mínimo AW (4.44 cm); para evitar flambeo excesivo de la columna de tubos de perforación
en sondeos que lleguen a profundidades mayores de 15 m, es recomendable utilizar barras
de mayor diámetro BW (5.40 cm) y NW (6.67 cm).
En la figura I.7 se muestra el diseño de un martinete de hincado más eficiente que el
convencional.
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
6
Figura I.7 Martinete de Hincado Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
I.1.4 Sondeo de Cono Eléctrico
Es un método indirecto mediante el cual se determina con la profundidad las variaciones de
la resistencia a la penetración de punta y fricción del cono, la interpretación de estos
parámetros permite definir con precisión cambios a las condiciones estratigráficas del sitio
y estimar la resistencia al corte de los suelos mediante correlaciones empíricas, en la figura
I.8 se muestra el esquema de un cono eléctrico convencional.
Figura I.8 Cono Eléctrico Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
7
Relacion de friccion fs/qc, en porcentaje
Re
sis
ten
cia
de
pu
nta
qc, kg/c
m²
200
100
50
10
5
2
Are
na
s c
on
co
nch
as
(Compacta
o
cementada)
Arena
(suelta)
Mezclas
lomo-arena,
arenas
arcillosas y
limos
Arcillas
arenosas y
limosas
Arcillas
inorgánicas
no sensitivas
Muy duras
Duras
Medias
Blandas
Arcillas
orgánicas y
mezclas de
suelos
Muy Blandas
1 2 3 4 5 6 7
Arena
gruesa y
grava
Arena
Limo, arcilla
Arcilla
Turba
300
200
100
00 1 2 3 4 5 6
Friccion local fs, kg/cm²
Re
sis
ten
cia
de
pu
nta
qc k
g/c
m²
La identificación de los suelos se hace mediante correlaciones empíricas, de las cuales las
más utilizadas son las elaboradas por Sanglerat y por Schmertman. En el caso del subsuelo
de la ciudad de México, particularmente en la zona de lago, la identificación de los suelos
se puede hacer comparando la variación de la resistencia de punta con la estratigrafía
definida mediante sondeos con muestreo inalterado continuo.
A) Gráficas para clasificación de materiales
Figura I.9 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (A) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
Figura I.10 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (B) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
8
Arena gruesa
y grava
Arena
Limo, Arcilla
Arcilla
Turba
0 0.5 1.0 1.5 2.00
10
20
30
40
50
Friccion local fs, kg/cm²
Re
sis
ten
cia
de
pu
nta
qc,
kg
/cm
²
x
cuu
N
qC
Figura I.11 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (C) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
B) Parámetros de resistencia en suelos cohesivos
La resistencia al corte de los suelos cohesivos en condiciones no drenadas se puede obtener
aproximadamente con la expresión:
Donde:
Cuu Resistencia no drenada, en T/m²
qc Resistencia de punta de cono, en Kg/cm²
Nk Coeficiente de correlación
Los valores del coeficiente Nk, determinados para los suelos de la Ciudad de México,
aparecen a continuación:
Tabla I.1 Valores del Coeficiente de Relación Nk para la Ciudad de México Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
Tipo de Suelo qc
Prueba Torcómetro Penetrómetro de
Bolsillo Triaxial Compresión
Simple Laboratorio Campo
Costra seca 5<qc<10 qc/14 qc/20 - - -
Arcillas blandas qc>5 qc/13 qc/16 qc/12 qc/14 -
Limos arcillosos
duros qc>10 qc/24 qc/54 - - qc/29
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
9
Del análisis de SANGLERAT
SCHMERTMANN 90%
de los datos caen entre estas linaes
Relacion de punta qc, en kg/cm² o ton/pie²
0
20
40
60
80
1001 2 5 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 150 200 250
Co
mpacid
ad
re
lativa c
on
muestr
as in
altera
das, en p
orc
enta
je
muy
sueltas
sueltas
media
de
nsa
muy
de
nsa
0
400
300
200
100
50
10
muy suelta Suelta media Denso Muy densa
20° 25° 30° 35° 40° 45°
Angulo de friccion interna Ø
Compacidad relativa
'tan2
'
0 2
'45tan'tan1
eqc
'
0cq
C) Parámetros de resistencia en suelos friccionantes
La correlación entre la resistencia de punta del cono y la compacidad relativa de las arenas
finas se muestra en la siguiente figura.
Figura I.12 Correlación Entre la Resistencia de Punta y la Compacidad Relativa de Arenas Finas (A) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
Para determinar el ángulo de fricción interna ø’ se utilizan las fórmulas de capacidad de
carga, empleando como datos la capacidad de carga ultima y la estimación del peso
volumétrico; en la figura I.13 se presenta una solución gráfica para determinar el valor de
ø’ en función de qc y de σo´ que es el esfuerzo vertical efectivo.
Figura I.13 Correlación Entre la Resistencia de Punta y la Compacidad Relativa de Arenas Finas (B) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración
10
1
12
121tan
q
cc
Nzz
)1(2
tan1 2121
cqc
qcc
NNN
zzNqqc
12
12
tan1 zz
qqN cc
q
D) Parámetros de resistencia en suelos cohesivo-friccionante
En este caso se resuelve considerando dos valores cercanos de la resistencia de punta, que
corresponden a un mismo estrato (qc1 y qc2), pudiéndose plantear 2 expresiones de la
capacidad de carga última, que considerándolas simultáneamente resulta:
Donde:
C y ø Parámetros de la resistencia al corte
qc1 y qc2 Valores de la resistencia de punta (qc2 > qc1)
z1 y z2 Profundidades de medición
Nc y Nq Coeficientes de capacidad de carga
La prueba de penetración de cono es la técnica de exploración más eficiente y económica
cuando se trata de suelos blandos.
I.1.5 Sondeo Mixto
Es un método directo el cual consiste en combinar procedimientos de exploración,
generalmente penetración estándar y muestreo con tubo de pared delgada, este método de
exploración depende de la experiencia e información estratigráfica estimada del sitio, en
este tipo de exploración la profundidad en donde se realice el muestreo inalterado depende
del tipo de material, número de golpes y estratigráfica en campo previamente detectada;
este método de exploración es económico, sin embargo pueden presentarse problemas al
momento de definir las profundidades donde se realizará el muestreo inalterado,
principalmente cuando se carece de experiencia y no se tienen previamente una idea de la
estratigrafía a encontrar.
I.1.6 Sondeo Selectivo
Un sondeo selectivo es un método directo del cual se obtienen muestras inalteradas,
consiste en realizar previamente un sondeo de cono eléctrico o de penetración estándar que
permita precisar la posición de los estratos específicos de los que conviene rescatar
muestras inalteradas; este criterio optimiza el número de muestras y aumenta la calidad de
la información geotécnica.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación
11
Perforadora
Horquilla y Perno Polea
Gancho de Seguridad
Swetvel Para Agua
Tripie
Manguera para Agua de Alta Presión
Grapa de Seguridad
Bomba para Agua
ADEME
I.2 Técnicas y Equipo de Perforación
I.2.1 Conceptos Generales
La realización de un sondeo implica la ejecución alternada del muestreo, del avance
y rimado de la perforación; la técnica de perforación es parte fundamental del trabajo de
campo que influye en la calidad del muestreo.
Para realizar una perforación adecuada, se requiere de ciertos equipos y herramientas, los
cuales generalmente consisten en:
- Maquinas de Perforación
- Bombas de presión
- Barras y ademes
- Brocas de perforación
Figura I.14 Perforadora, Tripié y Bomba de Agua Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006
En lo siguiente se describirán las características más importantes de las técnicas de
perforación, así como de los equipos y herramientas necesarios.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación
12
he Presión Estática (+)
hd Presión Dinámica (+)
Broca
Barra de Perforación
Agua o Lodo
Z
he
hd
NAF NAF
Cable
Válvula de pieCuchara de Impacto
h= perdida de presión (-)
h
Perforación a rotación y por lavado Perforación con cuchara de impacto
Perforación con barrena helicoidal Perforación con ademe helicoidal
Perforación
NAF
Presión (p)
NAF
Previo al
Muestreo
Succion (p) Tapón
Presión (p)
NAF
Perforación
hr = Recuperación del Nivel Freático
V = Cambio de Volumen del Suelo
NAF
Vhr
I.2.2 Técnicas de Perforación
Las técnicas de perforación que más se han utilizado en México son las siguientes:
- Perforación a rotación y por lavado
- Perforación con cuchara de impacto
- Perforación con barrena helicoidal
- Perforación con ademe helicoidal
- Perforación con aire a presión
Figura I.15 Técnicas de Perforación Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
A) Perforación a Rotación y por Lavado
La perforación a rotación con broca tricónica es la técnica más común para la ejecución de
los sondeos, por otra parte la perforación por lavado ha caído en desuso, en ambas técnicas
se utiliza como fluido de perforación agua o lodos bentoníticos.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación
13
Cuando se perfora con alguna de estas técnicas, se observa frecuentemente perdida del
fluido de perforación, y las muestras que se rescatan de esas profundidades resultan casi
siempre fisuradas, estas fisuras se identifican fácilmente por la bentonita o azolve que
penetra en ellas y por ello no son útiles para obtener las propiedades mecánicas de los
suelos.
B) Perforación con Cuchara de Impacto
Esta técnica ha sido abandonada por su lentitud; durante la perforación a razón de los
impactos de la cuchara se remoldea el suelo, por ello la parte superior de todas las muestras
exhibe alteraciones y remoldeo.
C) Perforación con Barrena Helicoidal
Esta técnica de perforación ha caído en desuso; se extrae suelo por efecto de tornillo y al
sacar las columnas de barras se desarrolla succión que frecuentemente colapsaba al suelo;
las muestras que se obtienen de esta técnica, están siempre remoldeadas.
D) Perforación con Ademe Helicoidal
Esta técnica se encuentra en desuso, con esta técnica se extrae suelo durante el avance y se
generan deformaciones volumétricas cuando se quita el tapón central del ademe.
El ademe helicoidal ha funcionado satisfactoriamente en los aluviones, en arcillas blandas
no es admisible adoptar este procedimiento, por el remoldeo que induce al suelo.
E) Perforación con Aire a Presión
Puede utilizarse en dos formas diferentes: con equipo y herramienta convencionales de la
perforación a rotación recurriendo al aire como fluido de perforación para enfriar la broca y
trasportar los residuos de la perforación a la superficie, y mediante martillos neumáticos de
fondo, en el segundo caso la máquina de perforación podrá ser también de operación
neumática.
I.2.3 Máquinas de Perforación
Las máquinas de perforación pueden ser del tipo rotatorias o de percusión, sin embargo
cuando se trata de obtención de muestras de suelo, la maquinaria a emplear debe ser
siempre rotatoria; a continuación se presentan las características de las máquinas de
perforación más utilizadas:
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación
14
Tabla I.2 Características de las Máquinas de Perforación Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006
Máquina Peso
en kg
Capacidad en m Fuerza
de
Empuje
en
kg
Velocidad
de
Rotación
En rmp
Par
Máximo
en
Kg-m
Carrera de
Perforación
en m
Potencia
en hps Espirales
4 1/2”
Diámetro
NW
Longyear
(*)
Mod. 34
1130 --- 260 3200 22-1510 --- 0.6 36
Mobile
drill
Mod. B53
1826 75 300 8568 27-716 824 1.2 97
Mobile
drill
Mod. B61
3721 90 450 4800 65-850 1230 1.7 97
Acker
Mod.
AD-11
2310 76 300 7200 55-553 632 1.8 50
Acker
Mod.
MP-50
1996 46 300 3200 43-287 518 1.8 48
Simco
Mod.
2800 Hs
1200 35 90 2950 0-300 207 1.9 32
CME
Mod. 55 2720 75 300 7257 100-650 970 1.8 ---
CME
Mod. 45 1280 45 150 4080 75-475 414 1.7 36
(*) Máquina para exploración minera y geológica.
I.2.4 Bombas de Presión
Las bombas que se utilicen para perforación, deben ser capaces de operar con lodos
bentoníticos; a continuación se presentan las características de las bombas de presión más
utilizadas:
Tabla I.3 Características de las Bombas Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006
Marca Tipo Gasto en l/min Presión en
Kg/cm²
Potencia
en hp
Diámetro
en Pulg Maneja
Moyno
Mod. 3L6
Capacidad
progresiva 162 16 7.5 3x2
Lodos
densos
Barnes
Mod. Caracol
Centrifuga de
alta presión 150 8 10 3x2
Lodos
medios
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación
15
a) Triconicab) Drag
c) Cola de pescado
d) De aleta
I.2.5 Barras y Ademes
A continuación se describen las características de las barras y ademes más utilizados en la
realización de perforaciones con fines geotécnicos:
Tabla I.4 Medidas de Barras de Perforación Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006
Barra Øe Øi Øc
Peso kg/m Cuerdas por pulgada Pulg mm Pulg mm Pulg mm
EW 1 3/8 34.9 7/8 22.2 7/16 12.7 4.6 3
AW 1 23/32 44.4 1 7/32 30.9 5/8 15.9 6.5 3
BW 2 1/8 54.0 1 3/4 44.5 3/4 19.0 6.2 3
NW 2 5/8 66.7 2 1/4 57.2 1 3/8 34.9 8.0 3
Logitud estándar: 3.05 m (10 ft)
Øe = Diámetro exterior
Øi = Diámetro interior
Øc = Diámetro interior del cople
Tabla I.5 Medidas de Ademes Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006
Ademe Øe Øi
Peso kg/m Cuerdas por Pulgada Pulg mm Pulg mm
NW 3 1/2 88.9 3 76.2 12.8 4
HW 4 1/2 114.3 4 101.6 16.8 4
Øe = Diámetro exterior
Øi = Diámetro interior
I.2.6 Brocas de Perforación
A continuación se describen las características de las brocas de perforación más utilizadas
en la realización de perforaciones con fines geotécnicos:
Figura I.16 Brocas de Perforación Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación
16
A) Broca Tricónica
La broca tricónica se manufactura en diferentes diámetros como 2 7/16”, 4”, 5”, 6”, durante
su operación se utiliza fluido de perforación (lodo, agua o aire) que sale al centro de la
broca para enfriar y arrastrar el material cortado a la superficie. Este tipo de brocas se
puede utilizar para perforar desde rocas duras a suelos duros.
B) Broca Drag
Esta broca cuenta con tres planos radiales de corte, cada uno de ellos con pastillas de
carbono de tungsteno, se manufacturan desde 2” de diámetro. Durante su operación se
utiliza fluido de perforación (lodo, agua o aire), que sale al centro de la broca, para enfriarla
y arrastrar el material cortado a la superficie. Este tipo de broca se puede utilizar en
materiales que van de rocas blandas a suelos blandos.
C) Broca de Aletas
Está formada por dos placas de acero duro, que son las aletas dispuestas de tal manera que
formen una hélice corta. En el vástago se tiene 2 salidas de agua o lodo que incide en la
parte superior de las aletas. La broca es de fabricación artesanal y los diámetros que se
manejan son generalmente de 2”. En general se utilizan en suelos de consistencia media a
blanda, es adecuada para hacer perforaciones, sondeos e instalaciones de posos de bombeo,
tiene la ventaja de dejar agujeros limpios y poco alterados, es más económica que la
tricónica o la drag y más eficiente.
D) Broca cola de pescado
Esta broca tiene la forma de cola de pescado y está constituida por dos cuchillos
triangulares ligeramente alabeados, con su vértice en la parte inferior, en algunas ocasiones
estas placas o cuchillas son rectangulares y entonces la parte inferior es recta. No tiene
salida para fluido de perforación, por lo que su uso está restringido a la llamada perforación
de batido (sin eliminar el material cortado) la cual se requiere para el hincado de pilotes y
para los cuales se agrega algo de agua al inicio de la perforación. Se utiliza para perforar las
capas duras que no permiten el hincado del cono eléctrico.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación
17
RESISTENCIA AL CORTE
Rocas Suelos
Broca Tricónica
Duras
Broca Drag
Broca de Aletas
Broca Cola de pescado
TIP
O D
E B
RO
CA
Blandas Duros Blandos
Tabla I.6 Brocas de perforación Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006
Tipo de broca Material Fluido de
perforación Aplicación
Tricónica
Basalto y
tobas muy
duras
Aire, agua y
lodo
En sondeos de instalación de aparatos, en basaltos es
más eficiente el martillo neumático y en tobas la
broca drag.
Drag Tobas y suelos
blandos
Aire, agua y
lodo
En sondeos de instalación de aparatos, utilizando aire
a presión cuando se perfora arriba del nivel freático
De aletas Suelos
blandos Agua y lodo
En sondeos a pozos de bombeo. Si en los sondeos se
presenta fracturamiento hidráulico se requerirá
también perforar con la posteadora rimadora.
Cola de
pescado
Suelos
blandos No requiere
Cuando se requiere remoldear (perforación de batido)
para el hincado de pilotes y penetración de lentes
duros que impiden el hincado del cono eléctrico.
A continuación se presenta un esquema de la forma de seleccionar una broca de
perforación, de acuerdo a la resistencia al corte del material a perforar.
Figura I.17 Criterios para la Selección de Brocas de Perforación en Suelos y Rocas Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas
18
I.3 Muestreo de Suelos y Rocas
I.3.1 Conceptos Generales
Para la clasificación preliminar de un suelo, o para determinar sus propiedades en el
laboratorio, es necesario contar con muestras tomadas del sitio en estudio. En cuanto al
propósito con que se toman las muestras, estas se clasifican en muestras de inspección y de
laboratorio; para las muestras de inspección solo se requieren que sean muestras
representativas alteradas, y las que se destinan a estudios de laboratorio pueden ser
muestras representativas inalteradas preferentemente o muestras representativas alteradas,
dependiendo del tipo de ensaye a realizar.
A) Muestras representativas alteradas
Son aquellas cuyo acomodo estructural está afectado en forma significativa por el
muestreo; sirven para clasificar los suelos y hacer determinaciones de propiedades índices.
B) Muestras representativas inalteradas
Son aquellas cuyo acomodo estructural no está afectado en forma significativa por el
muestreo; se utilizan para clasificar los suelos y hacer determinaciones de propiedades
índice y mecánicas. No obstante aunque el muestreo se realice con cuidado, las muestras
representativas inalteradas sufren cambios volumétricos debidos al cambio en el estado de
esfuerzos.
I.3.2 Muestreo con Pozo a Cielo Abierto
De los pozos a cielo abierto es posible obtener muestras cubicas inalteradas, las cuales
conservan la estructura y el contenido de agua natural del suelo en el lugar de donde se
tomó la muestra, por lo que su obtención, envase y trasporte requieren cuidados especiales
a fin de no alterarlas. Son generalmente cubicas de aproximadamente 40 cm por lado, que
se cubre con una membrana impermeable hecha de manta de cielo, parafina y brea para
protegerlas y evitar la pérdida de agua durante el transporte y almacenamiento.
Las herramientas a utilizar consisten en picos, palas, barretas, cuchillos, espátulas, cucharas
de albañil, machete, arcos con seguetas o con alambre de acero, parafina, brea, manta de
cielo, estufa o lámpara de gas, recipiente metálico para calentar y mezclar la parafina con la
brea (una parte de brea y cuatro de parafina), brochas, cajones de madera para empacar las
muestras, aserrín, viruta o paja, cinta métrica de 20 m de longitud y flexómetro de 5 m de
longitud.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas
19
Figura I.18 Herramienta para Muestreo de Pozo a Cielo Abierto Fuente: SCT; Manual de Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M-MMP-1-01/03; México 2003
Las muestras cubicas inalteradas se obtienen de suelos finos o arenosos que puedan labrarse
sin que se disgreguen.
Una vez excavado el pozo a cielo abierto a la profundidad deseada, se limpia la superficie
donde se extraerá la muestra, eliminando toda la materia orgánica, polvo, basura o
cualquier otra substancia que pueda contaminar. Antes de empezar el muestreo se prepara
una mezcla de cuatro partes de parafina por una parte de brea, fluidificadas por medio de
calor; dicha mezcla se conserva a temperatura tal que la mantenga en estado líquido hasta
ser empleada. La obtención de las muestras se efectúa en las paredes de una excavación o
en la superficie del terreno natural. Se marca sobre el terreno un cuadro de
aproximadamente 40 cm por lado y con ayuda de la herramienta se excava alrededor de sus
bordes para labrar un cubo; esta excavación tendrá dimensiones tales que permitan las
operaciones de labrado y extracción de las muestras sin dañar la estructura del material ya
sea por presión o por impacto y se lleva hasta la profundidad necesaria para efectuar un
corte horizontal en la base del cubo y desprenderlo. Inmediatamente después de haber
labrado el cubo y antes de desprenderlo, se cubren sus caras expuestas con manta de cielo
recién embebida en la mezcla de parafina y brea, de tal manera que quede bien adherida a la
muestra. Una vez protegidas las 5 caras descubiertas del cubo, se procede a efectuar el corte
en su base y a separarlo cuidadosamente para no dañarlo, cubriendo inmediatamente su cara
inferior con una capa de manta de cielo embebida en la mezcla de parafina y brea.
I.3.3 Muestreo con Herramientas Manuales
Existen herramientas manuales de muestreo tales como la barrena helicoidal y pala
posteadora, las cuales son adecuadas para aquellos casos en los que la profundidad de la
exploración sean menores a 12 m, con estas herramientas se obtienen muestras alteradas de
arenas, limos, arcillas y mezclas de estos, que no contengan gravas o cantos rodados o estén
endurecidos por cementación de sus partículas. Son herramientas útiles y fáciles de operar
hasta profundidades de 10 a 12 m si la pared de la perforación es estable.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas
20
Pala PosteadoraBarrena Helicoidal
Figura I.19 Barrena Helicoidal y Pala Posteadora Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
Con este tipo de herramientas no es posible determinar la compacidad de las arenas ni la
consistencia de las arcilla, pero se puede combinar con pruebas de penetración dinámica.
I.3.4 Muestreo con Penetrómetro Estándar
Una vez terminada la prueba de penetración estándar, el suelo se introduce en el
penetrómetro con lo cual es posible obtener muestras representativas alteradas de los
tramos donde se ejecutó la prueba.
Las muestras deben conservarse en frascos o en bolsas herméticas que mantengan constante
el contenido de agua; los envases se colocarán en un lugar fresco, protegido de los rayos del
sol.
I.3.5 Muestreo con Tubo de Pared Delgada
El empleo de tubos abiertos de pared delgada (conocidos como tubos Shelby) permite
obtener muestras de suelo relativamente inalteradas. Para fines prácticos, esta técnica debe
aplicarse selectivamente para suministrar al laboratorio especímenes en los cuales se
determinen las características de resistencia y compresibilidad que se requieran para el
diseño geotécnico de detalle.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas
21
Figura I.20 Tubo de Pared Delgada o Tubo Shelby Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
Las muestras de suelos blandos que se obtienen con los tubos Shelby utilizando técnicas de
perforación a rotación o por lavado, frecuentemente resultan fisuradas. El muestreador
Shelby se debe hincar con una velocidad constante entre 15 y 30 cm/s una longitud de 75
cm; queda sin muestra una longitud mínima de 15 cm donde se alojan los azolves que
pudieran haber quedado dentro del tubo.
Después del hincado se deja el muestreador en reposo durante 3 minutos, para que la
muestra se expanda en el interior y aumenta su adherencia contra las paredes; en seguida se
corta la base del espécimen girando dos vueltas el muestreador, se saca al exterior y se
limpia sus extremos y se identifica el tubo.
I.3.6 Muestreo con Tubo Dentado
Esta herramienta permite obtener muestras de arcillas duras y limos compactos o
cementados con un mínimo de alteración; en estos materiales presenta claras ventajas de
operatividad y costo sobre muestreadores de barril doble.
Este muestreador se hinca operándolo a rotación con velocidades menores de 10 r.m.p. y
presión vertical para que avance con velocidad constante de 1 cm/s, hasta penetrar 75 cm;
de esta manera queda sin muestrear un longitud mínima de 15 cm donde se alojan los
azolves que pudieran haber quedado dentro del tubo.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas
22
Después del hincado se deja el muestreador en reposo tres minutos a fin de que la muestra
se expanda en su interior y aumenta su adherencia contra las paredes del tubo enseguida se
corta la base del espécimen, girando dos vueltas el muestreador y se procede a sacarlo al
exterior, donde se limpia sus extremos e identificación. Las muestras obtenidas con esta
técnica presentan alteraciones en un anillo perimetral de 2 a 4 mm de espesor.
Figura I.21 Tubo de Pared Delgada o Tubo Shelby Dentado Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
I.3.7 Muestreo con Barril Denison
Este muestreador consta de dos tubos concéntricos montados en una cabeza con baleros; el
tubo exterior gira para cortar al suelo mientras que el interior permanece sin girar y por
presión toma la muestra. Durante el muestreo se inyecta agua y lodo que circule entre los
tubos, enfriando así la broca y arrastrando al exterior el material cortado.
El barril puede muestrear los suelos en los que el tubo Shelby no puede penetrar, como el
caso de las arcillas duras, limos compactados o cementados con pocas gravas. Abajo del
nivel freático se puede utilizar agua o lodo como fluido de perforación, arriba del nivel
freático es necesario utilizar lodos para disminuir la contaminación que provoca el agua.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas
23
Se baja el muestreador al fondo de la perforación, ajustando previamente la distancia según
el suelo que se esté muestreando, se hinca unos centímetros para evita que el tubo inferior
gire y después se inicia la rotación aplicando continuamente presión. La velocidad de
rotación varía entre 50 y 200 r.p.m. la longitud de muestreo debe ser menor que la longitud
del tubo para poder alojar los azolves; una vez alcanzada la longitud de muestreo se extrae
el muestreador y de él la muestra, protegiéndola inmediatamente después de hacer la
clasificación.
Figura I.22 Barril Denison Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
I.3.8 Muestreo con Doble Barril Giratorio
El muestro de suelos muy duros y rocas se realizan con barriles muestreadores que tienen
broca de insertos de carburo de tungsteno o diamantes industriales. Es el más confiable para
obtener muestras de buena calidad, consta de dos tubos concéntricos montados en una
cabeza con baleros que permiten que el tubo interior permanezca sin girar. Los barriles
muestreadores se identifican según su diámetro como EX, AX, BX y NX las muestras que
se recuperan varían de 22 mm a 54 mm de diámetro; en la exploración geotécnica se debe
obtener muestras NX de 54 mm de diámetro ya que a mayor diámetro se incrementa la
calidad del muestreo.
En el muestreo con brocas de diamantes los factores más significativos que deben
considerarse son la velocidad de rotación, la fuerza axial sobre la broca y el gasto del fluido
de perforación que se inyecte. La experiencia del operador y el cuidado en la supervisión
son también muy significativos.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas
24
La velocidad de rotación de las brocas es función de la dureza de la roca y del diámetro de
aquellas, el fluido que se inyecta a la perforación, agua o lodo, sirve para arrastrar el
material cortado y enfriar la broca; considerando que los fragmentos de roca tienen un
tamaño medio de 1 mm y que el fluido sea agua, se requiere una velocidad de flujo de 0.3 a
0.6 m/seg dada la dimensión del espesor anular.
Figura I.23 Muestreador de Barril Doble Giratorio Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.4 Aplicación al Caso Práctico
25
I.4 Aplicación al Caso Práctico
I.4.1 Conceptos Generales
Para realizar el diseño geotécnico de la solución de cimentación del proyecto, fue
necesario realizar una campaña de exploración del subsuelo en el sitio de estudio, con la
cual se podrá definir la estratigrafía del sitio y programarse la serie de ensayes de
laboratorio pertinentes para definir las propiedades índice y mecánicas del suelo; con lo
anterior podrán identificarse los principales puntos particulares del sitio en estudio, que
deberán ser atendidos para lograr un diseño óptimo y económico de la cimentación.
Con la información estratigráfica disponible de sondeos cercanos, se sabe que la costra
superficial tiene un espesor variable ente 2 y 3.5 m, seguida de un potente manto de arcilla
muy blanda de alta compresibilidad la cual alcanza una profundidad que varía entre 33 y 34
m que es en donde comienza el primer depósito resistente cuyo espesor varía entre 2 y 3.5
m, seguido de una capa de arcilla de consistencia blanda y alta deformabilidad que alcanza
una profundidad que varía entre 40 y 41.50 m, seguida de un segundo depósito resistente
cuyo espesor no fue precisado en las exploraciones que se tienen disponibles.
I.4.2 Número de Sondeos y Profundidad
Tomando en consideración las recomendaciones de la NTC para diseño y construcción de
cimentaciones, así como de la información estratigráfica disponible de sondeos cercanos al
sitio en estudio, se programó la exploración geotécnica necesaria para definir los
parámetros necesarios para realizar el diseño geotécnico de la cimentación, dicha
exploración consistió en lo siguiente:
A) Número de sondeos
Debido a que la zona en estudio está identificada plenamente como zona de lago, y a que el
área en planta del proyecto es reducida, se prevé que no existirán cambios abruptos en la
estratigrafía dentro del predio, por lo cual se decidió realizar un solo sondeo para definir las
propiedades mecánicas de los estratos profundos, completado con un pozo a cielo abierto
que servirá para definir las propiedades de los depósitos superficiales, así como precisar el
espesor de los materiales de relleno que pudieran existir en el sitio.
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.4 Aplicación al Caso Práctico
26
B) Profundidad de sondeos
Debido a la magnitud de la edificación a construir se prevé que la solución de cimentación
para el proyecto consistirá en una cimentación del tipo profunda; tomando en consideración
toda la información disponible, se decidió realizar un sondeo hasta 45 m de profundidad
con lo cual se verificará que el segundo depósito resistente tenga un espesor mayor a 3 m,
por otra parte el pozo a cielo abierto se realizará a una profundidad de 3 metros, o hasta
donde sea localizado el nivel de aguas freáticas.
I.4.3 Técnicas Utilizadas
Considerando que la estratigrafía del sitio es conocida de manera aproximada, se decidió
realizar un sondeo del tipo mixto, combinando las técnicas de penetración estándar y
muestreo inalterado con tubo de pared delgada; la prueba de penetración estándar servirá
para obtener muestras alteradas con las cuales podrá definirse de manera continua el perfil
estratigráfico del sitio pudiéndose determinar contenidos de humedad de cada muestra y
realizar su inspección visual y al tacto, de igual manera esta prueba servirá para definir la
compacidad de los depósitos resistentes; por otra parte el muestreo con tubo de pared
delgada servirá para obtener muestras inalteradas de los depósitos de arcilla, ya que es muy
importante definir con la mayor precisión posible la resistencia al esfuerzo cortante así
como la compresibilidad de dichos depósitos, la perforación se realizará con una maquina
Longyear 34 y una bomba tipo Moyno, utilizando el método de rotación y lavado, en caso
de ser necesario se recurrirá al empleo de broca tricónica para atravesar los depósitos
resistentes; el muestreo en el pozo a cielo abierto consistirá en realizar una excavación con
pico y pala, para obtener una muestra cúbica inalterada.
I.4.4 Resultados de la Exploración
Una vez terminados los trabajos de exploración en campo, se determinó del pozo a cielo
abierto que el espesor del material de relleno es de aproximadamente 0.60 m, seguido de un
depósito de limo arenoso color gris verdoso hasta 2.00 m de profundidad, que fue la
profundidad alcanzada en el pozo a cielo abierto debido a la presencia del nivel freático a
dicha profundidad.
Del sondeo mixto se obtuvo el siguiente registro de la exploración realizada, en el cual se
presenta el número de golpes necesarios para penetrar tramos de 15 cm del penetrómetro
estándar, la longitud de las muestras recuperadas y la clasificación preliminar de los
materiales:
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.4 Aplicación al Caso Práctico
27
Tabla I.7a Registro de Campo del Sondeo Mixto No 1 Fuente: Propia; México 2014
Muestra Prof. (m) Penetración (cm) Recuperación Material
No. De A 15 30 45 60 (cm)
1 0.00 0.60 1 1 3 2 21 Relleno
2 0.60 1.20 2 1 2 4 41 Limo arenoso
3 1.20 1.80 1 1 1 2 22 Limo arenoso
4 1.80 2.40 1 1 2 3 26 Limo arenoso
5 2.40 3.00 1 1 1 1 49 Arcilla
6 3.00 3.60 PH 1 1 PH 35 Arcilla
7 3.60 4.20 1 1 1 1 48 Arcilla
8 4.20 4.80 1 1 PH 1 32 Arcilla
9 4.80 5.70 Tubo Shelby 27 Arcilla
10 5.70 6.30 1 1 1 2 22 Arcilla
11 6.30 6.90 1 1 1 PH 28 Arcilla
12 6.90 7.50 1 1 1 1 24 Arcilla
13 7.50 8.10 PH 1 1 1 30 Arcilla
14 8.10 8.70 1 1 1 2 38 Arcilla con lente de arena fina
15 8.70 9.30 2 1 1 1 35 Arcilla
16 9.30 9.90 PH PH PH 1 54 Arcilla
17 9.90 10.50 2 1 2 1 38 Arcilla
- 10.50 11.40 Tubo Shelby S/R -
18 11.40 12.00 1 2 1 1 40 Arcilla
19 12.00 12.60 1 1 1 1 28 Arcilla
20 12.60 13.20 1 PH 1 1 39 Arcilla arenosa
21 13.20 13.80 1 1 1 2 28 Arcilla con arena fina
22 13.80 14.40 PH 1 PH 1 32 Arcilla con arena fina
23 14.40 15.00 1 2 2 1 42 Arcilla
24 15.00 15.90 Tubo Shelby 52 Arcilla
25 15.90 16.50 1 1 1 1 28 Arcilla
26 16.50 17.10 PH 1 1 2 25 Arcilla con lente de arena fina
27 17.10 17.70 1 PH PH 1 30 Arcilla
28 17.70 18.30 1 1 1 1 25 Arcilla
29 18.30 18.90 2 1 1 2 37 Arcilla
30 18.90 19.50 1 1 2 1 20 Arcilla
31 19.50 20.10 1 PH 1 1 28 Arcilla
32 20.10 20.70 1 1 1 1 30 Arcilla
33 20.70 21.30 2 2 2 1 30 Arcilla
34 21.30 21.90 1 2 1 1 40 Arcilla
35 21.90 22.50 1 1 2 1 34 Arcilla
36 22.50 23.10 1 2 1 1 30 Arcilla
37 23.10 23.70 1 1 1 1 28 Arcilla
38 23.70 24.60 Tubo Shelby 67 Arcilla
39 24.60 25.20 1 2 1 1 25 Arcilla
40 25.20 25.80 1 2 1 1 27 Arcilla
41 25.80 26.40 1 1 2 1 24 Arcilla
42 26.40 27.00 2 1 1 2 48 Arcilla
43 27.00 27.60 1 1 1 1 28 Arcilla
44 27.60 28.20 1 1 1 18 28 Arcilla con arena fina
45 28.20 28.80 13 17 25 35 40 Arena limosa cementada
46 28.80 29.40 7 3 1 PH 20 Limo arcilloso
CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.4 Aplicación al Caso Práctico
28
Tabla I.7b Registro de Campo del Sondeo Mixto No 1 Fuente: Propia; México 2014
Muestra Prof. (m) Penetración (cm) Recuperación Material
No. De A 15 30 45 60 (cm)
47 29.40 30.00 1 1 1 1 18 Arcilla
- 30.00 30.60 1 1 1 2 S/R -
48 30.60 31.20 1 1 1 1 25 Arcilla
49 31.20 31.80 PH PH 1 PH 8 Arcilla
- 31.80 32.40 PH PH PH PH S/R -
50 32.40 33.00 Tubo Shelby 50 Arcilla
51 33.00 33.60 PH 3 3 10 30 Arcilla
52 33.60 33.90 18 50/15 19 Arena limosa cementada
- 33.90 34.20 Avance con Broca Tricónica - -
53 34.20 34.40 21 50/05 17 Arena limosa cementada
- 34.40 34.80 Avance con Broca Tricónica - -
54 34.80 35.15 17 37 50/5 27 Arena limosa cementada
- 35.15 35.40 Avance con Broca Tricónica - -
55 35.40 36.00 7 1 PH 2 25 Arcilla
56 36.00 36.60 1 3 3 4 22 Arcilla
57 36.60 37.20 8 11 6 8 20 Arcilla con arena fina
- 37.20 37.80 2 1 3 3 S/R -
58 37.80 38.40 Tubo Shelby 50 Arcilla
59 38.40 39.00 1 2 2 3 24 Arcilla
60 39.00 39.60 PH 1 1 2 30 Arcilla
61 39.60 40.20 1 PH 5 11 25 Arcilla
62 40.20 40.80 1 3 5 7 20 Limo arcilloso
63 40.80 41.40 20 17 19 23 27 Arena limosa cementada
64 41.40 41.60 25 50/5 16 Arena limosa cementada
- 41.60 42.00 Avance con Broca Tricónica - -
65 42.00 42.10 50/10 14 Arena limosa cementada
- 42.10 42.60 Avance con Broca Tricónica - -
- 42.60 42.80 Avance con Broca Tricónica - -
66 42.80 43.40 26 27 27 25 30 Arena limosa cementada
- 43.40 43.60 Avance con Broca Tricónica - -
67 43.60 44.20 24 26 25 20 30 Arena limosa cementada
- 44.20 44.40 Avance con Broca Tricónica - -
68 44.40 45.00 35 26 29 19 30 Arena limosa cementada
CAPÍTULO II.- PRUEBAS DE LABORATORIO: II.1 Pruebas Índice
29
100% S
a
W
W
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO
II.1 Pruebas Índice
II.1.1 Conceptos Generales
Para poder comprender el comportamiento de un determinado depósito de suelo, es
necesario recurrir a pruebas de laboratorio, las cuales tradicionalmente en ingeniería
geotécnica consisten en realizar ensayes para determinar las propiedades índice y
mecánicas del suelo. En lo que sigue, se presenta una descripción de las pruebas índice que
rutinariamente se realizan en un laboratorio de mecánica de suelos, las cuales son las
siguientes:
- Contenido de humedad
- Densidad de sólidos
- Peso volumétrico
- Límites de Atterberg
- Granulometría
II.1.2 Contenido de Humedad
El contenido de agua es la relación entre el peso del agua contenida en una muestra de
suelo y el peso de las partículas sólidas del mismo, generalmente se expresa en porcentaje.
Donde:
ω% Contenido de humedad, en %
Wa Peso del agua, en gr
Ws Peso de los sólidos, en gr
Procedimiento:
Se coloca una porción de suelo húmedo en una tara de peso conocido, se pesa y se
introduce en el horno a temperatura constante de 105°C durante 24 horas o hasta que la
muestra este completamente seca, se retira el conjunto del horno y se enfría con ayuda del
desecador, una vez frío el conjunto, se pesa.
CAPÍTULO II.- PRUEBAS DE LABORATORIO: II.1 Pruebas Índice
30
w
sSs
m
mm
V
W
II.1.3 Densidad de Sólidos o Peso Específico Relativo:
La densidad de sólidos es la relación entre el peso volumétrico de las partículas sólidas de
un suelo y el peso volumétrico del agua.
Donde:
Ss Densidad de sólidos, adimensional
Υs Peso volumétrico de los sólidos, en gr/cm³
Υw Peso volumétrico del agua, en gr/cm³
Procedimiento:
Se coloca una porción de suelo seco y disgregado en un matraz calibrado que contenga
agua; por medio de un sistema de succión de aire y de aplicación de calor al matraz, se
extrae el aire contenido en el agua y el suelo, una vez realizado lo anterior se determina la
temperatura de la prueba, así como el peso del conjunto matraz-suelo-agua, con ayuda de
las gráficas de calibración del matraz se obtiene el peso del matraz lleno de agua a la
temperatura de la prueba.
II.1.4 Peso Volumétrico
El peso volumétrico es la relación entre el peso de una muestra de suelo y el volumen del
mismo.
Donde:
Υw Peso volumétrico del suelo, en gr/cm³
Wm Peso de la muestra, en gr
Vm Volumen de la muestra, en cm³
Procedimiento:
De una muestra inalterada de suelo, se labra un cubo de aproximadamente 2 cm de lado, el
cubo se pesa y se baña de parafina, una vez fría la parafina, se sumerge en agua contenida
en una vaso deprecipitado con el objetivo de determinar su volumen por diferencia de
pesos.
CAPÍTULO II.- PRUEBAS DE LABORATORIO: II.1 Pruebas Índice
31
Semisólido Plástico LíquidoSólido
Límite de
contracción
Límite
plástico
Límite
líquido
Contenido
de agua
creciente
II.1.5 Límites de Atterberg
Atterberg en forma experimental propuso 4 estados por los que pueden pasar los suelos al ir
disminuyendo su contenido de humedad, definiendo 3 fronteras, a las que llamo límites de
consistencias, dichos límites son conocidos como límite liquido (LL), límite plástico (LP) y
límite de contracción (LC).
Figura II.1 Estados de Consistencia de los Suelos Fuente: Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001
Límite líquido
Es la frontera comprendida entre el estado semi-líquido y plástico, definiéndose como el
contenido de humedad que requiere un suelo previamente remoldeado, que al darle una
forma trapecial sus taludes fallen simultáneamente al sufrir el impacto de 25 golpes
consecutivos, cerrándose la ranura longitudinalmente 13 mm en la copa de Casagrande.
Límite plástico
Es la frontera comprendida entre el estado plástico y semi-solido, definiéndose como el
contenido de humedad que posee un cilindro de material de 11 cm de longitud y 3.2 mm de
diámetro al comenzar a sufrir agrietamientos en su estructura, el cilindro se forma al rolarlo
con la mano sobre una superficie lisa.
Límite de contracción
Es la frontera comprendida entre el estado semi-sólido y sólido, definiéndose como el
contenido de humedad que tiene un suelo el cual tras un secado posterior ya no provoca
disminución de volumen.
CAPÍTULO II.- PRUEBAS DE LABORATORIO: II.1 Pruebas Índice
32
II.1.6 Granulometría
Consiste en separar por tamaños las partículas de suelos gruesos y finos que componen una
muestra de material, y en función de esto poder clasificarlo.
El material al que se realice la prueba, debe estar previamente secado, disgregado y
cuarteado, se hace pasar por un juego de tamices estandarizados con el objetivo de
determinar la proporción de los tamaños de partículas contenidas en la muestra. De esta
prueba se genera una gráfica de % de peso vs tamaño de partículas, de la cual se obtiene la
graduación del material con ayuda de los coeficientes de uniformidad (Cu) y curvatura
(Cc).
Figura II.2 Curva Granulométrica Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas
33
II.2 Pruebas Mecánicas
II.2.1 Conceptos Generales
Para realizar el diseño geotécnico de una cimentación, es necesario determinar los
parámetros de resistencia al esfuerzo cortante y de compresibilidad de los diferentes
depósitos de suelo que se localicen en el sitio en estudio hasta la profundidad donde el
incremento de esfuerzos inducidos por la estructura tengan incidencia, lo anterior se logra
por medio de pruebas mecánicas de laboratorio, las cuales consisten en realizar pruebas de
compresión simple, compresión Triaxial y pruebas de consolidación, dichos ensayes se
describen en lo siguiente.
II.2.2 Compresión Simple
Consiste en determinar la resistencia a la compresión simple de una muestra cilíndrica de
suelo, la cual se coloca entre dos placas con piedras porosas, con la ayuda de un vástago se
aplica una carga axial hasta la falla de la muestra por medio de una prensa, tomando
lecturas de la carga aplicada y las deformaciones en la muestra cilíndrica, para así
determinar la curva esfuerzo deformación del material en estudio.
Figura II.3 Ensaye de Compresión Simple Fuente: Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas
34
De la curva esfuerzo deformación, la ordenada máxima es el máximo esfuerzo a que se
sometió la probeta de suelo durante el ensaye, cuyo valor es la resistencia a la compresión
simple, de igual manera puede ser determinado el módulo de elasticidad y el módulo de
Poisson de la misma gráfica.
Figura II.4 Curva Esfuerzo Deformación Fuente: Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001
II.2.3 Compresión Triaxial
La prueba determina el ángulo de rozamiento interno y la cohesión del suelo, que permiten
establecer su resistencia al corte, aplicando a las probetas esfuerzos verticales y laterales
que tratan de reproducir los esfuerzos a los que está sometido el suelo en condiciones
naturales.
El ensaye se realiza en una cámara de pared transparente llena de líquido (cámara triaxial),
en la que se coloca la probeta cilíndrica de suelo que tiene una altura igual a dos y medio
veces su diámetro forrada con una membrana de caucho, esta membrana está sujeta a un
pedestal y a un cabezal sobre los que se apoyan los extremos de la probeta.
Generalmente se ensayan tres probetas de la misma muestra de suelo, haciendo variar el
esfuerzo confinante inducido con presión de aire hacia la cámara, y transmitido a la probeta
por medio del líquido al interior de la misma, con la variación del esfuerzo confinante se
hace variar el esfuerzo desviador con el cual fallan las probetas.
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas
35
Figura II.5 Prueba Triaxial Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972
Con las lecturas de carga y deformación de las probetas, se genera una gráfica esfuerzo
deformación, a partir de la cual se puede determinar el módulo de elasticidad y los
esfuerzos verticales y horizontales al momento de fallar la probeta; con los datos anteriores
es posible trazar los círculos de Mohr para una serie de probetas del mismo suelo, de los
cuales se traza la envolvente de falla para determinar el ángulo de fricción interna y la
cohesión del material.
Figura II.6 Círculos de Mohr en una Prueba Triaxial Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas
36
II.2.4 Consolidación
El ensaye permite determinar los parámetros necesarios para calcular los hundimientos por
consolidación de una estructura y los tiempos en que estos se producen.
El aparato para realizar este ensayo se denomina edómetro o consolidómetro, con el cual se
aplican cargas en intervalos de 24 hrs, tomando lecturas de deformación a diferentes
tiempos a una muestra de suelo de altura pequeña con relación al diámetro, confinada
lateralmente por un anillo rígido, y colocada entre 2 discos porosos.
Figura II.7 Ensaye de Consolidación Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972
Con cada uno de los incrementos de carga y sus lecturas tiempo-deformación, se generan
gráficas llamas curvas de consolidación, de las cuales pueden determinarse los parámetros
necesarios para determinar el tiempo que transcurre para que el suelo presente cierta
deformación.
Figura II.8 Curvas de Consolidación Fuente: Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas
37
Con las máximas deformaciones registradas en cada incremento de carga, se puede generar
una gráfica relación de vacíos-esfuerzo, dicha gráfica es llamada curva de compresibilidad,
de la cual se pueden obtener los parámetros necesarios para determinar la magnitud de las
deformaciones que tendrá el suelo bajo un estado de esfuerzos determinado.
Figura II.9 Curva de Compresibilidad Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos
38
II.3 Clasificación de Suelos
II.3.1 Conceptos Generales
Para poder caracterizar el material encontrado durante una exploración geotécnica,
es necesario realizar la clasificación de los distintos materiales encontrados, para lo anterior
se recurre a una clasificación preliminar la cual es conocida como “clasificación de
campo”, completada con una clasificación basada en el sistema unificado de suelos
“SUCS” propuesto por Casagrande; a continuación se describen los criterios que toman
ambos métodos.
II.3.2 Clasificación de Suelos en Campo
La clasificación en campo se realiza de manera visual y al tacto, tomando en cuenta las
características de granulometría, plasticidad, color y olor.
A) Granulometría
Para determinar de forma aproximada la granulometría del material en estudio, es necesario
separa las partículas sólidas en tres fracciones como se muestra a continuación:
- Partículas mayores de 0.50 cm (Grava)
- Partículas comprendidas entre el menor tamaño que pueda apreciarse a simple vista y
menores de 0.50 cm (Arena)
- Partículas en que no se pueda observar su tamaño a simple vista (Finos)
B) Plasticidad
Para determinar de manera aproximada la plasticidad de los suelos que pasen la malla No
40, se recurren a tres pruebas de campo llamadas prueba de dilatancia, tenacidad y
resistencia en estado seco.
Dilatancia:
Consiste en determinar la movilidad del agua que contenga una pastilla de suelo de
consistencia suave no fluida, por medio de impactos en la mano, se reporta como dilatancia
rápida, lenta o nula.
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos
39
Tenacidad:
De una porción de suelo tomada de la muestra preparada para la prueba de dilatancia, se
rola un rollito de aproximadamente 3 mm de diámetro las veces que sea necesario para que
al llegar a tal diámetro el rollito se fracture, el tiempo necesario para llegar a esta condición,
así como la resistencia que opone el rollito a ser comprimido, se reportan como tenacidad
nula (tiempo corto y resistencia muy pequeña), media (tiempo medio y resistencia media) o
alta (tiempo largo y resistencia alta).
Resistencia en estado seco:
Se forma una pastilla de suelo de aproximadamente 4 cm de diámetro y 1 cm de espesor, la
cual se deposita en un medio adecuado para que se evapore el agua que contiene, una vez
seca se procede a romper la pastilla con los dedos, se reporta como resistencia en estado
seco nula, media o alta.
C) Color
El color de una muestra de suelo, es muy útil para diferenciar cambios estratigráficos; la
descripción del color de una muestra de suelos se realiza indicando un color y una tonalidad
distintiva.
D) Olor
El olor es importante para distinguir suelos con un alto contenido de materia orgánica, ya
que despiden un apreciable olor a materia en descomposición a diferencia de los suelos de
origen mineral cuyo olor es mucho menos intenso, por otra parte el olor de una muestra
puede ser indicativo de la contaminación del suelo por algún agente químico
principalmente en lugares donde se almacenen dichos producto y pudieran existir
filtraciones al suelo.
A continuación se presenta una tabla en la que se muestran los criterios resumidos para
realizar la clasificación de campo de un suelo en base a las consideraciones referentes a su
granulometría, plasticidad, color y olor; dicha tabla abarca la clasificación de gravas,
arenas, suelos finos (limos y arcilla), así como aquellos con un alto contenido de materia
orgánica, agrupándolos y dando su simbología aproximada según el sistema unificado de
clasificación de suelos, así como la designación que comúnmente se utiliza para describirlo.
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos
40
Tabla II.1 Clasificación Aproximada de Suelos en Campo Fuente: SCT; Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M.MMP.1.02/03, México 2003
Tipo de Suelo
Símbolo
de
grupo[1]
Denominación común
Su
elo
s d
e p
artí
cu
las
gru
esa
s[2]
Más
de
la m
itad
del
mat
eria
l es
de
tam
año
may
or
qu
e el
mín
imo
qu
e se
pued
e
ob
serv
ar a
sim
ple
vis
ta
Gra
va
Más
de
la m
itad
de
la f
racc
ión
gru
esa
es m
ayo
r de
5 m
m (
mal
la N
o 4
)[3] Menos del 5% respecto al
total son partículas del
tamaño mínimo que se
puede observar a simple
vista
Amplio rango en los tamaños de las
partículas y cantidades apreciables de
todos los tamaños intermedios
GW
Grava bien graduada,
mezcla de grava y arena,
con poco o nada de finos.
Predominio de un tamaño o un rango de
tamaños con ausencia de algunas
tamaños intermedios
GP
Grava mal graduada,
mezclas de grava y arena,
con poco o nada de finos
Más del 12% respecto al
total son partículas del
tamaño mínimo que se
puede observar a simple
vista
Fracción fina no plástica (para
identificación véase grupo ML, abajo) GM
Grava limosa, mezclas de
grava, arena y limo, mal
graduadas
Fracción fina plástica (para
identificación véase grupo CL, abajo) GC
Grava arcillosa, mezclas de
grava, arena y arcilla, mal
graduadas
Are
na
Más
de
la m
itad
de
la f
racc
ión
gru
esa
es m
eno
r de
5 m
m (
mal
la N
o 4
)[3]
Menos del 5% respecto al
total son partículas del
tamaño mínimo que se
puede observar a simple
vista
Amplio rango en los tamaños de las
partículas y cantidades apreciables de
todos los tamaños intermedios
SW
Arena bien graduada, arena
con grava y poco o nada de
finos
Predominio de un tamaño o un rango de
tamaños con ausencia de algunas
tamaños intermedios
SP
Arena mal graduada, arena
con grava y poco o nada de
finos
Más del 12% respecto al
total son partículas del
tamaño mínimo que se
puede observar a simple
vista
Fracción fina no plástica (para
identificación véase grupo ML, abajo) SM
Arena limosa, mezcla de
arena, grava y limo
Fracción fina plástica (para
identificación véase grupo CL, abajo) SC
Arena arcillosa, mezcla de
arena, grava y arcilla
Identificación de la fracción que pasa la malla No 40 (0.425 mm)
Su
elo
s d
e p
artí
cu
las
fin
as
Más
de
la m
itad
del
mat
eria
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ued
e ob
serv
ar a
sim
ple
vis
ta[4
]
Lim
o y
Arc
illa
Dilatancia Tenacidad Resistencia en estado
seco
Rápida Nula Nula ML
Limo y arena muy fina,
polvo de roca, arena fina
limosa
Lenta Media Nula MH
Limo de alta
compresibilidad, limo
micáceo o diatomaceo
Lenta a nula Media Media CL
Arcilla de baja o mediana
compresibilidad, arcilla
con grava, arcilla arenosa
Nula Alta Alta CH Arcilla de alta
compresibilidad
Rápida Media Media OL Limo orgánico de baja
compresibilidad
Rápida a lenta Media Media OH Limo orgánico de alta
compresibilidad
Suelos altamente
orgánicos
Fácilmente identificables por su color, olor, sensación esponjosa y
frecuentemente por su textura fibrosa Pt Turba
[1] Tratándose de suelos con partículas gruesas, en que el porciento en masa que pasa la malla No 200 queda comprendido entre 5 y 12%,
son casos de frontera que requieren el uso de símbolos dobles, como por ejemplo GW-GC que corresponde a una mezcla de grava y arena
bien graduada arcillosa, o SW-SM que corresponde a una arena bien graduada limosa.
[2] Las cantidades y porcentajes que se manejan son en volumen.
[3] Puede considerarse 5 mm como equivalente a la abertura de la malla No 4.
[4] Se estima que las partículas más pequeñas apreciables a simple vista corresponden al tamaño de 0.075 mm (malla No 200)
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos
41
II.3.3 Clasificación con el Sistema Unificado de Clasificación de Suelos
El sistema unificado de clasificación de suelos “SUCS” indica que un suelo es aquella
partícula cuyo tamaño es menor de 7.50 cm; considera dos grupos principales: suelos
gruesos dentro de los cuales se encuentran las gravas (G) y arenas (S), y suelos finos dentro
de los cuales se encuentran los limos (M) y las arcillas (C).
La identificación de los suelos según el criterio de clasificación unificado, contempla las
características granulométricas de los suelos gruesos y las características plásticas de los
suelos finos.
A) Granulometría
Para deteminar las características granulometricas de un suelo, es necesario realizar una
prueba granulométrica completa, de la cual puede trazarse la curva granulométrica del
material y determinar los porcentajes de cada uno de los materiales que constituyen al
suelo, así como determinar los coeficientes de curvatura y uniformidad, que sirven para
saber si el material presenta una buena o mala graduación.
B) Plasticidad
Las características de plasticidad de los suelos finos, se determinan a partir de los límites de
Atterberg, en particular del límite líquido y el límite plástico, de los cuales se determina el
índice plástico del suelo; a partir de los resultados de los ensayes de límites de consistencia,
y con ayuda de la carta de plasticidad, es posible agrupar al suelo de parículas finas, como
limo o arcilla, ya sea de baja o alta compresibilidad, asi como en suelos orgánicos.
Figura II.10 Carta de plasticidad Fuente: SCT; Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M.MMP.1.02/03, México 2003
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos
42
10
60
D
DCu
6010
2
30
DD
DCc
Tabla II.2 Clasificación de Suelos con Base en el SUCS Fuente: SCT; Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M.MMP.1.02/03, México 2003
Tipo Sub-Tipos Identificación
Símbolo
de
Grupo
Su
elo
(P
art
ícu
las
men
ore
s d
e 7
.50
cm
) Su
elo
s g
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eso
s
Más
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la m
itad
del
mat
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l se
ret
ien
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la
mal
la N
o 2
00 (
0.0
75 m
m)
Gra
va
Más
de
la m
itad
de
la f
racc
ión g
rues
a se
ret
iene
en l
a m
alla
No 4
Grava limpia
(Poco o nada
de partículas
finas)
Grava bien graduada: mezcla de grava y
arena con poco o nada de finos. Debe tener
un coeficiente de uniformidad (Cu) mayor
de 4 y un coeficiente de curvatura (Cc)
entre 1 y 3[1]
Menos del 5% en masa pasa la malla No
200. GW
Grava mal graduada: mezcla de grava y
arena con poco o nada de finos. No
satisface los requisitos de graduación para
GW.
Menos del 5% en masa pasa la malla No
200. GP
Grava con
finos
(Cantidad
apreciable de
partículas
finas)
Grava limosa: mezcla de grava, arena y
limo.
Más del 12% en masa pasa la malla No
200 y las pruebas de límites de
consistencia clasifican a la fracción fina
como ML o MH (véase abajo los grupos
ML y MH).
GM
Grava arcillosa: mezcla de grava, arena y
arcilla.
Más del 12% en masa pasa la malla No
200 y las pruebas de límites de
consistencia clasifican a la fracción fina
como CL o CH (véase abajo los grupos
CL y CH).
GC
Are
na
Más
de
la m
itad
de
la f
racc
ión
gru
esa
pas
a la
mal
la N
o 4
Arena limpia
(Poco o nada
de partículas
finas)
Arena bien graduada: mezcla de arena y
grava con poco o nada de finos. Debe tener
un coeficiente de uniformidad (Cu) mayor
de 6 y un coeficiente de curvatura (Cc)
entre 1 y 3[1]
Menos del 5% en masa pasa la malla No
200. SW
Arena mal graduada: mezcla de arena y
grava con poco o nada de finos. No
satisface los requisitos de graduación para
SW.
Menos del 5% en masa pasa la malla No
200. SP
Arena con
finos
(Cantidad
apreciable de
partículas
finas)
Arena limosa: mezcla de arena, grava y
limo.
Más del 12% en masa pasa la malla No
200 y las pruebas de límites de
consistencia clasifican a la fracción fina
como ML o MH (véase abajo los grupos
ML y MH).
SM
Arena arcillosa: mezcla arena, grava y
arcilla.
Más del 12% en masa pasa la malla No
200 y las pruebas de límites de
consistencia clasifican a la fracción fina
como CL o CH (véase abajo los grupos
CL y CH).
SC
Su
elo
s fi
no
s
Más
de
la m
itad
del
mat
eria
l p
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la
mal
la N
o 2
00 (
0.0
75
mm
)
Lim
o y
arc
illa
Lím
ite
líqu
ido
Men
or
de
50
%
Limo de baja compresibilidad; mezcla de limo de baja plasticidad, arena y grava; polvo de roca. Se localiza
dentro de la zona I de la carta de plasticidad. ML
Arcilla de baja compresibilidad; mezcla de arcilla de baja plasticidad, arena y grava. Se localiza dentro de
la zona II de la carta de plasticidad. CL
Limo orgánico de baja compresibilidad; mezcla de limo orgánico de baja plasticidad, arena y grava. Se
localiza dentro de la zona I de la carta de plasticidad. OL
May
or
de
50%
Limo de alta compresibilidad; mezcla de limo de alta plasticidad, arena y grava. Se localiza dentro de la
zona III de la carta de plasticidad. MH
Arcilla de alta compresibilidad; mezcla de arcilla de alta plasticidad, arena y grava. Se localiza dentro de la
zona IV de la carta de plasticidad. CH
Limo orgánico de alta compresibilidad; mezcla de limo orgánico de alta plasticidad, arena y grava. Se
localiza dentro de la zona III de la carta de plasticidad. OH
Altamente orgánicos Turba, fácilmente identificables por su color, olor, sensación esponjosa y frecuentemente por su textura
fibrosa. Pt
[1] Los coeficientes de uniformidad (Cu) y de curvatura (Cc), que se utilizan para determinar la graduación de los suelos GW, SP, SW y SP están dados por
las siguientes expresiones:
Donde D10, D30 y D60 son los tamaños de las partículas para el cual el 10, 30 y 60% en masa del material es menor que esos tamaños, respectivamente,
determinados gráficamente de la curva granulométrica.
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.4 Aplicación al Caso Práctico
43
II.4 Aplicación al Caso Práctico
II.4.1 Conceptos Generales
Una vez finalizada la campaña de exploración, las muestras obtenidas fueron ensayadas en
laboratorio con la finalidad de determinar las propiedades índice y mecánicas de las
mismas.
Las pruebas se realizaron siguiendo procedimientos y equipos adecuados de acuerdo a las
normativas para ejecución de pruebas en el laboratorio de mecánica de suelos.
II.4.2 Programa de pruebas
El tipo de prueba a realizar en cada muestra se determinó tomando en cuenta si el tipo de
muestra a ensayar es alterada (tubo partido) o inalterada (tubo Shelby y muestra cubica).
A continuación se presenta el programa de pruebas de laboratorio que se realizó a cada una
de las muestras del sondeo mixto SM-1 y pozo a cielo abierto PCA-1.
Tabla II.3a Programa de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014
Muestra Tipo
Pruebas Índice Pruebas Mecánicas
No. ω (%) % F Ss Υm LL LP C. Simple TXUU Consolidación
1 SPT
2 SPT
3 SPT
4 SPT
5 SPT
6 SPT
7 SPT
8 SPT
9 TS
10 SPT
11 SPT
12 SPT
13 SPT
14 SPT
15 SPT
16 SPT
17 SPT
18 SPT
19 SPT
20 SPT
21 SPT
22 SPT
23 SPT
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.4 Aplicación al Caso Práctico
44
Tabla II.3b Programa de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014
Muestra Tipo
Pruebas Índice Pruebas Mecánicas
No. ω (%) % F Ss Υm LL LP C. Simple TXUU Consolidación
24 TS
25 SPT
26 SPT
27 SPT
28 SPT
29 SPT
30 SPT
31 SPT
32 SPT
33 SPT
34 SPT
35 SPT
36 SPT
37 SPT
38 TS
39 SPT
40 SPT
41 SPT
42 SPT
43 SPT
44 SPT
45 SPT
46 SPT
47 SPT
48 SPT
49 SPT
50 TS
51 SPT
52 SPT
53 SPT
54 SPT
55 SPT
56 SPT
57 SPT
58 TS
59 SPT
60 SPT
61 SPT
62 SPT
63 SPT
64 SPT
65 SPT
66 SPT
67 SPT
68 SPT
PCA-1 MC
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.4 Aplicación al Caso Práctico
45
Donde:
SPT Sondeo de penetración estándar
PCA Pozo a cielo abierto
TS Tubo Shelby
MC Muestra cúbica
ω% Contenido de humedad
% F Porcentaje de finos
Ss Densidad de sólidos
Υm Peso volumétrico
LL Límite liquido
LP Límite plástico
TXUU Prueba triaxial no drenada no consolidada
II.4.3 Resultado de las pruebas de Laboratorio
Una vez realizados los ensayes de laboratorio correspondientes, los resultados fueron
calculados e interpretados, a continuación se presenta una tabla que resume las propiedades
índice y mecánicas obtenidas a partir de las pruebas de laboratorio.
Tabla II.4a Resultados de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014
Sondeo Muestra Profundidad
(m)
ω
(%)
F
(%G-%A-%F) Ss
Υm
(T/m³)
LL
(%)
LP
(%)
Cu
(T/m²)
Ф
(°)
E
(T/m²) Cr Cc Ce
P’c
(T/m²)
SM-1 1 0.00-0.60 28.36
SM-1 2 0.60-1.20 87.54 2.40 1.40 146.35 76.40
SM-1 3 1.20-1.80 75.85
SM-1 4 1.80-2.40 98.79 0.00%-44.18%-55.82%
SM-1 5 2.40-3.00 257.42
SM-1 6 3.00-3.60 309.54 344.70 99.34
SM-1 7 3.60-4.20 290.24 2.30 1.16
SM-1 8 4.20-4.80 379.01 0.00%-42.68%-57.32%
SM-1 9 4.80-5.70 316.63 0.00%-2.92%-97.08% 2.33 1.16 321.90 88.09 2.95 0 328.16 0.254 5.632 0.364 4.75
SM-1 10 5.70-6.30 240.86 2.30 1.18
SM-1 11 6.30-6.90 247.84 0.00%-13.79%-86.21%
SM-1 12 6.90-7.50 364.11
SM-1 13 7.50-8.10 306.65
SM-1 14 8.10-8.70 72.99 2.54 1.15 351.20 98.02
SM-1 15 8.70-9.30 220.29 0.00%-5.67%-94.33%
SM-1 16 9.30-9.90 250.59
SM-1 17 9.90-10.50 196.93 2.31 1.22
SM-1 18 11.40-12.00 236.58 0.00%-15.28%-84.72% 313.60 92.32
SM-1 19 12.00-12.60 279.75
SM-1 20 12.60-13.20 259.91 0.00%-32.87%-67.13%
SM-1 21 13.20-13.80 272.81 2.34 1.16
SM-1 22 13.80-14.40 262.71 1.82%-26.53%-71.65%
SM-1 23 14.40-15.00 229.03
SM-1 24 15.00-15.90 277.24 0.00%-30.27%-69.73% 2.31 1.16 272.55 86.34 3.52 4 430.39 0.278 3.936 0.361 5.25
SM-1 25 15.90-16.50 196.77
SM-1 26 16.50-17.10 263.12 0.00%-0.74%-99.26%
SM-1 27 17.10-17.70 283.70 2.34 1.17 286.50 74.42
SM-1 28 17.70-18.30 253.24
SM-1 29 18.30-18.90 270.06 0.00%-7.74%-92.26%
CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.4 Aplicación al Caso Práctico
46
Tabla II.4b Resultados de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014
Sondeo Muestra Profundidad
(m)
ω
(%)
F
(%G-%A-%F) Ss
Υm
(T/m³)
LL
(%)
LP
(%)
Cu
(T/m²)
Ф
(°)
E
(T/m²) Cr Cc Ce
P’c
(T/m²)
SM-1 30 18.90-19.50 288.60 2.32 1.16 296.80 84.62
SM-1 31 19.50-20.10 262.91
SM-1 32 20.10-20.70 250.18 2.30 1.19
SM-1 33 20.70-21.30 279.92 0.00%-0.95%-99.05%
SM-1 34 21.30-21.90 320.09
SM-1 35 21.90-22.50 211.38 0.00%-13.67%-86.33% 2.31 1.21
SM-1 36 22.50-23.10 194.17
SM-1 37 23.10-23.70 207.77
SM-1 38 23.70-24.60 191.65 0.00%-14.97%-85.03% 2.43 1.24 192.00 52.48 4.75 1 539.35 0.256 1.392 0.108 7.00
SM-1 39 24.60-25.20 213.82
SM-1 40 25.20-25.80 190.19
SM-1 41 25.80-26.40 219.60 0.00%-6.47%-93.53% 290.60 83.49
SM-1 42 26.40-27.00 140.44 2.30 1.30
SM-1 43 27.00-27.60 134.29
SM-1 44 27.60-28.20 37.73
SM-1 45 28.20-28.80 51.54 2.46 1.65 54.04 45.28
SM-1 46 28.80-29.40 97.13 6.67%-2.93%-90.40%
SM-1 47 29.40-30.00 127.94
SM-1 48 30.60-31.20 120.56
SM-1 49 31.20-31.80 88.49 12.74%-26.16%-61.10%
SM-1 50 32.40-33.00 148.05 2.31 1.27 3.30 3 347.20 0.187 1.673 0.211 9.00
SM-1 51 33.00-33.60 132.35 128.45 60.86
SM-1 52 33.60-33.90 44.47
SM-1 53 34.20-34.40 31.66 0.00%-57.46%-42.54%
SM-1 54 34.80-35.15 36.68 2.29 1.68
SM-1 55 35.40-36.00 156.39 152.55 48.88
SM-1 56 36.00-36.60 148.28
SM-1 57 36.60-37.20 88.39 0.00%-39.09%-60.91%
SM-1 58 37.80-38.40 128.20 2.32 1.31 4.80 2 651.23 0.090 0.819 0.091 11.60
SM-1 59 38.40-39.00 104.41
SM-1 60 39.00-39.60 81.90 2.35 1.46 90.35 34.83
SM-1 61 39.60-40.20 70.77 0.00%-22.76%-77.24%
SM-1 62 40.20-40.80 51.78 2.31 1.56
SM-1 63 40.80-41.40 47.31
SM-1 64 41.40-41.60 40.06 0.00%-54.29%-45.71% 56.16 34.23
SM-1 65 42.00-42.10 28.66
SM-1 66 42.80-43.40 58.26 2.54 1.62
SM-1 67 43.60-44.20 46.06
SM-1 68 44.40-45.00 48.21 0.00%-51.57%-48.43%
PCA-1 MC 1.40-1.80 87.14 2.40 1.40 2.55 15 481.32 0.071 0.468 0.043 5.80
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo
47
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO
III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo
III.1.1 Conceptos Generales
Una vez realizados los trabajos de exploración en campo y de pruebas de laboratorio, es
necesario realizar la interpretación estratigráfica del sitio agrupando los depósitos de suelo
detectados en unidades estratigráficas de las cuales se considerará que cada unidad presenta
un comportamiento similar en todo su espesor; a pesar de que en la realidad esto no se
cumple cabalmente, este criterio puede considerarse satisfactorio en la práctica.
III.1.2 Interpretación Estratigráfica
Para realizar la interpretación estratigráfica se tomo en cuenta la clasificación de los
materiales de acuerdo al sistema unificado de clasificación de suelos, la consistencia o
compacidad del material, asi como su deformabilidad. Una vez interpretada la columna de
materiales detectados en el sitio, se determino que la estratigráfia hasta 45.00 m de
profundidad esta contituida por ocho unidades estratigráficas las cuales se describen a
continuación:
Tabla III.1 Descripción de las Unidades Estratigráficas Fuente: Propia; México 2014
Estrato Profundidad
(m) Espesor(m) Descripción
I 0.00 a 0.60 0.60 Material de relleno: Arena limosa con gravillas, color café.
II 0.60 a 2.40 1.80 Limo arenoso (arena fina) color gris verdoso, presenta una
consistencia muy blanda a blanda, y alta deformabilidad.
III 2.40 a 28.20 25.80 Arcilla con arena fina color gris verdoso, contiene lentes de arena
fina, presenta una consistencia muy blanda, y alta deformabilidad.
IV 28.20 a 28.80 0.60 Arena fina limosa cementada, color gris claro, presenta una
compacidad densa, y baja deformabilidad.
V 28.80 a 33.60 4.80 Arcilla limosa color gris obscuro, presenta una consistencia muy
blanda, y alta deformabilidad
VI 33.60 a 35.40 1.80 Arena media, limosa cementada, color gris claro, presenta una
compacidad muy densa, y baja deformabilidad.
VII 35.40 a 40.80 5.40 Arcilla limosa con arena fina, color gris claro a obscuro, presenta
una consistencia blanda a media, y alta deformabilidad.
VIII 40.80 a 45.00 4.20 Arena fina limosa cementada, color café claro, presenta una
compacidad densa a muy densa, y baja deformabilidad.
El nivel de aguas freáticas fue detectado a una profundidad de 2.00 m bajo el nivel de
terreno natural
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo
48
III.1.3 Propiedades Geotécnicas del Modelo Geomecánico
Para realizar el diseño geotécnico de la cimentación, es necesario elaborar un modelo
geomecánico del sitio, en el cual se incluyan las propiedades mecánicas de las unidades
estratigráficas detectadas.
A) Propiedades geotécnicas determinadas con ensayes de laboratorio
Para determinar las propiedades geotécnicas, fue necesario subdividir el estrato número III
en tres subestratos (IIIa, IIIb y IIIc), con la finalidad de tomar en cuenta la variación de las
propiedades mecánicas de resistencia y deformabilidad de dicho estrato; las propiedades
mecánicas del estrato II fueron determinadas a partir de ensayes triaxiales no drenados no
consolidados y ensayes de consolidación realizados en la muestra cúbica inalterada del
PCA-1, mismas que fueron asignadas al estrato I (relleno); para los estratos IIIa, IIIb, IIIc,
V y VII las propiedades fueron determinadas a partir de ensayes triaxiales no drenados no
consolidados y ensayes de consolidación realizados en muestras inalteradas obtenidas con
tubo Shelby. Los resultados se muestran a continuación:
Tabla III.2 Propiedades Mecánicas Determinadas a Partir de Ensayes de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014
Estrato Profundidad
(m)
γ
(T/m³)
C
(T/m²)
Ф
(°)
E
(T/m²) Cr Cc Ce
P´c
(T/m²)
I 0.00 a 0.60 1.40 2.55 15 - - - - -
II 0.60 a 2.40 1.40 2.55 15 481.32 0.071 0.468 0.043 5.80
IIIa 2.40 a 8.70 1.16 2.95 0 328.16 0.254 5.632 0.364 4.75
IIIb 8.70 a 21.90 1.16 3.52 4 430.39 0.278 3.936 0.361 5.25
IIIc 21.90 a 28.20 1.24 4.75 1 539.35 0.256 1.392 0.108 7.00
IV 28.20 a 28.80 1.65 - - - - - - -
V 28.80 a 33.60 1.27 3.30 3 347.20 0.187 1.673 0.211 9.00
VI 33.60 a 35.40 1.68 - - - - - - -
VII 35.40 a 40.80 1.31 4.80 2 651.23 0.090 0.819 0.091 11.60
VIII 40.80 a 45.00 1.62 - - - - - - -
Donde:
γ Peso volumétrico del material, húmedo o saturado
C Cohesión del suelo
ф Ángulo de fricción interna del suelo
E Módulo de elasticidad del suelo
Cr Índice de recompresión
Cc Índice de compresión virgen
Ce Índice de expansión
P’c Presión de preconsolidación
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo
49
50.2815425.015' N
155.015' NN
50.3215505.015' N
50.3215505.015' N
B) Propiedades geotécnicas determinadas con correlaciones al número de gólpes
Las propiedades de los estratos IV, VI y VIII fueron determinadas a partir de correlaciones
al número de golpes en la prueba de penetración estándar considerando al material como
puramente friccionante, para lo cual Peck recomienda modificar los valores del número de
golpes por medio de dos factores de corrección por dilatancia (arenas finas ó arenas limosas
en estado semicompacto o compacto, bajo el nivel freático, con N>15) y por presión
confinante (para presiones verticales efectivas mayores de 0.50 kg/cm²):
Tabla III.3 Propiedades Mecánicas Determinadas a Partir de Correlaciones al Número de Golpes Fuente: Propia; México 2014
Estrato Profundidad (m) γ (T/m³) N N’ σo (T/m²) Cn N’’ Ф (°) E (T/m²)
I 0.00 a 0.60 1.40 - - - - - - -
II 0.60 a 2.40 1.40 - - - - - - -
IIIa 2.40 a 8.70 1.16 - - - - - - -
IIIb 8.70 a 21.90 1.16 - - - - - - -
IIIc 21.90 a 28.20 1.24 - - - - - - -
IV 28.20 a 28.80 1.65 42 28.50 7.79 1.08 31 34 1172.27
V 28.80 a 33.60 1.24 - - - - - - -
VI 33.60 a 35.40 1.68 50 32.50 9.89 1.01 33 34 1223.24
VII 35.40 a 40.80 1.31 - - - - - - -
VIII 40.80 a 45.00 1.62 50 32.50 13.48 0.90 29 33 1121.30
Donde:
γ Peso volumétrico del material, húmedo o saturado
N Número de golpes medidos en campo durante la prueba SPT
N’ Número de golpes corregidos por dilatancia
σo Presión vertical efectiva
Cn Factor de corrección por presión de confinamiento
N’’ Número de golpes corregidos por dilatancia y presión confinante
ф Ángulo de fricción interna del suelo
E Módulo de elasticidad del suelo
Determinación del número de golpes corregidos por dilatancia:
Esta determinación se realizó bajo la siguiente expresión propuesta por Peck:
Estrato IV:
Estrato VI:
Estrato VIII:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo
50
2
0
T/m79.765.030.024.030.616.020.13
16.030.640.040.040.140.140.160.0
2
0
T/m89.9
68.090.027.080.465.030.079.7
2
0
T/m48.13
62.010.231.040.568.090.089.9
08.179.020log77.0 nC
onC 20log77.0
01.1989.020log77.0 nC
90.0348.120log77.0 nC
nCNN '''
3108.150.28'' N
3301.150.32'' N
2990.050.32'' N
Determinación de la presión efectiva al centro del estrato:
Estrato IV (28.50 m):
Estrato VI (34.50 m):
Estrato VIII (42.90 m):
Determinación del factor de corrección por presión de confinamiento:
Esta determinación se realizó bajo la siguiente expresión propuesta por Peck:
Donde la presión vertical efectiva se expresa en kg/cm².
Estrato IV:
Estrato VI:
Estrato VIII:
Determinación del número de golpes corregidos por dilatancia y presión confinante
Esta determinación se realizó bajo la siguiente expresión propuesta por Peck:
Estrato IV:
Estrato VI:
Estrato VIII:
Determinación del ángulo de fricción interna del suelo
Para la determinación del ángulo de fricción interna, se hará uso de la gráfica de correlación
propuesta por Terzaghi y Peck, en la cual se entra con el número de golpes corregidos
(N’’), cortando la curva que corresponda al material en cuestión.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo
51
34
33
34
81.915250 NE
2T/m27.117281.91531250 E
2T/m24.122381.91533250 E
2T/m30.112181.91529250 E
Figura III.1 Correlación del Número de Golpes SPT vs Ángulo de Fricción Interna (Fuente: Juárez Badillo, Rico Rodríguez; Mecánica de Suelos: Tomo 1 Fundamentos de la Mecánica de Suelos; México 2007)
Estrato IV:
Estrato VI:
Estrato VIII:
Determinación del módulo de elasticidad del suelo
El módulo de elasticidad se determinó en base a correlaciones al número de golpes de
penetración estándar considerando al material como una arena saturada, bajo la siguiente
expresión:
Donde:
E Módulo de elasticidad del suelo, en T/m².
N Número de golpes corregidos de la prueba SPT
Estrato IV:
Estrato VI:
Estrato VIII:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo
52
0.60 m
1.80 m
6.30 m
13.20 m
6.30 m
0.60 m
4.80 m
1.80 m
5.40 m
4.20 m
= 1.40 T/m³ C = 2.55 T/m² = 15°
= 1.16 T/m³ C = 2.95 T/m² = 0° E = 328.16 T/m²
= 1.16 T/m³ C = 3.52 T/m² = 4° E = 430.39 T/m²
= 1.24 T/m³ C = 4.75 T/m² = 1° E = 539.35 T/m²
= 1.65 T/m³ C = 0.00 T/m²
= 1.27 T/m³ C = 3.30 T/m² = 3° E = 347.20 T/m²
= 1.68 T/m³ C = 0.00 T/m²
= 1.31 T/m³ C = 4.80 T/m² = 2° E = 651.23 T/m²
= 1.62 T/m³ C = 0.00 T/m² = 33° E = 1121.30 T/m²
Cr = 0.090 Cc = 0.819 Ce = 0.091 P´c = 11.60 T/m²
Cr = 0.187 Cc = 1.673 Ce = 0.211 P´c = 9.00T/m²
= 34° E = 1223.24 T/m²
= 34° E = 1172.27 T/m²
Cr = 0.256 Cc = 1.392 Ce = 0.108 P´c = 7.00 T/m²
Cr = 0.278 Cc = 3.936 Ce = 0.361 P´c = 5.25 T/m²
Cr = 0.254 Cc = 5.362 Ce = 0.364 P´c = 4.75 T/m²
= 1.40 T/m³ C = 2.55 T/m² = 15°
E = 481.32 T/m² Cr = 0.071 Cc = 0.468
Ce = 0.043 P´c = 5.80 T/m²
RELLENO
MH
CH
CH
CH
SM
SM
SM
CH
CH
I
II
IIIa
IIIb
IIIc
IV
V
VI
VII
VIII
Simbología Estrato SUCS Propiedades Mecánicas 0.00 m
0.60 m
2.40 m
8.70 m
21.90 m
28.20 m
28.80 m
33.60 m
35.40 m
40.80 m
45.00 m
2.00 m NAF
Modelo geomecánico de los depósitos de suelo detectados
Figura III.2 Modelo Geomecánico (Fuente: Propia; México, 2014)
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.2 Propuesta de Cimentación
53
III.2 Propuesta de Cimentación
III.2.1 Conceptos Generales
En la ciudad de México se han utilizado diversos tipos de cimentaciones superficiales y
profundas. Dentro de las cimentaciones profundas se han desarrollado algunas variantes
con la finalidad de atacar los aspectos peculiares de los depósitos característicos de la
ciudad de México, sin embargo algunas de estas variantes han caído en desuso debido a un
comportamiento inadecuado y su alto costo en la práctica.
III.2.2 Tipos de Cimentación
A continuación se describen los tipos de solución de cimentación que se han utilizado
frecuentemente en las estructuras de la ciudad de México.
Figura III.3 Tipos de Cimentaciones Empleadas en la Ciudad de México (Fuente: TGC Geotecnia S.A. de C.V. y TGC Ingeniería S.A. de C.V.; Enrique Santoyo Villa, Efraín Ovando Shelley, Federico Mooser, Elvira León Plata; Síntesis
Geotécnica de la Cuenca del Valle de México; México 2005)
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.2 Propuesta de Cimentación
54
A) Zapatas de Piedra y Concreto
Pueden ser corridas o aisladas, en la ciudad de México se utilizan para contrucciones
ligeras de hasta 3 nivele.
B) Losas de Cimentación
Consisten en losas de concreto rigidizadas con contratrabes, en la ciudad de México se han
utilizado en estructuras de 3 a 4 niveles. Su finalidad principal es distribuir las cargas en
toda el área de construcción.
C) Cajones de Cimentación
Consisten en cajones huecos de concreto reforzado rigidizados con contratrabes, en la
ciudad de México son las cimentaciones mas frecuentes en estructuras de 4 a 6 niveles. Su
finalidad principal es distribuir las cargas en toda el área de construcción, asi como
compensar parte o la totalidad de la carga por medio del retiro de material.
D) Cajones y Pilotes de Fricción
Consisten en cajones de cimentación unidos a pilotes de concreto reforzado que trabajan
principalmente por fricción en su fuste, en la ciudad de México se han utilizado en
estructuras de 5 a 12 niveles. Su finalidad principal es transmitir las cargas a depósitos mas
resistentes y menos deformables.
E) Pilotes de Punta
Consisten en pilotes de concreto reforzado que trabajan principalmente en su punta, en la
ciudad de México se han utilizado en estructuras de mas de 11 niveles. Su finalidad
principal es transmitir las cargas a depósitos resistentes y de baja deformabilidad.
F) Pilotes de Control
Consisten en pilotes de punta provistos de un sistema en su cabeza que permite regular el
descenso de la estructura. Su finalidad principal es evitar las emerciones aparentes de la
estructura, provocadas por el hundimiento regional del suelo.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.2 Propuesta de Cimentación
55
G) Pilotes de Punta Penetrante
Consisten en pilotes de punta provistos de una punta de acero la cual penetra en la capa
dura. Su finalidad principal es aprovechar la capacidad de fricción positiva que se
desarrolla en el fuste de sección reducida, debido a la incertidumbre en su diseño y al mal
comportamiento registrado durante los sismos de 1985, este tipo de cimentación ah caído
en desuso.
H) Pilotes Entrelazados
Consisten en 2 tipos de pilotes, de los cuales unos estan ligados a la estructura y trabajan
como pilotes de fricción convencionales, mientras que otros estan desligados de la
estructura apoyados en un estrato duro. Su finalidad principal es que los pilotes desligados
absorvan la fricción negativa.
I) Pilotes con Funda
Consisten en pilotes de punta con una funda de neopreno y coples aislados de acero, entre
la funda y el concreto se aplica una capa de grasa mineral. Su finalidad principal es
eliminar la fricción negativa.
J) Micropilotes
Consisten en pilotes de diámetro reducido, se han aplicado principalmente en
recimentaciones de estructuras.
K) Inclusiones
Consisten en perforaciones rellenas de mortero, cuya finalidad principal es reducir la
deformabilidad del suelo, asi como aumentar la resistencia del mismo.
III.2.3 Elección del Tipo de Cimentación
La elección de la cimentacion que mejor interactue con el sistema suelo-cimentación, se
realiza tomando en cuenta las características de deformabilidad y resistencia del suelo, las
características del proyecto arquitectonico, asi como la magnitud de las solicitaciones que
transmitirá la estructura al suelo de cimentación.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.2 Propuesta de Cimentación
56
El Ing. Enrique Tamez desarrolló en base a experiencia un cuadro conceptual que puede
servir como guía para realizar una selección preliminar del tipo de cimentación a emplear, a
partir del cual puede iniciarse el diseño.
Figura III.4 Selección Preliminar del Tipo de Cimentación (Fuente: TGC Geotecnia S.A. de C.V.; Enrique Tamez González; Ingeniería de Cimentaciones: Conceptos Básicos de la Práctica; México 2001)
Tomando en consideración las características arquitectónicas del proyecto, la magnitud de
las solicitaciones que transmitirá la estructura, asi como las propiedades mecánicas de los
depósitos de suelo en el sitio en estudio, se determinó que podra utilizarse como solución
de cimentación, una cimentación mixta a base de un cajón de cimentación con sustitución
parcial el cual conformará el espacio destinado a los sótanos, dicho cajón estará apoyado en
pilotes de fricción los cuales se diseñarán para soportar los incrementos de carga asi como
las tensiones inducidas por el momento de volteo sísmico. Debido a que la profundidad de
desplante del cajón quedará por debajo del nivel de aguas freáticas, se prevé la instalación
de un sistema de bombeo con el cual podrá abatirse el nivel del agua hasta un nivel que
permita la ejecución de los trabajos de excavación y construcción, de igual manera para
estabilizar las paredes de la excavación se utilizará un sistema de contención a base de
muro Milán con piezas prefabricadas.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
57
T51.43140.240.030.1082.212 W
T05.22540.240.030.1038.112 W
T23.17240.230.038.1102.211 W
T79.82823.17205.22551.431 cajónW
III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
III.3.1 Conceptos Generales
Una vez determinado el modelo geomecánico del suelo en el sitio y definida la
alternativa de cimentación, se procede a realizar el diseño geotécnico, el cual consistirá en
determinar el número de pilotes con su distribución, así como realizar las revisiones a
estado límite de falla y de servicio.
III.3.2 Análisis de Cargas
El resultado del análisis de cargas resumido en la sección de Antecedentes, muestra que la
estructura presenta una excentricidad de carga en condiciones estáticas del orden de 0.24%
en la dirección X y de 3.62% en la dirección Y; tomando en cuenta que con una
excentricidad mayor del 1% se generan distribuciones de carga no uniformes que
originarían asentamientos diferenciales, se procedió a corregir la excentricidad en la
dirección Y con la finalidad de mantenerla en un rango tolerable; de igual manera se
determinará el peso de los muros perimetrales y losa fondo del sótano.
A) Peso de los muros y losa fondo del sótano
Se considerará que los muros perimetrales quedarán conformados por el elemento de
retención, el cual será a base de un muro Milán con piezas prefabricadas, se estima que
tendrá una longitud de 10.30 m y un ancho de 0.40 m, el espesor de la losa fondo del sótano
se estima de 0.30 m.
Tabla III.4 Determinación del Peso de los Muros y Losa Fondo del Sótano Fuente: Propia; México 2014
Elemento Cantidad Largo (m) Ancho (m) Espesor (m) Volumen (m³) γ (T/m³) Peso (T)
Muro largo 2 21.82 10.30 0.40 179.80 2.40 431.51
Muro corto 2 11.38 10.30 0.40 93.77 2.40 225.05
Losa fondo 1 21.02 11.38 0.30 71.76 2.40 172.23
Suma 828.79
Determinación del peso de cada elemento:
Muros largos:
Muros cortos:
Losa fondo:
Determinación del peso total del cajón:
Peso cajón:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
58
T77.18720.250.100.538.111 lastreW
B) Corrección de la excentricidad
Se corregirá la excentricidad en la dirección Y, para lo cual se propone colocar un lastre de
concreto ciclópeo con un ancho de 5.00 m, largo de 11.38 m y 1.50 m de espesor, bajo la
losa fondo en el sentido contrario a la excentricidad, el concreto ciclópeo tendrá una
proporción de 60:40 (Concreto-Piedra) con f’c = 100 kg/cm² y peso volumétrico de 2.20
T/m³.
Tabla III.5 Determinación del Peso del Lastre de Concreto Ciclópeo Fuente: Propia; México 2014
Elemento Cantidad Largo (m) Ancho (m) Espesor (m) Volumen (m) γ (T/m³) Peso (T)
Lastre 1 11.38 5.00 1.50 85.35 2.20 187.77
Suma 187.77
Determinación del peso del lastre:
Lastre:
C) Resumen del análisis de cargas
Con la incorporación del peso de los muros y losa fondo del sótano, así como del lastre de
concreto ciclópeo, se logró reducir la excentricidad en el sentido Y a un valor de 1.25%, el
cual es aceptable; de igual manera los elementos mecánicos a nivel de cimentación fueron
afectados por la incorporación de los nuevos pesos, en el Anexo I se muestra el análisis
realizado, cuyo resumen se presenta a continuación:
Tabla III.6 Resumen del Análisis de Cargas con Excentricidad Corregida Fuente: Propia; México 2014
Combinación Fz (Ton) Mx
(T-m)
My
(T-m)
ex
(m)
ey
(m)
Centro de cargas a paños
X (m) Y (m)
CM+CV(max) 4261.15 1162.43 186.11 0.04 0.27 6.13 11.18
CM+CV(med) 4089.32 1074.27 195.01 0.05 0.26 6.14 11.17
CM+CV(ins)+Sx+0.30Sy 4117.93 5785.38 18099.78 4.40 1.40 10.49 12.31
CM+CV(ins)+Sx-0.30Sy 4117.93 -2649.34 17694.58 4.30 -0.64 10.39 10.27
CM+CV(ins)-Sx+0.30Sy 4117.93 4844.75 -17306.68 -4.20 1.18 1.89 12.09
CM+CV(ins)-Sx-0.30Sy 4117.93 -3589.97 -17711.88 -4.30 -0.87 1.79 10.04
CM+CV(ins)+0.30Sx+Sy 4117.93 15296.67 6180.25 1.50 3.71 7.59 14.62
CM+CV(ins)+0.30Sx-Sy 4117.93 -12819.07 4829.59 1.17 -3.11 7.26 7.80
CM+CV(ins)-0.30Sx+Sy 4117.93 15014.48 -4441.69 -1.08 3.65 5.01 14.56
CM+CV(ins)-0.30Sx-Sy 4117.93 -13101.26 -5792.35 -1.41 -3.18 4.68 7.73
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
59
cohesivo Suelo ffu CAQ
ooh K
3
2
senKo 1
tefriccionan Suelo tan fhfu AQ
III.3.3 Capacidad de Carga de Pilotes
Se calcularon las capacidades de carga a compresión y a tensión de pilotes de sección
cuadrada con anchos de 40, 45 y 50 cm, con largo de 28.70 m y desplantados en la cota -
36.00 m con respecto al nivel de terreno natural (0.00 m).
A) Capacidad de carga última por resistencia en el fuste
La capacidad de carga en el fuste del pilote, se estimó bajo la siguiente expresión basada en
la teoría de Tomlinson, considerando que los pilotes serán hincados:
Donde:
Qfu Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote
α Factor de adherencia para pilotes hincados, cuyos valores varían de 1 para arcillas muy blandas a
0.25 para arcillas duras, tomando en cuenta la estratigrafía que tiene que atravesar el pilote durante su
hincado el factor α puede determinarse con las gráficas de la figura III.5 C Resistencia al corte, no drenada de la arcilla en contacto con el fuste del pilote σh Presión horizontal media en el tramo considerado del fuste, determinada de la siguiente forma:
σo Presión vertical efectiva
Ko Coeficiente de empuje de tierras en reposo
δ Coeficiente de fricción lateral pilote-suelo
ф Ángulo de fricción interna del suelo
Af Área lateral del pilote
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
60
Arena o grava
arenosa
Arcilla dura
a) Pilotes hincados a través de arenas o gravas arenosas hasta arcilla dura.
Arcilla
blanda
Arcilla dura
b) Pilotes hincados a través de arcilla blanda hasta arcilla dura.
Arcilla dura
c) Pilotes sin estratos arriba de la arcilla dura.
NOTAS: 1. Las gráficas no son aplicables a secciones H o en cruz, ni a pilotes o pilas coladas in situ
2. El factor de seguridad no deberá ser menor de 2.5 excepto para diseños basados en
resultados confiables de pruebas de carga
0.00
0.25
0.50
0.75
1.00
0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5
L < 10 BL = 20 BL > 40 B
Resistencia al corte no drenada cu , kg/cm2
Facto
r d
e a
dh
eren
cia
,
LB
LB
0.00
0.25
0.50
0.75
1.00
0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5
L > 20 B
L = 10 B
Resistencia al corte no drenada cu , kg/cm2
Facto
r d
e a
dh
eren
cia
,
LB
0.00
0.25
0.50
0.75
1.00
0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5
L > 40 B
L = 10 B
Resistencia al corte no drenada c u , kg/cm2
Facto
r d
e a
dh
eren
cia
,
Figura III.5 Factor de Adherencia α vs Resistencia al Corte, Para Diferentes Condiciones de Hincado (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Cimentaciones Profundas; México 2001)
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
61
Para calcular la capacidad de carga por resistencia en el fuste de los pilotes, se consideró
que dichos elementos comenzarán a una profundidad igual al nivel del lecho inferior de la
losa fondo del sótano (7.300 m) y tendrán una longitud de 28.70 m, se calcularon
capacidades de carga para una sección cuadrada con anchos de 40, 45 y 50 cm.
Tabla III.7 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia en el Fuste Fuente: Propia; México 2014
Estrato De
(m)
Hasta
(m)
H
(m)
B
(m)
A
(m²)
C
(T/m²)
Ф
(°) α Ko
σh
(T/m²) δ (°)
R
(T)
Qfu
(T/pilote)
IIIa 7.30 8.70 1.40
0.40
2.24 2.95 - 1 - - - 6.61
165.40
IIIb 8.70 21.90 13.20 21.12 3.52 - 1 - - - 74.34
IIIc 21.90 28.20 6.30 10.08 4.75 - 1 - - - 47.88
IV 28.20 28.80 0.60 0.96 - 34 - 0.441 3.43 22.67 1.38
V 28.80 33.60 4.80 7.68 3.30 - 1 - - - 25.34
VI 33.60 35.40 1.80 2.88 - 34 - 0.441 4.36 22.67 5.24
VII 35.40 36.00 0.60 0.96 4.80 - 1 - - - 4.61
Estrato De
(m)
Hasta
(m)
H
(m)
B
(m)
A
(m²)
C
(T/m²)
Ф
(°) α Ko
σh
(T/m²) δ (°)
R
(T)
Qfu
(T/pilote)
IIIa 7.30 8.70 1.40
0.45
2.52 2.95 - 1 - - - 7.43
186.08
IIIb 8.70 21.90 13.20 23.76 3.52 - 1 - - - 83.64
IIIc 21.90 28.20 6.30 11.34 4.75 - 1 - - - 53.87
IV 28.20 28.80 0.60 1.08 - 34 - 0.441 3.43 22.67 1.55
V 28.80 33.60 4.80 8.64 3.30 - 1 - - - 28.51
VI 33.60 35.40 1.80 3.24 - 34 - 0.441 4.36 22.67 5.90
VII 35.40 36.00 0.60 1.08 4.80 - 1 - - - 5.18
Estrato De
(m)
Hasta
(m)
H
(m)
B
(m)
A
(m²)
C
(T/m²)
Ф
(°) α Ko
σh
(T/m²) δ (°)
R
(T)
Qfu
(T/pilote)
IIIa 7.30 8.70 1.40
0.50
2.80 2.95 - 1 - - - 8.26
206.75
IIIb 8.70 21.90 13.20 26.40 3.52 - 1 - - - 92.93
IIIc 21.90 28.20 6.30 12.60 4.75 - 1 - - - 59.85
IV 28.20 28.80 0.60 1.20 - 34 - 0.441 3.43 22.67 1.72
V 28.80 33.60 4.80 9.60 3.30 - 1 - - - 31.68
VI 33.60 35.40 1.80 3.60 - 34 - 0.441 4.36 22.67 6.55
VII 35.40 36.00 0.60 1.20 4.80 - 1 - - - 5.76
Donde:
H Espesor del estrato
B Ancho o diámetro del pilote
A Área lateral del pilote en contacto con el estrato correspondiente
σh Presión horizontal media en el fuste del pilote
R Resistencia por adherencia o fricción en el estrato correspondiente
Qfu Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote
De acuerdo al modelo geomecánico realizado, se consideró a los estratos IIIa, IIIb, IIIc, V y
VII como puramente cohesivos, y a los estratos IV y VI como puramente friccionantes.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
62
m40.130.770.8 H
m20.1370.890.21 H
m30.690.2120.28 H
m60.020.2880.28 H
m80.480.2860.33 H
2m24.240.1)440.0( A2m12.2120.13)440.0( A
2m08.1030.6)440.0( A2m96.060.0)440.0( A
2m52.240.1)445.0( A2m76.2320.13)445.0( A
2m34.1130.6)445.0( A2m08.160.0)445.0( A
2m64.880.4)445.0( A
2m80.240.1)450.0( A2m40.2620.13)450.0( A
2m60.1230.6)450.0( A2m20.160.0)450.0( A
2m60.980.4)450.0( A
2m68.780.4)440.0( A
m80.160.3340.35 H
m60.040.3500.36 H
2m96.060.0)440.0( A
2m88.280.1)440.0( A
2m08.160.0)445.0( A
2m24.380.1)445.0( A
2m20.160.0)450.0( A
2m60.380.1)450.0( A
Determinación del espesor de los estratos en contacto con el pilote:
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
Determinación del área lateral de los pilotes en cada estrato:
* Pilote con ancho de 0.40 m
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
* Pilote con ancho de 0.45 m
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
* Pilote con ancho de 0.50 m
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
63
441.0)34(1 senKo
2T/m43.32
441.098.7441.059.7
h
2
0
T/m59.724.030.616.020.13
16.030.640.040.040.140.140.160.0
2
0
T/m98.765.060.024.030.616.020.13
16.030.640.040.040.140.140.160.0
67.22343
2
441.0)34(1 senKo
2
0
T/m28.9
27.080.465.060.024.030.616.020.13
16.030.640.040.040.140.140.160.0
2
0
T/m50.1068.080.1
27.080.465.060.024.030.616.020.13
16.030.640.040.040.140.140.160.0
2T/m36.42
441.050.10441.028.9
h
Determinación del factor α, en los estratos IIIa, IIIb, IIIc, V y VII:
Debido a que los estratos de arcilla que atravesará el pilote, presentan una consistencia
blanda, se considerará un factor α = 1.00.
Determinación del coeficiente de empuje de tierras en reposo Ko, en el estratos IV y
VI:
Estrato IV:
Estrato VI:
Determinación del esfuerzo efectivo, en los estratos IV y VI:
Estrato IV superior (28.20 m):
Estrato IV inferior (28.80 m):
Estrato VI superior (33.60 m):
Estrato VI inferior (35.40 m):
Determinación del esfuerzo horizontal, en los estratos IV y VI:
Estrato IV:
Estrato VI:
Determinación del coeficiente de fricción lateral pilote-suelo, en el estratos IV y VI:
Estratos IV y VI:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
64
T61.624.295.200.1 R
T34.7412.2152.300.1 R
T88.4708.1075.400.1 R
T38.196.067.22tan43.3 R
T34.2568.730.300.1 R
T43.752.295.200.1 R
T64.8376.2352.300.1 R
T87.5334.1175.400.1 R
T55.108.167.22tan43.3 R
T51.2864.830.300.1 R
T26.880.295.200.1 R
T93.9240.2652.300.1 R
T85.5960.1275.400.1 R
T72.120.167.22tan43.3 R
T68.3160.930.300.1 R
T/Pilote40.16561.424.534.2538.188.4734.7461.6 fuQ
T/Pilote08.18618.590.551.2855.187.5364.8343.7 fuQ
T/Pilote75.20676.555.668.3172.185.5993.9226.8 fuQ
T24.588.267.22tan36.4 R
T61.496.080.400.1 R
T18.508.180.400.1 R
T90.524.367.22tan36.4 R
T76.520.180.400.1 R
T55.660.367.22tan36.4 R
Determinación de la resistencia por adherencia o fricción, en cada estrato:
* Pilote con ancho de 0.40 m
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
* Pilote con ancho de 0.45 m
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
* Pilote con ancho de 0.50 m
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
Determinación de la capacidad de carga última por resistencia en el fuste, para
pilotes con anchos de 40, 45 y 50 cm:
Pilote de 40 cm:
Pilote de 45 cm:
Pilote de 50 cm:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
65
pcpu ACNQ '
2m16.040.040.0 A2m20.045.045.0 A2m25.050.050.0 A
B) Capacidad de carga última por resistencia en la punta
La capacidad de carga en la punta del pilote, se estimó bajo la siguiente expresión basada
en la teoría de Skempton:
Donde:
Qpu Capacidad de carga última por resistencia en la punta del pilote
C Resistencia al corte, no drenada de la arcilla en contacto con la punta del pilote N´c Factor de capacidad de carga para pilotes, propuestos por Skempton, será igual a 9 para pilotes con
diámetro menor a 0.50 m y de 7 para pilotes con diámetros comprendidos entre 0.50 y 1.00 m: Ap Área transversal de la punta del pilote
Para calcular la capacidad de carga por resistencia en la punta de los pilotes, se consideró
que dichos elementos se encuentran apoyados a 36.00 m de profundidad (Estrato VII), se
calcularon capacidades de carga para una sección cuadrada con anchos de 40, 45 y 50 cm.
Tabla III.8 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia en la Punta Fuente: Propia; México 2014
Estrato de apoyo Desplante (m) B (m) A (m²) C (T/m²) N´c Qpu (T/pilote)
VII 36.00
0.40 0.16
4.80 9
6.91
0.45 0.20 8.75
0.50 0.25 10.80
Donde:
B Ancho o diámetro del pilote
A Área transversal del pilote en contacto con el suelo de apoyo
Qpu Capacidad de carga última por resistencia en la punta del pilote
De acuerdo al modelo geomecánico realizado, se consideró al estrato de apoyo (estrato VII)
como puramente cohesivo.
Determinación del área transversal de la punta, para pilotes con ancho de 40, 45 y
50 cm:
Pilote de 40 cm:
Pilote de 45 cm:
Pilote de 50 cm:
Determinación del factor de capacidad de carga:
El factor N´c se determinó tomando en cuenta las recomendaciones realizadas por
Skempton, por lo cual dicho factor será considerado igual a 9 ya que los anchos de los
pilotes son menores a 0.50 m.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
66
T/Pilote91.616.0980.4 puQ
T/Pilote75.820.0980.4 puQ
T/Pilote80.1025.0980.4 puQ
pilotefutu WQQ
Determinación de la capacidad de carga última por resistencia en la punta, para
pilotes con ancho de 40, 45 y 50 cm:
Pilote de 40 cm:
Pilote de 45 cm:
Pilote de 50 cm:
C) Capacidad de carga última por resistencia a tensión
La capacidad de carga a tensión del pilote, se estimó bajo la siguiente expresión,
considerando que la aportación de resistencia es igual a la resistencia en el fuste del pilote,
más el peso propio del pilote.
Donde:
Qtu Capacidad de carga última por resistencia a tensión del pilote
Qfu Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote
Wpilote Peso propio del pilote
Para calcular la capacidad de carga por resistencia a tensión de los pilotes, se consideró que
dichos elementos tienen una longitud de 28.70 m y que son de concreto reforzado con un
peso volumétrico de 2.40 T/m³, se calcularon capacidades de carga para una sección
cuadrada con anchos de 40, 45 y 50 cm.
Tabla III.9 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia a Tensión Fuente: Propia; México 2014
B (m) Qfu
(T/Pilote)
Lpilote
(m)
Vconcreto
(m³)
γconcreto
(T/m³) Wpilote (T)
Qtu
(T/pilote)
0.40 165.40
28.700
4.59
2.40
11.02 176.42
0.45 186.08 5.81 13.95 200.03
0.50 206.75 7.18 17.22 223.97
Donde:
B Ancho o diámetro del pilote
Qfu Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote
Lpilote Longitud del pilote
Vconcreto Volumen de concreto de cada pilote
γconcreto Peso volumétrico del concreto reforzado
Wpilote Peso del pilote
Qtu Capacidad de carga última por resistencia a tensión del pilote
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
67
T/pilote40.165fuQ
T/pilote08.186fuQ
T/pilote75.206fuQ
T02.1140.270.2840.040.0 piloteW
T95.1340.270.2845.045.0 piloteW
T22.1740.270.2850.050.0 piloteW
T/Pilote42.17602.1140.165 tuQ
T/Pilote03.20095.1308.186 tuQ
T/Pilote97.22322.1775.206 tuQ
Determinación de la resistencia en el fuste del pilote
El aporte de la resistencia a tensión a lo largo del fuste del pilote, se consideró igual a la
resistencia a compresión por resistencia en el fuste del pilote.
Pilote de 40 cm:
Pilote de 45 cm:
Pilote de 50 cm:
Determinación del peso del pilote
Pilote de 40 cm:
Pilote de 45 cm:
Pilote de 50 cm:
Determinación de la capacidad de carga última por resistencia a tensión, para pilotes
con ancho de 40, 45 y 50 cm:
Pilote de 40 cm:
Pilote de 45 cm:
Pilote de 50 cm:
D) Capacidad de carga admisible
La capacidad de carga admisible fue determinada tomando en cuenta las recomendaciones
realizadas por el ingeniero Enrique Tamez en su libro de “Ingeniería de Cimentaciones”,
donde propone factores de seguridad para la capacidad de carga a compresión de
cimentaciones profundas, del orden de 2 y 3 en condiciones estáticas para la resistencia del
fuste y la punta respectivamente, y de 1.70 y 2 en condiciones dinámicas para la resistencia
del fuste y la punta respectivamente, además tanto para condiciones estáticas y dinámicas
se restará el peso propio del pilote y se sumará el peso del suelo desalojado por la
instalación del mismo con la finalidad de considerar el peso del elemento de cimentación y
el efecto de compensación al desalojar un volumen de suelo para su hincado.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
68
suelopilote
pufu
estadm WWQQ
Q 32
)( suelopilote
pufu
dinadm WWQQ
Q 27.1
)(
pilote
fu
tenadm WQ
Q 7.1
)(
T22.016.140.0*40.030.770.8 sueloW
T25.124.140.0*40.090.2120.28 sueloW
T16.065.140.0*40.020.2880.28 sueloW
T98.027.140.0*40.080.2860.33 sueloW
T48.068.140.0*40.060.3340.35 sueloW
T13.031.140.0*40.040.3500.36 sueloW
T45.216.140.0*40.070.890.21 sueloW
T70.513.048.098.016.025.145.226.0 sueloW
T33.016.145.0*45.030.770.8 sueloW
T58.124.145.0*45.090.2120.28 sueloW
T20.065.145.0*45.020.2880.28 sueloW
T23.127.145.0*45.080.2860.33 sueloW
T61.068.145.0*45.060.3340.35 sueloW
T16.031.145.0*45.040.3500.36 sueloW
T10.316.145.0*45.070.890.21 sueloW
T22.716.061.023.120.058.110.333.0 sueloW
Por otra parte la capacidad de carga admisible a tensión se determina utilizando un factor
de seguridad de 1.70 para disminuir la resistencia a lo largo del fuste, bajo las siguientes
expresiones:
Donde:
Qadm(est) Capacidad de carga admisible total a compresión, en condiciones estáticas
Qadm(din) Capacidad de carga admisible total a compresión, en condiciones dinámicas
Qadm(ten) Capacidad de carga admisible total a tensión
Qfu Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote
Qpu Capacidad de carga última por resistencia en la punta del pilote
Wpilote Peso del pilote
Wsuelo Peso del suelo desalojado por la instalación del pilote
Determinación del peso del suelo desalojado por la instalación de los pilotes con
ancho de 40, 45 y 50 cm, y longitud de 28.70 m:
* Pilote con ancho de 0.40 m
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
Peso total desalojado:
* Pilote con ancho de 0.45 m
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
Peso total desalojado:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
69
T/Pilote68.7970.502.113
91.6
2
40.165)( estadmQ
T41.016.150.0*50.030.770.8 sueloW
T95.124.150.0*50.090.2120.28 sueloW
T25.065.150.0*50.020.2880.28 sueloW
T52.127.150.0*50.080.2860.33 sueloW
T76.068.150.0*50.060.3340.35 sueloW
T20.031.150.0*50.040.3500.36 sueloW
T83.316.150.0*50.070.890.21 sueloW
T91.820.076.052.125.095.183.341.0 sueloW
T/Pilote43.9570.502.112
91.6
70.1
40.165)( dinadmQ
T/Pilote31.10802.1170.1
40.165)( dinadmQ
T/Pilote23.8922.795.133
75.8
2
08.186)( estadmQ
T/Pilote10.10722.795.132
75.8
70.1
08.186)( dinadmQ
T/Pilote41.12395.1370.1
08.186)( dinadmQ
T/Pilote67.9891.822.173
80.10
2
75.206)( estadmQ
T/Pilote71.11891.822.172
80.10
70.1
75.206)( dinadmQ
T/Pilote84.13822.1770.1
75.206)( dinadmQ
* Pilote con ancho de 0.50 m
Estrato IIIa:
Estrato IIIb:
Estrato IIIc:
Estrato IV:
Estrato V:
Estrato VI:
Estrato VII:
Peso total desalojado:
Determinación de la capacidad de carga admisible total a compresión y a tensión en
condiciones estáticas y dinámicas, para pilotes con ancho de 40, 45 y 50 cm, y
longitud de 28.70 m:
Pilote de 40 cm (estática):
Pilote de 40 cm (dinámica):
Pilote de 40 cm (tensión):
Pilote de 45 cm (estática):
Pilote de 45 cm (dinámica):
Pilote de 45 cm (tensión):
Pilote de 50 cm (estática):
Pilote de 50 cm (dinámica):
Pilote de 50 cm (tensión):
III.3.4 Número de Pilotes
El número de pilotes necesarios para garantizar la estabilidad mecánica de la cimentación,
fue determinado tomando en cuenta las recomendaciones realizadas por el ingeniero
Enrique Tamez en su libro de “Ingeniería de Cimentaciones”, para lo cual se utilizarán
pilotes de sección cuadrada de 0.50 m de ancho, de 28.70 m de longitud y desplantados en
la cota 36.00 m (estrato VII) bajo el nivel 0.00 m (nivel de terreno natural); los pilotes
estarán conectados estructuralmente a un cajón de cimentación el cual conformará el
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
70
1 2 3 4 5
A
B
C
D
E
F
G
12.18
21.82
1.65 3.59 3.59 1.65
3.25
3.4
3.4
3.4
3.4
3.25
5A
5B
5C
5D
5E
5F
5G
4A
4B
4C
4D
4F
4G
3A
3B
3C
3D
3F
3G
4E3E
2A
2B
2C
2D
2F
2G
2E
1A
1B
1C
1D
1F
1G
1E
0.850.85
0.85
0.85
espacio destinado para los sótanos del edificio; los pilotes serán hincados en una
perforación previa con diámetro del 75% del ancho del pilote.
Debido a que la distribución de las columnas es irregular, se decidió colocar a los pilotes en
una retícula simétrica de cinco ejes en el sentido corto y de siete ejes en el sentido largo;
con la finalidad de poder realizar el hincado de los pilotes más cercanos al perímetro del
predio, los ejes extremos para la colocación de los pilotes estarán separados 0.85 m del
perímetro del área de construcción; el arreglo de la retícula se presenta en la siguiente
figura:
Figura III.6 Distribución de los Ejes Donde se Colocarán los Pilotes (Fuente: Propia; México 2014)
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
71
T24.22340.160.018.1282.21 W
T60.240362.151073.66924.223 compW
T73.66940.180.118.1282.21 W
T62.151016.190.418.1282.21 W
T01.9916.150.100.538.11 compW
A) Geometría del proyecto
El área de desplante del proyecto presenta una geometría rectangular, con ancho de 12.18
m, largo de 21.82 m, y un área total de 265.77 m².
B) Carga compensada
Debido a la construcción de un cajón de cimentación (espacio destinado para los sótanos), y
a la construcción de un lastre de concreto ciclopeo (para corregir excentricidad), se
generará un efecto de compensación a consecuencia del retiro de material.
Tabla III.10 Determinación del Peso Compensado por la Construcción del Cajón de Cimentación Fuente: Propia; México 2014
Estrato Largo (m) Ancho (m) Espesor (m) Volumen (m) γ (T/m³) Peso (T)
I 21.82 12.18 0.60 159.46 1.40 223.24
II 21.82 12.18 1.80 478.38 1.40 669.73
IIIa 21.82 12.18 4.90 1302.26 1.16 1510.62
Suma 2403.60
Determinación del peso compensado por la construcción del cajón, en cada estrato:
Estrato I:
Estrato II:
Estrato IIIa:
Determinación del peso compensado por la construcción del cajón:
Peso compensado:
Tabla III.11 Determinación del Peso Compensado por la Construcción del Lastre de Concreto Ciclópeo Fuente: Propia; México 2014
Estrato Largo (m) Ancho (m) Espesor (m) Volumen (m) γ (T/m³) Peso (T)
IIIa 11.38 5.00 1.50 85.35 1.16 99.01
Suma 99.01
Determinación del peso compensado por la construcción del lastre de concreto
ciclópeo:
Peso compensado:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
72
2T/m42.918.1282.21
01.9960.2403
compP
2
max T/m03.1618.1282.21
15.4261
Pe
2T/m39.1518.1282.21
32.4089
medPe
2T/m49.1518.1282.21
93.4117
Pd
Determinación del peso compensado total, en términos de esfuerzo:
Presión compensada:
C) Elementos mecánicos de diseño
De acuerdo al análisis de cargas, los elementos mecánicos que estarán actuando a nivel de
cimentación, serán los siguientes:
CM+Cv(max) = 4261.15 T
CM+Cv(med) = 4089.32 T
CM+Cv(ins) = 4117.93 T
ex y ey = 0.04 y 0.27 m (para condiciones estáticas)
Los momentos máximos corresponden a la combinación de CM+CV(ins)+Sx+0.30Sy:
Msx = 5785.38 T-m
Msy = 18099.78 T-m
Determinación de las presiones transmitidas a nivel de desplante del cajón de
cimentación:
Para determinar estas presiones, se dividió el peso total del edificio para las condiciones de
CM+Cv(max), CM+Cv(med) y CM+Cv(ins), entre el área de desplante del cajón de
cimentación:
Donde:
Pe(max) Presión estática, para la condición de carga viva máxima
Pe(med) Presión estática, para la condición de carga viva media
Pd Presión en condiciones dinámicas (sin incremento por momento de volteo)
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
73
2
max T/m62.642.903.16 Pne2T/m97.542.939.15 medPne
2T/m08.642.949.15 Pnd
)(dinadm
ipi
Q
WdtN
iWsWsWndWdt yxi
AtPndWnd
LtqsWs xx
Determinación de las presiones netas transmitidas a nivel de desplante del cajón de
cimentación:
Para determinar estas presiones, se restó la presión compensada (Pcomp), a las presiones para
los estados de CM+Cv(max), CM+Cv(med) y CM+Cv(ins):
Donde:
Pcomp Presión compensada
Pne(max) Presión neta estática, para la condición de carga viva máxima
Pne(med) Presión neta estática, para la condición de carga viva media
Pnd Presión neta dinámica (sin incremento por momento de volteo)
D) Determinación del número de pilotes
La determinación del número de pilotes necesarios, se realizó considerando que en cada eje
de distribución de pilotes, el número de pilotes sea capas de resistir las fuerzas inducidas
por la carga neta dinámica, mas el incremento de carga causado por el momento de volteo
sísmico, bajo la siguiente expresión:
Donde:
Npi Número de pilotes en el eje (i)
Qadm(din) Capacidad de carga admisible total, en condiciones dinámicas
Wdti Carga dinámica total en el eje (i) (con incremento por momento de volteo sísmico)
Wnd Carga neta dinámica (sin incremento por momento de volteo) para cada nodo dentro del eje (i)
Pnd Presión neta dinámica (sin incremento por momento de volteo)
At Área tributaria de cada nodo en el eje (i)
Wsx Incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje X, en cada nodo del eje (i)
Lt Longitud tributaria en cada nodo del eje (i)
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
74
total
ix
L
Fqs
mi
li
i
ixi
y
yMsF
2
mi
li
iy 2
mi
li
ix2
LtqsWs yy
total
iy
L
Fqs
mi
li
i
iy
i
x
xMsF
2
qsx Carga lineal unitaria en el eje (i), considerando el sismo alrededor del eje X
Ltotal Longitud total del eje (i) Fi Carga sísmica en el eje (i)
Msx Momento sísmico alrededor del eje X yi Distancia ortogonal medida del centro de gravedad de la cimentación, al eje considerado
Sumatoria de las distancias ortogonales medidas del centro de gravedad de la cimentación, a todos
los ejes en el sentido del sismo
Wsy Incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje Y, en cada nodo del eje (i)
Lt Longitud tributaria en cada nodo del eje (i)
qsy Carga lineal unitaria en el eje (i), considerando el sismo alrededor del eje Y
Ltotal Longitud total del eje (i) Fi Carga sísmica en el eje (i)
Msy Momento sísmico alrededor del eje Y xi Distancia ortogonal medida del centro de gravedad de la cimentación, al eje considerado
Sumatoria de las distancias ortogonales medidas del centro de gravedad de la cimentación, a todos
los ejes en el sentido del sismo
Acontinuación se presenta el cálculo del número de pilotes para los ejes 5, 4 y 3,
considerando que la carga del eje 2 sera igual a la del eje 4, y que la carga del eje 1 sera
igual a la del eje 5.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
75
Tabla III.12 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 5 Fuente: Propia; México 2014
Carga estática Sismo alrededor de X Sismo alrededor de Y
Wdti
(T)
Npi
N’pi Nodo
At
(m²)
Wnd
(T) Fi (T)
qsx
(T/m)
Lt
(m)
Wsx
(T) Fi (T)
qsy
(T/m)
Lt
(m)
Wsy
(T)
5A 4.17 25.31 182.86 15.01
1.68
25.22
1175.38 53.87
2.48 133.59 184.12 1.55 2
5B 5.59 33.98 123.79 10.16 17.07 3.33 179.38 230.43 1.94 2
5C 5.71 34.70 61.80 5.07 8.52 3.40 183.15 226.37 1.91 2
5D 5.71 34.70 0.00 0.00 0.00 3.40 183.15 217.85 1.84 2
5E 5.71 34.70 61.80 5.07 8.52 3.40 183.15 226.37 1.91 2
5F 5.59 33.98 123.79 10.16 17.07 3.33 179.38 230.43 1.94 2
5G 4.17 25.31 182.86 15.01 25.22 2.48 133.59 184.12 1.55 2
222.68 101.64 1175.38 14
Tabla III.13 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 4 Fuente: Propia; México 2014
Carga estática Sismo alrededor de X Sismo alrededor de Y
Wdti
(T)
Npi
N’pi Nodo
At
(m²)
Wnd
(T) Fi (T)
qsx
(T/m)
Lt
(m)
Wsx
(T) Fi (T)
qsy
(T/m)
Lt
(m)
Wsy
(T)
4A 6.50 39.47 182.86 15.01
2.62
39.33
805.27 36.91
2.48 91.52 170.33 1.43 1
4B 8.72 53.00 123.79 10.16 26.63 3.33 122.89 202.52 1.71 2
4C 8.91 54.11 61.80 5.07 13.29 3.40 125.48 192.88 1.62 2
4D 8.91 54.11 0.00 0.00 0.00 3.40 125.48 179.59 1.51 2
4E 8.91 54.11 61.80 5.07 13.29 3.40 125.48 192.88 1.62 2
4F 8.72 53.00 123.79 10.16 26.63 3.33 122.89 202.52 1.71 2
4G 6.50 39.47 182.86 15.01 39.33 2.48 91.52 170.33 1.43 1
347.27 158.51 805.27 12
Tabla III.14 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 3 Fuente: Propia; México 2014
Carga estática Sismo alrededor de X Sismo alrededor de Y
Wdti
(T)
Npi
N’pi Nodo
At
(m²)
Wnd
(T) Fi (T)
qsx
(T/m)
Lt
(m)
Wsx
(T)
Fi
(T)
qsy
(T/m)
Lt
(m)
Wsy
(T)
3A 8.90 54.08 182.86 15.01
3.59
53.90
0.00 0.00
2.48 0.00 107.98 0.91 1
3B 11.95 72.62 123.79 10.16 36.49 3.33 0.00 109.10 0.92 1
3C 12.21 74.15 61.80 5.07 18.22 3.40 0.00 92.36 0.78 1
3D 12.21 74.15 0.00 0.00 0.00 3.40 0.00 74.15 0.62 1
3E 12.21 74.15 61.80 5.07 18.22 3.40 0.00 92.36 0.78 1
3F 11.95 72.62 123.79 10.16 36.49 3.33 0.00 109.10 0.92 1
3G 8.90 54.08 182.86 15.01 53.90 2.48 0.00 107.98 0.91 1
475.84 217.20 0.00 7
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
76
1 2 3 4 5
A
B
C
D
E
F
G
12.18
21.82
1.65 3.59 3.59 1.65
3.25
3.4
3.4
3.4
3.4
3.25
6.81
10.06
3.59
5.24
2.48
3.33
3.4
3.4
3.4
3.33
2.48
1.682.623.592.621.68
5A
5B
5C
5D
5E
5F
5G
4A
4B
4C
4D
4F
4G
3A
3B
3C
3D
3F
3G
4E3E
2A
2B
2C
2D
2F
2G
2E
1A
1B
1C
1D
1F
1G
1E
0.850.85
0.85
0.85
Determinación del área tributaria de cada nodo en los ejes 5, 4 y 3
El área tributaria de cada nodo, se deduce de la siguiente figura:
Figura III.7 Áreas Tributarias en Cada Nodo (Fuente: Propia; México 2014)
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
77
2m17.468.148.2 At2m59.568.133.3 At
2m50.662.248.2 At
T31.2517.407.6 Wnd
T98.3359.507.6 Wnd
T68.222370.34298.33231.25 Wnd
mi
li
i
ixi
y
yMsF
2
2m71.568.140.3 At
2m72.862.233.3 At2m91.862.240.3 At
2m95.1159.333.3 At2m21.1259.340.3 At
2m90.859.348.2 At
T70.3471.507.6 Wnd
T47.3950.607.6 Wnd
T00.5372.807.6 Wnd
T27.347311.54200.53247.39 Wnd
T11.5491.807.6 Wnd
T08.5490.807.6 Wnd
T62.7295.1107.6 Wnd
T84.475315.74262.72208.54 Wnd
T15.7421.1207.6 Wnd
Nodo 5A y 5G:
Nodo 5B y 5F:
Nodo 5C, 5D y 5E:
Nodo 4A y 4G:
Nodo 4B y 4F:
Nodo 4C, 4D, y 4E:
Nodo 3A y 3G:
Nodo 3B y 3F:
Nodo 3C, 3D, y 3E:
Determinación de la carga neta dinámica para cada nodo
*Eje 5
Nodo 5A y 5G:
Nodo 5B y 5F:
Nodo 5C, 5D y 5E:
Total en el eje 5:
*Eje 4
Nodo 4A y 4G:
Nodo 4B y 4F:
Nodo 4C, 4D y 4E:
Total en el eje 4:
*Eje 3
Nodo 3A y 3G:
Nodo 3B y 3F:
Nodo 3C, 3D y 3E:
Total en el eje 3:
Determinación de la carga sísmica en cada eje, con sismo alrededor del eje X (las
distancias se deducen de la figura III.7)
Msx = 5785.38 T-m
yi (eje A y G) = 10.06 m
yi (eje B y F) = 6.81 m
yi (eje C y E) = 3.40 m
yi (eje D) = 0.00 m
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
78
22222222 m28.31806.1081.640.340.381.606.10
mi
li
iy
T86.18228.318
06.1038.5785
iF
T79.12328.318
81.638.5785
iF
T80.6128.318
40.338.5785
iF
T00.028.318
00.038.5785
iF
T/m01.1518.12
86.182xqs
T/m16.1018.12
79.123xqs
T/m07.518.12
80.61xqs
T/m00.018.12
00.0xqs
T22.2568.101.15 xWs
T07.1768.116.10 xWs
T52.868.107.5 xWs
T00.068.100.0 xWs
T64.10122.2507.1752.800.052.807.1722.25 xWs
Eje A y G:
Eje B y F:
Eje C y E:
Eje D:
Determinación de la carga lineal unitaria en los ejes A, B, C, D, E, F y G,
considerando el sismo alrededor del eje X (las distancias se deducen de la figura
III.7)
Eje A y G:
Eje B y F:
Eje C y E:
Eje D:
Determinación de la longitud tributaria en los ejes 5, 4 y 3 (las distancias se deducen
de la figura III.7)
Eje 5: Lt = 1.68 m
Eje 4: Lt = 2.62 m
Eje 3: Lt = 3.59 m
Determinación del incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor
del eje X, en cada nodo
*Eje 5
Nodo 5A y 5G:
Nodo 5B y 5F:
Nodo 5C y 5E:
Nodo 5D:
Total eje 5:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
79
222222 m69.8024.559.359.324.5
mi
li
ix
T38.117569.80
24.578.18099
iF
T27.80569.80
59.378.18099
iF
T00.069.80
00.078.18099
iF
mi
li
i
iy
i
x
xMsF
2
T33.3962.201.15 xWs
T63.2662.216.10 xWs
T29.1362.207.5 xWs
T00.062.200.0 xWs
T51.15833.3963.2629.1300.029.1363.2633.39 xWs
T90.5359.301.15 xWs
T49.3659.316.10 xWs
T22.1859.307.5 xWs
T00.059.300.0 xWs
T20.21790.5349.3622.1800.022.1849.3690.53 xWs
*Eje 4
Nodo 4A y 4G:
Nodo 4B y 4F:
Nodo 4C y 4E:
Nodo 4D:
Total eje 4:
*Eje 3
Nodo 3A y 3G:
Nodo 3B y 3F:
Nodo 3C y 3E:
Nodo 3D:
Total eje 3:
Determinación de la carga sísmica en cada eje, con sismo alrededor del eje Y (las
distancias se deducen de la figura III.7)
Msy = 18099.78 T-m
xi (eje 5) = 5.24 m
xi (eje 4) = 3.59 m
xi (eje 3) = 0.00 m
Eje 5:
Eje 4:
Eje 3:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
80
T/m87.5382.21
38.1175yqs
T/m91.3682.21
27.805yqs
T/m00.082.21
00.0yqs
T59.13348.287.53 yWs
T38.17933.387.53 yWs
T38.1175315.183238.179259.133 yWs
T15.18340.387.53 yWs
T52.9148.291.36 yWs
T89.12233.391.36 yWs
T27.805348.125289.122252.91 yWs
T48.12540.391.36 yWs
T00.048.200.0 yWs
T00.033.300.0 yWs
T00.0yWs
T00.040.300.0 yWs
Determinación de la carga lineal unitaria en los ejes 5, 4 y 3, considerando el sismo
alrededor del eje Y (las distancias se deducen de la figura III.7)
Eje 5:
Eje 4:
Eje 3:
Determinación de la longitud tributaria en los ejes A, B, C, D, E ,F y G (las
distancias se deducen de la figura III.7)
Eje A y G: Lt = 2.48 m
Eje B y F: Lt = 3.33 m
Eje C, D y E: Lt = 3.40 m
Determinación del incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor
del eje Y, en cada nodo
*Eje 5
Nodo 5A y 5G:
Nodo 5B y 5F:
Nodo 5C, 5D y 5E:
Total eje 5:
*Eje 4
Nodo 4A y 4G:
Nodo 4B y 4F:
Nodo 4C, 4D y 4E:
Total eje 4:
*Eje 3
Nodo 3A y 3G:
Nodo 3B y 3F:
Nodo 3C, 3D y 3E:
Total eje 3:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
81
yxi WsWsWndWdt
T12.18459.13322.2531.25 iWdt
T43.23038.17907.1798.33 iWdt
T37.22615.18352.870.34 iWdt
T85.21715.18300.070.34 iWdt
T33.17052.9133.3947.39 iWdt
T52.20289.12263.2600.53 iWdt
T88.19248.12529.1311.54 iWdt
T59.17948.12500.011.54 iWdt
T98.10700.090.5308.54 iWdt
T10.10900.049.3662.72 iWdt
T36.9200.022.1815.74 iWdt
T15.7400.000.015.74 iWdt
255.171.118
12.184piN
294.171.118
43.230piN
291.171.118
37.226piN
284.171.118
85.217piN
1472 piN
Determinación de la carga dinámica en cada nodo
*Eje 5
Nodo 5A, 5G:
Nodo 5B, 5F:
Nodo 5C, 5E:
Nodo 5D:
*Eje 4
Nodo 4A, 4G:
Nodo 4B, 4F:
Nodo 4C, 4E:
Nodo 4D:
*Eje 3
Nodo 3A, 3G:
Nodo 3B, 3F:
Nodo 3C, 3E:
Nodo 3D:
Determinación del número de pilotes en cada nodo
*Eje 5
Nodo 5A, 5G:
Nodo 5B, 5F:
Nodo 5C, 5E:
Nodo 5D:
Total en el eje 5:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
82
143.171.118
33.170piN
271.171.118
52.202piN
262.171.118
88.192piN
251.171.118
59.179piN
125221 piN
191.071.118
98.107piN
192.071.118
10.109piN
178.071.118
36.92piN
162.071.118
15.74piN
771 piN
*Eje 4
Nodo 4A, 4G:
Nodo 4B, 4F:
Nodo 4C, 4E:
Nodo 4D:
Total en el eje 4:
*Eje 3
Nodo 3A, 3G:
Nodo 3B, 3F:
Nodo 3C, 3E:
Nodo 3D
Total en el eje 3:
Determinación del número total de pilotes
Ntp = (14x2)+(12x2)+7 = 59
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
83
pi
yx
tp
iN
WsWs
N
WndPd
)(dinadmi QPd
T40.161482.2118.1207.6 Wnd
desplanteAPndWnd
III.3.5 Revisión por Capacidad de Carga
Se revisará que el número de pilotes en cada eje, movilice una resistencia admisible mayor
que la carga actuante, lo anterior para las condiciones de carga estática y dinámica. Debido
a que la rigidez del cajón de cimentación en su interacción con los pilotes genera
distribuciones de carga no uniformes, la revisión por capacidad de carga se realizará con
cargas redistribuidas:
A) Revisión por capacidad de carga en condiciones dinámicas
Para realizar esta revisión, se verificará el cumplimiento de la siguiente expresión:
Donde:
Qadm(din) Capacidad de carga admisible total, en condiciones dinámicas
Pdi Carga dinámica redistribuida por rigidez, en cada pilote del eje (i)
Wnd Carga neta dinámica total (sin incremento por momento de volteo), en toda el área del edificio Ntp Número de pilotes totales, en toda el área del edificio Wsx Incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje X, en el eje (i) Wsy Incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje Y, en el eje (i) Npi Número de pilotes, en el eje (i)
Tabla III.15 Revisión Por Capacidad de Carga en Condiciones Dinámicas Fuente: Propia; México 2014
Eje Wsx
(T)
Wsy
(T) Ntp Npi
Wnd
(T)
Pdi
(T)
Qadm(din)
(T/pilote)
Condición
Pdi< Qadm(din)
5 101.64 1175.38 59 14 1614.40 118.58 118.71 Cumple
4 158.51 805.27 59 12 1614.40 107.68 118.71 Cumple
3 217.20 0.00 59 7 1614.40 58.39 118.71 Cumple
Determinación de la carga neta dinámica total, en toda el área del edificio
Donde:
Pnd Presión neta dinámica (sin incremento por momento de volteo)
Adesplante Área de desplante de la estructura
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
84
)(max
estadm
pi
QN
Wne
T58.11814
38.117564.101
59
40.1614
ipd
T68.10712
27.80551.158
59
40.1614
ipd
T39.587
00.020.217
59
40.1614
ipd
Determinación de la carga dinámica redistribuida por rigidez en los ejes 5, 4 y3
Eje 5:
Eje 4:
Eje 3:
Revisión del cumplimiento por capacidad de carga en condiciones dinámicas
Eje 5: 118.58 T<118.71 T Cumple
Eje 4: 107.68 T<118.71 T Cumple
Eje 3: 58.39 T<118.71 T Cumple
B) Revisión por capacidad de carga en condiciones estáticas
Para realizar esta revisión, se verificará el cumplimiento de la siguiente expresión:
Donde:
Wnemax Carga neta estática, en el eje (i)
Npi Número de pilotes, en el eje (i) Qadm(est) Capacidad de carga admisible total, en condiciones estáticas
Tabla III.16 Revisión Por Capacidad de Carga en Condiciones Estáticas Fuente: Propia; México 2014
Eje Wnemax
(T) Npi
Wnemax/ Npi
(T/pilote)
Qadm(est)
(T/pilote)
Condición
(Wnemax/ Npi)< Qadm(est)
5 242.43 14 17.32 98.67 Cumple
4 378.08 12 31.51 98.67 Cumple
3 518.05 7 74.01 98.67 Cumple
Revisión del cumplimiento por capacidad de carga en condiciones estáticas
Eje 5: (242.43/14) = 17.32 T<98.67 T Cumple
Eje 4: (378.08/12) = 31.51 T<98.67 T Cumple
Eje 3: (518.05/7) = 74.01 T<98.67 T Cumple
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
85
He
eSc
01
III.3.6 Revisión por Asentamientos
Se revisará que el asentamiento de los pilotes sea menor a 15 cm, ya que al encontrarse el
proyecto en zona de lago y presentar construcciones colindantes, la NTC para diseño y
construcciones de cimentaciones del RCDF, marca dicho valor como asentamiento máximo
para tales condiciones.
Los asentamientos que presentará la estructura serán del tipo diferidos, es decir los
generados por la consolidación de los estratos de arcillas, por lo cual se empleará la teoría
de la consolidación, desarrollada por el Dr. Karl Terzaghi.
Para determinar los asentamientos de la estructura, se considerará que los pilotes estarán
desplantados en la cota 36.00 m bajo el nivel de terreno natural, y que los mismos
trabajarán en grupo, de tal forma solamente se calculará la deformación que presentará el
estrato de arcilla VII, despreciando la deformación del estrato VIII ya que dicho estrato
presenta un material de alta compacidad cuya deformación será mínima; para determinar
los parámetros de deformabilidad del estrato VII, se utilizará la curva de compresibilidad de
la muestra No 58 del SM-1; además para tomar en cuenta la influencia de la forma de
transmisión de carga de los pilotes trabajando como grupo, el incremento de esfuerzos en el
suelo del estrato VII se calculará utilizando el concepto de zapata equivalente desarrollado
por Terzaghi, y modificado de acuerdo a la experiencia del Ingeniero Enrique Tamez en las
arcillas de la Ciudad de México
La expresión general de la teoria de la consolidación para determinar asentamientos
diferidos se muestra a continuación:
Donde:
Sc Asentamiento por consolidación primaria
eo Relación de vacíos inicial del suelo Δe Variación de la relación de vacíos del suelo, en función del estado de esfuerzos
H Espesor del estrato compresible, antes de que se transmita la carga por la cimentación
Esta ecuación puede quedar expresada en función de la historia de esfuerzos del suelo, es
decir en función del índice de recompresión (Cr), del índice de compresión virgen (Cc) y
del esfuerzo de preconsolidación (P’c), determinados a partir de la curva de
compresibilidad del material en cuestión, las formas que adopta la ecuación se describen a
continuación.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
86
0
0
0
log1
Cc
e
HSc
C
C
P
P
'
'
1
0
0
0
0
log1
Cr
e
HSc
C
C
P
P
'
'
1
0
C
C
PCc
PCr
e
HSc
'log
'log
1
1
00
Cp'0
Para un suelo normalmente consolidado:
En este caso el incremento de esfuerzo vertical es tomado enteramente por la zona virgen
de la curva de compresibilidad del suelo ya que teóricamente el esfuerzo de
preconsolidación es igual al esfuerzo efectivo medio del suelo donde se calcularán los
asentamientos, quedando la expresión de la siguiente forma:
Para un suelo normalmente consolidado se debe cumplir con lo siguiente:
Para un suelo preconsolidado:
En este caso el incremento de esfuerzo vertical puede ser tomado por la zona de
recompresión, por la zona virgen o parcialmente por ambas zonas de la curva de
compresibilidad del suelo ya que teóricamente el esfuerzo de preconsolidación es mayor al
esfuerzo efectivo medio del suelo donde se calcularán los asentamientos, pudiendose
generar dos casos dependiendo de la magnitud del esfuerzo de trabajo con respecto al
esfuerzo de preconsolidación, las expresiones se muestran a continuación:
Caso I: El esfuerzo de preconsolidación es mayor al esfuerzo efectivo del suelo, y el
esfuerzo de trabajo es menor al esfuerzo de preconsolidación, es decir:
Quedando la expresión de la siguiente forma:
Caso II: El esfuerzo de preconsolidación es mayor al esfuerzo efectivo del suelo, y el
esfuerzo de trabajo es mayor al esfuerzo de preconsolidación, es decir:
Quedando la expresión de la siguiente forma:
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
87
2 2
lL
lB
WW
nL
' '
2 2i i
ni
Zl
L Zl
B
W
'
iZ
i Z H
nW
2
1
4
1
Depósitos compresibles
Costra superficial
Depósitos resistentes
Carga neta transmitida por la cimentación
Longitud de los pilotes
Incremento de esfuerzo vertical a nivel de desplante
de los pilotes
Ancho y largo de la cimentación respectivamente
l
Incremento de esfuerzo vertical a una profundidad
que este ubicada entre el desplante de los pilotes y
los depósitos resistentes
Profundidad medida desde el nivel de desplante de
los pilotes
Espesor del suelo deformable, entre el desplante de
los pilotes y los depósitos resistentes
n W
l
L W
L B...
i
'
i Z
H
nW
l
'
iZ
22
lL
lB
WW n
L
''
22ii
ni
Zl
LZl
B
W
iZH
nW
l
LW
LB...
i
'
iZ
H
Donde:
Sc Asentamiento por consolidación primaria
H Espesor del estrato compresible, antes de que se transmita la carga por la cimentación
eo Relación de vacíos inicial del suelo
Cr Índice de recompresión
Cc Índice de compresión virgen
H Espesor del estrato compresible, antes de que se transmita la carga por la cimentación
σo Esfuerzo efectivo medio en el estrato analizado
Δσ Incremento de esfuerzo medio en el estrato analizado, causado por la carga neta transmitida
P’c Esfuerzo de preconsolidación σ1 Esfuerzo de trabajo, igual a la suma del esfuerzo efectivo y del incremento de esfuerzos (σo+ Δσ)
Figura III.8 Criterio Para el Análisis de Asentamientos de Grupo de Pilotes Según Enrique Tamez (Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987)
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
88
T61.26025922.1762.2098.1097.5 tppilotemedn NWAPneW
A) Cálculo del asentamiento por consolidación del grupo de pilotes
Para realizar este cálculo, se tomarán las siguientes consideraciones:
Ancho de la envolvente de los pilotes (B) = 10.98 m
Largo de la envolvente de los pilotes (L) = 20.62 m
Longitud de los pilotes (l) = 28.70 m
Peso neto a largo plazo transmitido por la cimentación Wn (T/m²)
Tabla III.17 Cálculo del Asentamiento por Consolidación del Grupo de Pilotes Fuente: Propia; México 2014
Estrato Z’i
(m)
H
(cm)
∆σi
(kg/cm²)
∆σiprom
(kg/cm²)
σo
(kg/cm²)
σ1
(kg/cm²)
P’c
(kg/cm²)
Cr Cc eo Sc
(cm)
VII
0.00
480
0.29
0.25 1.14 1.40 1.16 0.090 0.819 3.05 7.86 2.40 0.25
4.80 0.22
Donde:
Z’i Profundidad medida desde el nivel de desplante de los pilotes
H Espesor del suelo deformable
∆σi Incremento de esfuerzo en cada punto (Calculado con el concepto de zapata equivalente)
∆σiprom Incremento de esfuerzo promedio en el estrato
σo Esfuerzo efectivo medio en el estrato analizado
σ1 Esfuerzo de trabajo, igual a la suma del esfuerzo efectivo y del incremento de esfuerzos (σo+ Δσ)
P’c Esfuerzo de preconsolidación Cr Índice de recompresión
eo Relación de vacíos inicial del suelo
Sc Asentamiento por consolidación
Determinación de la profundidad donde se calculará el incremento de esfuerzos
El desplante de la cimentación se definió a una profundidad de 36.00 m, ademas el
final del estrato compresible VII se encuentra ubicado en la cota 40.80 m; por lo
anterior los puntos donde se definirá el incremento de esfuerzos medidos a partir de
la cota de desplante de los pilotes, serán a 0.00, 2.40 y 4.80 m bajo el desplante de
los pilotes.
Determinación del espesor del estrato compresible
H = (40.80-36.00) = 4.80 m = 480 cm
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
89
22 /29.0/94.2
00.02
70.2862.2000.0
2
70.2898.10
61.2602cmkgmTi
22 /25.0/51.2
40.22
70.2862.2040.2
2
70.2898.10
61.2602cmkgmTi
22 /22.0/17.2
80.42
70.2862.2080.4
2
70.2898.10
61.2602cmkgmTi
2/25.06
22.025.0429.0cmkg
promi
22
0
Kg/cm14.1T/m43.1131.000.368.080.1
27.080.465.060.024.030.616.020.13
16.030.640.040.040.140.140.160.0
2
1 Kg/cm40.125.014.1
C
C
PCc
PCr
e
HSc
'log
'log
1
1
00
cmSc 86.716.1
40.1log819.0
14.1
16.1log090.0
05.31
480
Determinación del incremento de esfuerzos en cada punto, con el concepto de
zapata equivalente
Cota 0.00 m:
Cota 2.40 m:
Cota 4.80 m:
Determinación del incremento de esfuerzos promedio en el estrato
Determinación del esfuerzo efectivo
Determinación del esfuerzo de trabajo
Determinación de la expresión a utilizar de acuerdo a la historia de esfuerzos del
suelo
Debido a que el esfuerzo de preconsolidación es mayor al esfuerzo efectivo, y que el
esfuerzo de trabajo es mayor al esfuerzo de preconsolidación, se puede concluir que se trata
de un suelo preconsolidado trabajando dentro de la zona de recompresión y compresión
virgen de la curva de compresibilidad del material (Caso II), por lo cual se ocupará la
siguiente expresión:
Determinación del asentamiento por consolidación del estrato VII
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta
90
1 2 3 4 5
A
B
C
D
E
F
G
12.18
21.82
1.65 3.59 3.59 1.65
3.25
3.4
3.4
3.4
3.4
3.25
5A
5B
5C
5D
5E
5F
5G
4A
4B
4C
4D
4F
4G
3A
3B
3C
3D
3F
3G
4E3E
2A
2B
2C
2D
2F
2G
2E
1A
1B
1C
1D
1F
1G
1E
0.850.85
0.85
0.85
El asentamiento determinado es menor al asentamiento permisible, por lo cual cumple con
los requisitos a estado limite de servicio.
III.3.7 Distribución de Pilotes
El arreglo en planta de los pilotes, se efectuó cuidando que los pilotes tuvieran una
separación centro a centro mínima y máxima de 3 y 7 veces el ancho del pilote
respectivamente, con la finalidad de que trabajen como grupo.
Figura III.9 Planta de Distribución de Pilotes (Fuente: Propia, México 2014)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
91
III.4 Diseño de la Excavación
III.4.1 Conceptos Generales
A continuación se describen las revisiones realizadas para verificar la estabilidad de
la excavación necesaria para la construcción de la cimentación del proyecto.
La verificación de la seguridad de la excavación incluirá la revisión de los mecanismos de
falla de fondo, falla por subpresión y empotre del elemento de retención, además de la
revisión de la estabilidad de los taludes de avance. Se consideró una sobrecarga uniforme
de 1.50 ton/m².
La seguridad y estabilidad de las excavaciones se revisará tomando en cuenta la influencia
de las condiciones de presión del agua en el subsuelo así como la profundidad de la
excavación y la inclinación de los taludes.
III.4.2 Sistema de Contención
Son elementos que se emplean para realizar excavaciones verticales en aquellos casos en
los que el terreno, los edificios o estructuras cimentadas no serían estables sin sujeción.
Si la excavación se realiza por debajo del nivel freático, habrá que prever la
impermeabilización del concreto.
A continuación se presentan algunos de los elementos de contención tradicionales
utilizados para excavaciones.
Tabla III.18 Tipos de Muros (Fuente: Manual de Mecánica de Suelos y Cimentaciones, Capitulo 2, Elementos de Contención, Autor: Ángel Muelas Rodríguez)
Los muros se harán
enteramente in situ.
Muros de concreto
Muros con pilotes
Muros de elementos
prefabricados
Hincados o Muros de concreto armado o
pretensado
o Tablestacas de acero
o Tablestacas de madera
o Paneles de concreto armado o pretensado
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
92
Los muros pueden requerir sujeción en uno o varios puntos de su altura libre, además del
empotramiento en el terreno por debajo del nivel de excavación, por estabilidad, resistencia
o para impedir excesivas deformaciones horizontales o verticales del terreno.
Para el caso en estudio se utilizará un sistema de contención a base de un muro Milán
prefabricados con longitud de 10.30 m, quedando un empotre bajo el nivel máximo de
excavación de 1.50 m. dicho muro se colocará en todo el perímetro del área de influencia
de la excavación.
El muro Milán tendrá un espesor de 40 centímetros y será alojado en una perforación previa
estabilizada con una mezcla de agua-bentonita, además el sistema de contención contará
con tres niveles de troquelamiento conformados por perfiles estructurales de acero.
Para cumplir con los factores de seguridad recomendados, será necesario realizar la
excavación en dos etapas con taludes de avance de 50º.
El análisis de la estabilidad de los mecanismos de falla involucrados en la propuesta
planteada, son descritos en los subcapítulos siguientes.
III.4.3 Estabilidad de la Excavación por Falla general de Fondo
A continuación se presenta el análisis de la estabilidad general del fondo de la excavación,
tomando en consideración que la excavación cuenta con elementos de retención
empotrados bajo el nivel máximo de la misma.
Figura III.10 Mecanismo de Falla General de Fondo (Fuente: Manuel de Diseño Geotécnico, Volumen 1)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
93
𝐹𝑆 = 𝐶 (𝑁𝑐 + 2
𝐻𝑝𝐿 )
𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃
𝑁𝑐 = 5.14 (1 + 0.2𝐻𝑚
𝐵) (1 + 0.2
𝐵
𝐿)
Donde:
C Valor medio de la resistencia al corte no drenada de la arcilla, hasta una profundidad igual a Hm + B.
Nc Factor de estabilidad.
Hm Profundidad de desplante del muro.
Hp Longitud de la pata del muro.
B Ancho de la excavación.
L Longitud del tramo a excavar.
YHe Presión total inicial al nivel máximo de excavación.
P Valor de la presiones de sobrecarga en la superficie.
La ecuación anterior es válida para las siguientes condiciones:
𝐻𝑚
𝐵 ≤ 2.50 𝑦
𝐵
𝐿 ≤ 1.00
Para valores mayores, estas relaciones se consideran constantes e iguales a su límite superior (2 y 1
respectivamente).
El termino 2 𝐻𝑝
𝐿 toma en cuenta la influencia de la profundidad de la pata en la estabilidad del fondo; esta
influencia debe despreciarse cuando 𝐻𝑝
𝐿 sea mayor de 0.50.
En caso de no satisfacer los valores de seguridad mínimos, será necesario limitar la
longitud de avance de la excavación o aumentar la profundidad del muro Milán.
𝐹𝑆 = 𝐶 (𝑁𝑐 + 2
𝐻𝑝𝐿 )
𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃
𝐻𝑚
𝐵=
10.30
10.91= 0.944 ≤ 2.50
𝐵
𝐿=
10.91
12.81= 0.851 ≤ 1.00
𝑁𝑐 = 5.14 (1 + 0.2𝐻𝑚
𝐵+ 0.2
𝐵
𝐿)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
94
𝑁𝑐 = 5.14 ∗ (1 + 0.2 ∗ 0.9441 + 0.2 ∗ 𝑂. 851)
Nc = 5.14*1.188*1.170
𝑁𝑐 = 6.99
𝑆𝐼 𝐻𝑝
𝐿 < 0.5 ( 𝑁𝑜 𝑠𝑒 𝑡𝑜𝑚𝑎 𝑒𝑛 𝑐𝑢𝑒𝑛𝑡𝑎)
𝐻𝑝
𝐿 =
1.50
12.81= 0.117 < 0.50 ( 𝑁𝑜 𝑠𝑒 𝑡𝑜𝑚𝑎 𝑒𝑛 𝑐𝑢𝑒𝑛𝑡𝑎)
𝐶 ∗ (𝑁𝑐) = 2.95 ∗ 6.98) = 20.59
𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃 = ((1.40 ∗ 1.8) + (1.16 ∗ 6.30) + (1.16 ∗ 0.10)) + 1.50
𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃 = 10.78 + 1.50 = 11.44
𝐹𝑆 = 𝐶 (𝑁𝑐 + 2
𝐻𝑝𝐿 )
𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃=
20.59
11.44= 1.80
𝐹𝑆 = 1.80
III.4.4 Estabilidad de la Excavación por Subpresión
A continuación se presenta el análisis de la estabilidad de la excavación por subpresión,
tomando en consideración que la excavación cuenta con elementos de retención
empotrados bajo el nivel máximo de la misma.
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
95
NAF
SS
P
hp
hf
hw
Figura III.11 Mecanismo de Falla del Fondo por Subpresión (Fuente: Manuel de Diseño Geotécnico, Volumen 1)
𝐹𝑆(𝑠) = 𝑃 + 𝑆
𝑈
𝐹𝑆 =(𝛾 ∗ 𝐻𝑓 ∗ 𝐵 ∗ 𝐿) + (2 ∗ 𝐶 ∗ (𝐵 ∗ 𝐻𝑓 + 𝐿 ∗ 𝐻𝑝))
𝛾𝑤 ∗ 𝐻𝑤 ∗ 𝐵 ∗ 𝐿
Donde:
P Peso saturado del prisma del suelo bajo el fondo de la excavación.
S Fuerza cortante resistente en las caras verticales del prisma de fondo.
U Fuerza total de supresión en la base del prisma del fondo.
Hf Distancia entre el fondo de la excavación y el estrato de arena.
Hp Distancia entre el nivel de desplante del muro y el estrato de arena.
Ɣw Peso volumétrico del agua = 1 ton/m²
Ɣ Peso volumétrico del prisma de suelo bajo el fondo de la excavación.
Hw Altura piezométrica en el estrato de arena.
𝐹𝑆 = (1.26 ∗ 32.00 ∗ 10.91 ∗ 12.82) + (2 ∗ 3.68 ∗ (10.91 ∗ 32.00 + 12.82 ∗ 30.50))
1.00 ∗ 38.80 ∗ 10.91 ∗ 12.82
𝐹𝑆 = 2.04
III.4.5 Estabilidad del Empotramiento del Elemento de Contención
Este mecanismo consiste en el pateo del muro de contención al vencerse la resistencia del
suelo frente al muro. Considerando que al nivel del último puntal colocado en cada etapa de
excavación se genera una articulación plástica, el factor de seguridad se evalúa con la
expresión:
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
96
Figura III.12 Mecanismo de Falla por Empotramiento (Fuente: Manuel de Diseño Geotécnico, Volumen 1)
𝐹𝑆 = 𝐶 ∗ 𝐿 ∗ 𝑟 + 𝑊 ∗ 𝐼 + 𝑀𝑝
𝑃 ∗ 𝐷2
2
Donde:
C Resistencia al corte, no drenada promedio en la superficie de falla.
L Longitud de la superficie de falla.
r Radio de la superficie de falla.
W Peso saturado del suelo dentro de los límites de la superficie de falla.
I Distancia del paño del muro al centro de gravedad del suelo resistente.
Mp Momento flexionante resistente del muro de contención, obtenido del diseño estructural
preliminares.
P Presión promedio sobre el muro.
D Longitud del muro entre el último nivel de apuntalamiento y el nivel de desplante del muro.
𝐹𝑆 =(3.52 ∗ 3.28 ∗ 3.30) + (3.39 ∗ 1.08) + 19.16
3.83 ∗ (3.302
2 )= 2.92
𝐹𝑆 = 2.92
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
97
Ø
S = C + p TAN Ø
a
sC
0
HPa Pn Pv
Ea
Zo
1/3(H-Zo)
Y HKa - 2CvKa
2CvKa
Presión activa de Rankine de en suelos
cohesivos - friccionantes
III.4.6 Cargas en los Troqueles
Cuando no se dispone de espacio suficiente alrededor de una excavación para alojar un
talud, se recurre al uso de ademes de diversos tipos: de madera, tablestacas de concreto o de
acero, o muros de concreto colados en el sitio dentro de zanjas estabilizadas con lechada
bentonítica, llamados “muros Milán”.
Para diseñar cualquier tipo de estructura de contención, como el sistema de apuntalamiento
necesario para soportarlas, es indispensable determinar las fuerzas producidas por el
empuje lateral de la tierra contenida.
Modelo de Rankine
Este modelo de cálculo del empuje lateral de los suelos sobre las estructuras de ademes de
excavaciones, más comúnmente empleado en la actualidad, se basa en un modelo de
equilibrio plástico del suelo que se encuentra detrás de un muro de contención rígido,
propuesto por Rankine en 1857.
Empuje Activo
a) Suelo cohesivo-friccionante
Figura III.13 Presión Activa de Ranking en Suelos Cohesivos-Friccionantes (Fuente: Ingeniería de Cimentaciones, Conceptos Básicos de la Práctica)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
98
Si la envolvente de resistencia al corte del suelo obtenido las pruebas triaxiales muestra una
recta con ángulo Ø y una ordenada al origen “C”, como se indica en la la figura anterior, la
resistencia en el plano de falla se expresa por: s=c+Pn*TanØ, y la presión activa de
Rankine tiene la siguiente forma:
𝑃𝑎𝑧 = 𝐾𝑎 ∗ 𝛾 ∗ 𝑧 − 2𝑐√𝐾𝑎
Las presiones negativas (tensiones) que se producen en el suelo, dentro de la profundidad,
zo, no se trasmiten al muro, puesto que no hay adherencia entre este y el suelo; por tanto, el
empuje activo “Ea” está formado solamente por la zona de compresión en la altura (H-zo).
El área del diagrama de compresiones será:
𝐸𝑎 = ½(𝐾𝑎 ∗ 𝛾 ∗ 𝐻 − 2𝑐√𝐾𝑎)(𝐻 − 𝑍𝑜)
El empuje de aplicación de “Ea” está a una altura de 1/3(H-zo).
b) Suelo cohesivo
Figura III.14 Presión Activa de Ranking en Arcillas Saturadas (Fuente: Ingeniería de Cimentaciones, Conceptos Básicos de la Práctica)
Cuando se tienen arcillas de alta plasticidad, saturadas y de consistencia blanda a media, en
las que la envolvente de falla de Mohr obtenida en prueba triaxial no drenada es una recta
horizontal, como se muestra en la figura anterior cuya ordenada al origen es “Cu” y el
ángulo de fricción Ø=0, las ecuaciones para las presiones horizontales activa de Rankine
queda:
Zo
H
0 Cu
0
Cu
Pa Pv
S = Cu
Ea
a2Cu
Presión activa de Rankine
en arcillas saturadas
1/3(H-Zo)
Y H - 2Cu
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
99
H/2
Es
Ea
H/3
H
Ea
Ps Ps
KaPs KaYH
(YH+Ps)Ka
(H-Zo)/3
Zo
KaPs 2C * vKa
(YH+Ps)Ka
arena sin cohesión
(arena friccionante puro)
arena arcillosa con cohesión
(suelo cohesivo-friccionante)
Presión activa con sobrecarga superficial Ps en
suelos con friccion no saturados
𝑃𝑎𝑧 = 𝛾 ∗ 𝑧 − 2𝐶𝑢
Presión máxima:
𝑃𝑎𝑚 = 𝛾 ∗ 𝐻 − 2𝐶𝑢
𝐸𝑎 = ½ (𝛾 ∗ 𝐻 − 2𝐶𝑢) ∗ (𝐻 ∗ 𝑧𝑜)
c) Sobre carga en la superficie
Cuando existe en la superficie del terreno una sobrecarga uniforme de intensidad “Ps” y
ancho mayor que “H”, como muestra la figura siguiente, se considera que “Ps” produce un
incremento igual del esfuerzo vertical en toda la profundidad del muro, de manera que la
presión vertical en cualquier punto del suelo junto al muro es pv = ϒ*z + Ps. La figura
siguiente muestra los diagramas de la presión horizontal activa de un suelo friccionante, no
saturado, una es en arena limpia seca que representa al suelo friccionante puro (sin
cohesión), y una en arena arcillosa húmeda que tiene cohesión y fricción.
Figura III.15 Presión Activa con Sobre Carga Superficial en Suelos con Fricción (Fuente: Ingeniería de Cimentaciones, Conceptos Básicos de la Práctica)
d) Suelo friccionante puro con sobrecarga
En este caso, en que la cohesión es nula (c=0), la presión activa se expresa por:
𝑃𝑎𝑧 = 𝐾𝑎 (𝛾 ∗ 𝑧 + 𝑃𝑠)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
100
Pat0.45H
PatPat
0.6H
0.2H
0.2H
H
Erm=0.8YHKa
ParZo
e
2c
Prm=YH-4C
YH - 2C
0.15H
0.55H
0.30H
Arcilla blanda
Diagramas envolventes de presión activa redistribuisa (par) propuesto por Terzaghi y Peck; para el
diseño de ademes en excavaciones profundas
Influencia del desplazamiento del muro en la distribucion de la presión lateral activa
(a) (b) (c)
(a) (b)
Ear=Eat
Arena
Par
Eat
Pat
Eat
Pat
H/3
Ear
Pat
Ear = 1.1Eat
La presión máxima en la base:
𝑃𝑎𝑚 = 𝐾𝑎(𝛾 ∗ 𝐻 + 𝑃𝑠)
El empuje activo total:
𝐸𝑎 = 𝐾𝑎 (𝛾 ∗ 𝐻²
2+ 𝑃𝑠 ∗ 𝐻)
e) Suelo cohesivo – friccionante con sobrecarga
En este caso, en que el suelo exhibe cohesión “c” y fricción Ø, la ecuación se modifica
como sigue:
𝑃𝑎𝑧 = 𝐾𝑎 (𝛾 ∗ 𝑧 + 𝑃𝑠) − 2𝑐√𝐾𝑎
La presión activa máxima es:
𝑃𝑎𝑚 = 𝐾𝑎 (𝛾 ∗ 𝐻 + 𝑃𝑠) − 2𝑐√𝐾𝑎
El empuje activo total:
𝐸𝑎 = ½ (𝑘𝑎 (𝛾 ∗ 𝐻 + 𝑃𝑠) − 2𝑐√𝐾𝑎)(𝐻 − 𝑧𝑜)
f) Magnitud y distribución del empuje en excavaciones ademadas
A continuación se muestran los diagramas envolventes de las presiones redistribuidas que
se utilizan en el diseño de los largueros y troqueles de sistemas de contención temporales.
Figura III.16 Diagrama de Presiones Redistribuidas de Terzaghi y Peck, para el Diseño de Ademes en
Excavaciones Profundas (Fuente: Ingeniería de Cimentaciones, Conceptos Básicos de la Práctica)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
101
Eat
d a
( - )
Zo
O
H - Zo
( a )
H
( + )
Cb
2C * vKa
KaYH - 2C *vKa
Er = 1.28EatEr
0.15H
0.46H
0.3H
( b )
Prm = (1.28Eat) / (0.775H)
0.55H
Er = 1.28EatEr
0.25H
( c )
Prm = (1.28Eat) / (0.85H)
0.75H
Figura III.17 a) Diagrama Teórico de Ranking para Suelo Cohesivo-Friccionante, b) Diagrama
Trapecial Envolvente de Presiones Redistribuidas, c) Diagrama para Muros con Pata (Fuente: Ingeniería de Cimentaciones, Conceptos Básicos de la Práctica)
A continuación se presentan los cálculos realizados para determinar las presiones
redistribuidas en el elemento de contención, tomando en cuenta la presión hidrostática
producida por el agua freática. Dicha presión fue sumada a la presión activa producida por
el peso del suelo y la sobrecarga.
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
102
Figura III.18 Modelo Geotécnico para Cálculo de Presiones Redistribuidas (Fuente: Propia, México 2015)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
103
Figura III.19 Cálculo de Presiones Activas (Fuente: Propia, México 2015)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
104
Figura III.20 Diagrama de presiones Activas 1 (Fuente: Propia, México 2015)
Figura III.21 Diagrama de presiones Activas 2 (Fuente: Propia, México 2015)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
105
Calculando los empujes definitivos que actúan en el corte anterior, se tiene:
𝐸𝑎𝑡 = 𝐸𝑎1 + 𝐸𝑎2 + 𝐸𝑎3 + 𝐸𝑎4 + 𝐸𝑎5 + 𝐸𝑎6
Para mantener un factor de seguridad razonable, los empujes que tengan un valor negativo
no se tomarán en cuenta, por lo tanto:
𝐸𝑎𝑡 = 𝐸𝑎5 + 𝐸𝑎6
𝐸𝑎𝑡 = 16.94 + 9.28 = 26.22 𝑡𝑜𝑛
𝑃𝑟𝑚 = 1.28 ∗ 𝐸𝑎𝑡
0.85 ∗ 𝐻
𝑃𝑟𝑚 = 1.28 ∗ 26.22
0.85 ∗ 10.30= 3.83𝑡𝑜𝑛/𝑚²
La siguiente figura muestra cómo se distribuyen los empujes con el diagrama trapecial de
presiones activas redistribuidas.
Figura III.22 Presiones Activas Redistribuidas (Fuente: Propia, México 2015)
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
106
El área tributaria del diagrama de presiones activas redistribuidas, puede interpretarse como
la fuerza tributaria por unidad de longitud de muro que estará actuando en cada uno de los
niveles de troquelamiento, por lo tanto las fuerzas actuantes en cada uno de los niveles de
puntales serán los siguientes:
𝐹𝑡1 = 7.52 𝑇/𝑚
𝐹𝑡2 = 9.71 𝑇/𝑚
𝐹𝑡3 = 17.29 𝑇/𝑚
Estas fuerzas deberán ser multiplicadas por la longitud horizontal tributaria que le
corresponda a cada puntal, dependiendo del espaciamiento horizontal seleccionado para la
colocación de dichos puntales. Con lo anterior se obtendrá la fuerza de reacción que debe
aplicarse a los puntales durante su instalación.
III.4.7 Estabilidad de los Taludes de Avance
Generalidades
Se comprende bajo el nombre de talud cualquier superficie inclinada respecto a la
horizontal que hayan de adoptar una estructura de tierra, bien sea en forma natural o como
consecuencia de la intervención humana en una obra de ingeniería. Los taludes se
subdividen en naturales (laderas) o artificiales (cortes o terraplenes).
Tipos y causas de fallas más comunes
Los tipos de fallas más frecuentes en taludes son los que se mencionan a continuación:
a) Falla por deslizamiento superficial:
b) Deslizamientos en laderas naturales sobre superficies de falla preexistentes:
c) Falla por movimiento del cuerpo del talud:
d) Flujos:
e) Fallas por erosión:
f) Falla por licuación:
g) Falla por falta de capacidad de carga en el terreno de cimentación.
h) Grietas de tensión:
i) Fallas por traslación:
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
107
Mejoramiento de la estabilidad de taludes
a) Tender taludes:
Si el terreno constituyente del talud es puramente friccionante puede ocuparse esta
alternativa de estabilización de talud, la estabilización de estos suelos es fundamentalmente
cuestión de la inclinación que puede llegar a tener.
b) Empleo de bermas laterales o frontales:
Se denominan bermas a masas generalmente del mismo material que el propio talud, que se
colocan adecuadamente en el lado exterior del mismo a fin de aumentar su estabilidad. En
general una berma produce un incremento en la estabilidad por dos motivos. Uno, por su
propio peso, en la parte que queda hacia fuera de la vertical que pasa por el centro del
círculo de la falla, disminuyendo el momento motor, otro que aumenta es el momento
resistente, por el incremento en la longitud del arco de falla por efecto de la propia berma.
c) Empleo de materiales ligeros.
Se coloca material de peso específico bajo por lo tanto los momentos motores bajos. Otras
soluciones tales como substitución de parte del terraplén con tubos, cajones de concreto
hueco, etc.
d) Consolidación de previa de suelos comprensibles
Cuando los suelos de cimentación de terraplenes son comprensibles saturados de baja
resistencia al esfuerzo cortante, puede inducirse un proceso de consolidación, así aumenta
la resistencia del material.
e) Empleo de materiales estabilizantes.
Al mejorar las cualidades de resistencia de los suelos mezclándoles algunas substancias que
al producir una cementación entre las partículas del suelo natural o al mejorar sus
características de fricción aumentan su resistencia. Las substancias más empleadas han sido
cementos, asfaltos y sales químicas.
f) Empleos de muros de contención:
Cuando un talud es en sí inestable, se ha recurrido con cierta frecuencia a su retención por
medio de un muro.
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
108
g) Precauciones de drenaje:
La principal causa de problemas derivados de la estabilidad de taludes, la presencia de agua
y su movimiento por el interior de la masa de suelo.
Estabilidad de talud
El procedimiento de análisis se basa en la siguiente hipótesis:
La superficie potencial de falla es cilíndrica.
La resistencia al corte del depósito puede expresarse mediante la ecuación de
coulomb:
𝑆 = 𝐶 + 𝜎 ∗ 𝑡𝑎𝑛ᴓ
Donde:
S Resistencia al corte.
C Parámetro de cohesión.
σ Esfuerzo normal en la superficie de falla.
Tan ᴓ Coeficiente de fricción.
La resistencia al corte se moviliza en su totalidad en todos los puntos a lo largo de
la superficie de falla, exceptuando en las zonas con grietas de tensión.
El factor de seguridad se define como la reacción entre la resistencia al corte a lo
largo de la superficie de falla crítica y el esfuerzo cortante necesario para el
equilibrio en esa misma superficie.
Cálculo del factor de seguridad con el software Slide 5.0
Se determinó del factor de seguridad global para los taludes de avance. Para lo anterior se
utilizó el software Slide 5.0 con el método de Bishop Simplificado, considerando que los
taludes de avance se excavarán con dos bermas intermedias con corona de 1.50 m y ángulo
de inclinación de 50°, además de incluir sobrecargas de 1.50 T/m². Los resultados se
muestran en la siguiente figura:
CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación
109
Figura III.23 Factor de Seguridad de los Taludes de Avance (Fuente: Software Slide 5.0)
En la siguiente tabla son mostrados los factores de seguridad mínimos recomendados, para
las diferentes revisiones realizadas para el diseño de la excavación, con lo cual puede
verificarse que los factores de seguridad obtenidos para los diferentes mecanismos de falla,
son aceptable.
Tabla III.19 Factores de Seguridad Mínimos (Fuente: Manual de Mecánica de Suelos y Cimentaciones, Capitulo 2, Elementos de Contención, Autor: Ángel Muelas Rodríguez)
Mecanismo
Falla general de
fondo
FS ≥ 1.70 Cuando existan edificios susceptibles de sufrir daños por
asentamientos, en una distancia igual al ancho de la excavación.
FS ≥ 1.50 En otros casos.
Falla de fondo
por subpresión FS ≥ 1.30
Falla de
empotramiento
del muro de
contención
FS ≥ 1.50
Falla del talud de
avance
FS ≥ 1.50 Si el ciclo de excavación – colado de losa es menor de 48
hrs.
FS ≥ 1.70 Si el ciclo de excavación – colado es mayor de 48 hrs.
FS ≥ 1.30 Si en el análisis de estabilidad se considera la pérdida
gradual de resistencia de las arcillas con el tiempo y el efecto
tridimensional (la cohesión a utilizar en los análisis valdrá C´= 0.8 Cu.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano
110
ooh K
III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano
III.5.1 Conceptos Generales
Cuando por razones arquitectónicas o por solución de cimentación un edificio requiera la
construcción de un cajón de concreto bajo el nivel del terreno natural, las paredes
perimetrales de dicho elemento estarán sometidas a un estado de presiones horizontales las
cuales deberán ser evaluadas para poder realizar el diseño estructural de los muros del
cajón. Para el caso de un cajón de cimentación las presiones que deberán evaluarse serán
las debidas a las fuerzas del suelo confinante, a la sobrecarga, al agua y a los efectos
sísmicos.
Es necesario realizar un análisis detallado en cada caso para definir cuáles son las fuerzas
que intervendrán en el cálculo de presiones horizontales.
III.5.2 Presiones Horizontales Debidas al Suelo Confinante
En un elemento de contención pueden generarse tres estados de presión debidas al peso del
suelo de confinante dependiendo de la rigidez del elemento y del suelo de cimentación,
dichos estados de presión han sido definidos como presiones horizontales en reposo,
presiones horizontales activas y presiones horizontales pasivas.
A) Consideraciones
Debido a que el cajón de cimentación es un elemento muy rígido que no permitirá el
desplazamiento del suelo que lo confina, se consideró que la presión horizontal debida al
peso del suelo confinante generará un estado de presiones en reposo, las cuales se
evaluaron bajo la siguiente igualdad:
Donde:
σh Presión horizontal en reposo
σo Presión vertical efectiva
Ko Coeficiente de empuje de tierras en reposo
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano
111
200.040.100.0 mTt 284.040.160.0 mTt
236.3)40.140.0(80.2 mTt
280.2)40.140.1(84.0 mTt
267.10)16.130.6(36.3 mTt 252.1216.160.1(67.10 mTt
240.000.140.0 mTU 270.600.170.6 mTU
230.800.130.8 mTU
200.000.000.0 mTo 284.000.084.0 mTo
296.240.036.3 mTo
280.200.080.2 mTo
297.370.667.10 mTo 222.430.852.12 mTo
B) Determinación de las presiones horizontales debidas al peso del suelo confinante
Tabla III.20 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Suelo Confinante
Fuente: Propia; México 2014 Estrato Profundidad (m) H (m) γ (T/m³) σt (T/m²) U (T/m²) σo (T/m²) Ko σh (T/m²)
I 0.00
0.60 1.40 0.00 0.00 0.00
0.60 0.00
0.60 0.84 0.00 0.84 0.50
IIa 0.60
1.40 1.40 0.84 0.00 0.84
0.60 0.50
2.00 2.80 0.00 2.80 1.68
IIb 2.00
0.40 1.40 2.80 0.00 2.80
0.60 1.68
2.40 3.36 0.40 2.96 1.78
IIIa 2.40
6.30 1.16 3.36 0.40 2.96
0.60 1.78
8.70 10.67 6.70 3.97 2.38
IIIb 8.70
1.60 1.16 10.67 6.70 3.97
0.60 2.38
10.30 12.52 8.30 4.22 2.53
Donde:
H Espesor del estrato
γ Peso volumétrico del material, húmedo o saturado
σt Esfuerzo vertical total
U Presión de poro
Cálculo de la presión vertical total:
Cota (0.00 m):
Cota (0.60 m):
Cota (2.00 m):
Cota (2.40 m):
Cota (8.70 m):
Cota (10.30 m):
Cálculo de la presión de poro:
Cota (2.40 m):
Cota (8.70 m):
Cota (10.30 m):
Cálculo de la presión vertical efectiva:
Cota (0.00 m):
Cota (0.60 m):
Cota (2.00 m):
Cota (2.40 m):
Cota (8.70 m):
Cota (10.30 m):
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano
112
osc K
200.000.000.0 mTh 250.060.084.0 mTh
278.160.096.2 mTh
268.160.080.2 mTh
238.260.097.3 mTh 253.260.022.4 mTh
Determinación del coeficiente de empuje de tierras en reposo:
Se considerará un coeficiente de empuje de tierras en reposo “Ko” igual a 0.60, de acuerdo
a las recomendaciones de TGC en su libro “Diseño Geotécnico de Cimentaciones”
Cálculo de la presión horizontal en reposo:
Cota (0.00 m):
Cota (0.60 m):
Cota (2.00 m):
Cota (2.40 m):
Cota (8.70 m):
Cota (10.30 m):
III.5.3 Presiones Horizontales Debidas a Sobrecarga
Cuando sobre el terreno natural se encuentra actuando una sobrecarga debida a alguna
construcción existente o que se pretenda construir, dicha sobrecarga genera un incremento
en la presión horizontal que actúa en el respaldo del muro, existen 3 casos prácticos de
interés para el diseño de elementos de retención, los cuales son los debidos a cargas
puntuales, cargas lineales y cargas uniformemente distribuidas.
A) Consideraciones
Debido a que las construcciones colindantes se encuentran cimentadas por medio de losas
de cimentación, se considerará una carga uniformemente distribuida, para lo cual se estima
que el peso máximo de las construcciones colindantes puede alcanzar una magnitud de 1.00
T/m²/Nivel (1.00 T/m²), sin embargo se tomará una carga mínima de 1.50 T/m² como lo
indica la NTC para diseño y construcción de cimentaciones. La evaluación se realizó bajo
la siguiente igualdad:
Donde:
σsc Presión horizontal por sobrecarga
ω Carga uniformemente distribuida
Ko Coeficiente de empuje de tierras en reposo
B) Determinación de las presiones horizontales debidas a sobrecarga
Tabla III.21 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas a Sobrecarga
Fuente: Propia; México 2014 Profundidad (m) H (m) ω (T/m²) Ko σsc (T/m²)
0.00 10.30 1.50 0.60
0.90
10.30 0.90
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano
113
zoa
290.060.050.1 mTsc
230.800.130.8 mTa
200.000.100.0 mTa 240.000.140.0 mTa 270.600.170.6 mTa
Cálculo de la presión horizontal debida a sobrecarga:
Cota (0.00 a 10.30 m):
III.5.4 Presiones Horizontales Debidas al Agua
Cuando el suelo detrás de un elemento de retención se encuentra saturado debido a la
posición del nivel freático o a la acumulación de agua tras el respaldo del elemento, se
genera un estado de presiones hidrostáticas debidas a la presión de poro, las cuales se
evalúan como si se tratara de un líquido libre sin la presencia del suelo.
A) Consideraciones
Las presiones horizontales debidas al agua se evaluaron considerando que el nivel de
agruas freáticas se localiza a 2.00 m de profundidad con respecto al nivel de terreno natural,
bajo la siguiente igualdad:
Donde:
σa Presión horizontal hidrostática
γo Peso volumétrico del agua
Z Profundidad medida a partil del nivel de aguas freáticas
B) Determinación de las presiones horizontales debidas al agua
Tabla III.22 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Agua
Fuente: Propia; México 2014 Profundidad (m) Z (m) γo (T/m³) σa (T/m²)
2.00 0.00
1.00
0.00
2.40 0.40 0.40
8.70 6.70 6.70
10.30 8.30 8.30
Cálculo de la presión horizontal debida al agua:
Cota (2.00 m):
Cota (2.40 m):
Cota (8.70 m):
Cota (10.30 m):
III.5.5 Presiones Horizontales Debidas al Sismo
En zonas con alta sismicidad como en el caso de la Ciudad de México, se presenta un
incremento de la presión horizontal en el elemento de contención debida a una cuña activa
de suelo que actúa durante la ocurrencia de un evento sísmico.
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano
114
245tan
3
Df
cs
211.0)2
12.445tan(30.10
3
45.0mTs
210.0)2
12.445tan(70.9
3
45.0mTs
209.0)2
12.445tan(30.8
3
45.0mTs
209.0)2
12.445tan(90.7
3
45.0mTs
202.0)2
12.445tan(60.1
3
45.0mTs
200.0)2
12.445tan(00.0
3
45.0mTs
A) Consideraciones
Las presiones horizontales debidas al sismo se evaluaron considerando un coeficiente
sísmico de 0.45 correspondiente a la zona de lago (IIIb), bajo la siguiente igualdad:
Donde:
σs Presión horizontal por sismo
C Coeficiente sísmico
Df Profundidad de desplante (altura analizada medida de la base del muro hacia arriba)
ф Ángulo de fricción interna del suelo (ponderado a lo largo del respaldo del muro)
B) Determinación de las presiones horizontales debidas al sismo
Tabla III.23 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Sismo
Fuente: Propia; México 2014 Profundidad (m) Df (m) ф (°) C σs (T/m²)
0.00 10.30
4.12 0.45
0.11
0.60 9.70 0.10
2.00 8.30 0.09
2.40 7.90 0.09
8.70 1.60 0.02
10.30 0.00 0.00
Cálculo de la presión horizontal debida al sismo:
Cota (0.00 m):
Cota (0.60 m):
Cota (2.00 m):
Cota (2.40 m):
Cota (8.70 m):
Cota (10.30 m):
CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano
115
0.0
0 T
/m²
0.9
0 T
/m²
0.0
0 T
/m²
0.1
1 T
/m²
0.0
0 T
/m²
1.0
1 T
/m²
0.0
0 T
/m²
2.5
3 T
/m²
0.0
0 T
/m²
0.9
0 T
/m²
0.0
0 T
/m²
8.3
0 T
/m²
0.0
0 T
/m²
0.0
0 T
/m²
11
.73
T/m
²
0.50 T/m²
2.38 T/m²
0.40 T/m²
6.70 T/m² 0.02 T/m²
0.09 T/m²
0.09 T/m²
0.10 T/m²
E=9.27 T-m
5.15 m
E=19.40 T-m
E=34.45 T-m
4.33 m
2.77 m
E=0.57 T-m
6.87 m
E=63.69 T-m
3.63 m
-10.30 m
-8.70 m
-2.40 m
-2.00 m
-0.60 m
0.00 m
NAF
0.0
0 T
/m²
1.68 T/m²
1.78 T/m²
10.00 T/m²
3.16 T/m²
2.67 T/m²
1.51 T/m²
0.00 T/m²
Diagrama de
presiones
debidas al suelo
confinante.
Diagrama de
presiones
debidas a la
sobrecarga
Diagrama de
presiones
debidas al agua
Diagrama de
presiones
debidas al sismo
Diagrama de
presiones
envolventes
III.5.6 Diagramas de Presiones Horizontales
Con el cálculo de presiones horizontales descrito se construyeron las gráficas de presión
horizontal vs profundidad, las cuales serán utilizadas para el diseño estructural de los muros
del sótano.
A continuación se presentan los diagramas de presión para las condiciones descritas, así
como la envolvente de presiones horizontales totales (suma de las presiones horizontales
por peso del suelo, sobrecarga, agua y sismo), en dichos diagramas se presenta el empuje
total y su punto de aplicación, los cuales son iguales a el área y al centro de gravedad
horizontal de los diagramas respectivamente.
Figura III.24 Diagramas de Presiones Horizontales
(Fuente: Propia, México 2014)
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
116
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO
IV.1 Procedimiento Constructivo
IV.1.1 Conceptos Generales
La construcción de la propuesta de cimentación planteada en este trabajo, deberá
seguir una secuencia adecuada, así como apegarse a los lineamientos necesarios para que la
construcción de la misma cumpla los requerimientos de diseño, y que los procesos de
construcción se mantengan en rangos aceptables de seguridad. La secuencia de
construcción constará de 7 etapas principales, las cuales serán las siguientes:
I Trabajos preliminares e instrumentación
II Trazo y nivelación
III Construcción de muro Milán
IV Hincado de pilotes
V Abatimiento del nivel freático
VI Excavación y colocación de troqueles
VII Construcción de elementos estructurales
IV.1.2 Trabajos Preliminares e Instrumentación
Antes del inicio de la construcción de la cimentación, será necesario realizar algunos
trabajos previos, así como colocar algunos instrumentos de medición para lograr un buen
control durante los trabajos de construcción.
A) Trabajos preliminares
Debido a que actualmente el predio se encuentra ocupado por una estructura de dos niveles,
será necesario realizar lo siguiente:
1) Demoler la estructura existente retirando todo el material de escombro, será
importante retirar por completo la cimentación existente en el lugar. De igual forma
se deberá limpiar por completo el área total del predio, con la finalidad de que no
exista ningun elemento que interfiera durante los trabajos de contrucción, ni que
propicie la posibilidad de accidentes.
2) Se procederá a retirar todas las instalaciones de servicios (Telefono, agua, luz,
gas, drenaje, etc.) o en su caso deberan ser protegidas para no causar daños en las
mismas durante la construcción.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
117
3) Es recomendable que se realice una Fe de Hechos de las condiciones de las
estructuras colindantes ante un notario publico, lo anterior con la finalidad de tomar
las medidas necesarias para no provocar daños en dichas estructuras, asi como
deslindar responsabilidades en caso de que las condiciones de las estructuras
presenten deficiencias antes de iniciar la construcción.
B) Instrumentación
Con la finalidad de mantener rangos de seguridad durante la construcción de la
cimentación, asi como de advertir con oportunidad cualquier condición que cause
inestabiliad en las construcciones colindantes y en la obra misma, se deberán colocar los
siguientes instrumentos de medición:
1) Se instalará por lo menos un bancos de nivel superficial, el cual servirán de
apoyo para el control de las referencias superficiales para determinar los
movimientos causados por la excavación y construcción del proyecto; dicho banco
deberá colocarse fuera del área de influencia de la construcción.
2) Deberán colocarse referencias superficiales, las cuales consistirán de pernos
metálicos enbevidos en un cilindro de conreto, colocados a cada 3.50 m en el
perímetro de la construcción, asi como de referencias de nivel (palomas) en los
muros de las colindancias, colocadas a 1.50 m de altura, con respecto al nivel de
banqueta.
3) Se colocaran testigos en las fisuras que puedan existir en las estructuras
colindantes, los cuales servirán para conocer a lo largo de la construcción del
edificio la evolución de las fisuras existentes, permitiendo así detectar
oportunamente el desarrollo de deformaciones inadmisibles, dichos testigos serán de
yeso y se colocarán en todas las fisuras que se observen en las colindancias.
Las mediciones en los intrumentos de control se realizarán dos veces por semana en el
periodo comprendido entre el inicio y el termino de la construcción, y posteriormente se
realizarán mediciones mensuales durante los primeros 6 meses despues de terminada la
construcción, todos los datos obtenidos deberán graficarse y tenerse siempre en la
residencia de obra para verificar en cualquier momento su evolución; la frecuencia de las
mediciones puede realizarse en periodos de tiempo mas cortos, quedando a responsabilidad
del constructor en caso de que las observaciones en campo indiquen la necesidad de un
monitoreo mas constante.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
118
Tornillo 58" x 4"
Ranura
Marca grabada
perpendicular
a la ranura.
30 cm
15 cm
Cilindro
de concreto
Tornillo de cabeza
semiesférica
Testigo Superficial
7 cm
7 cm
5 cm
Muro aplanado con
mortero
Triangulo rojo
Eje horizontal
Cuadro de fondo
blanco
TM-1
TS-1
Testigo en Muros
Testigo en Fisuras
10 cm
10 cm
Fisura existente en muros
de estructuras vecinas
Testigo de yeso
Fecha de colocación
Nombre del responsable
TF-1
TS-1Testigo superficial Número de testigo
TM-1Testigo en muros Número de testigo
TF-1Testigo en fisuras Número de testigo
Figura IV.1 Testigos Superficiales, Testigos en Muros y Testigos en Fisuras (Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987)
IV.1.3 Trazo y Nivelación
Una vez terminados los trabajos preliminares e instalados los instrumentos de medición, se
procederá a realizar lo siguiente:
1) Se realizará el trazo de los tableros del muro Milán, respetando la separación a
colindancias, de igual manera se ubicarán los puntos de hincado de pilotes,
colocando los señalamientos necesarios para su fácil identificación.
2) Se colocarán las referencias necesarias, para dar los niveles de proyecto de cada
uno de los elementos estructurales, dichas referencias deberán apoyarse con el
banco de nivel superficial localizado fuera del área de influencia de la construcción.
IV.1.4 Construcción del Muro Milán
El muro Milán a construir está proyectado para que funcione como elemento de soporte
durante la excavación y que funcione como elemento estructural permanente (muros de los
sótanos); dicho muro estará formado por paneles prefabricados de concreto reforzado, los
cuales tendrán una longitud de 10.30 m y un espesor de 0.40 m, de acuerdo a las
dimensiones del proyecto será necesario colocar paneles con diferentes anchos los cuales
serán los siguientes: 20 piezas de 2.50 m, 4 piezas de 2.01 m y 4 piezas de 1.64 m de ancho,
dando un total de 28 paneles prefabricados. La secuencia de construcción es la siguiente:
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
119
0.45 m 0.50 m0.27 m
0.65 m
1.50 m
Anclas
Brocal
Co
lin
dan
cia
0.10 m
1) Se excavará una zanja en todos los ejes del muro Milán, dicha zanja tendrá 0.65
m de ancho y 1.50 m de profundidad, la cual se revestirá con un brocal de concreto
armado, que servirá para guiar la almeja de excavación y prevenir la caída del
material suelto superficial, es recomendable colocar varillas que ánclen los brocales
al suelo con la finalidad de evitar el movimiento de los mismos por la inestabilidad
del material superficial o por golpeo accidental de la maquinaria. La construcción
del brocal deberá apegarse a la configuración que se presenta a continuación.
Figura IV.2 Sección del Brocal Para la Construcción del Muro Milán (Fuente: Propia; México 2014)
2) Se proseguirá a realizar la excavación de la zanja para introducir los páneles
prefabricados, dicha zanja podrá realizarse con una almeja libre autoguiada o con
una almeja hidraúlica guiada que sean capaces de realizar una zanja con ancho de
0.40 m y que puedan alcanzar una profundidad de 10.30 m, la secuencia de
excavación será del tipo avance continuo, por lo cual se deberán ir colocando los
páneles prefabricados tras la excavación de tramos de longitud no mayor de 21.82 m
(longitud total del lado largo en planta de la construcción), dichos paneles deberán
estar provistos de conectores estructurales a nivel de losa fondo y entrepisos,
ademas deberán contar con una guiá metálica y una junta tipo soletanche en sus
extremos, para poder conectarse con los paneles ya colocados; se utilizará una
secuencia de excavación en tres posiciones de la almeja, con cada una de las cuales
se escavarán tramos de 2.50 m de longitud, dando un total de 7.50 m de avance por
cada serie de tres movimientos de la maquina de excavación.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
120
Figura IV.3 Muro Prefabricado con Avance Continuo (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Construcción Geotécnica; México 2002)
3) Será necesario estabilizar la excavación por medio de un lodo fraguante el cual se
mantendrá en la misma cota del nivel freático (2.00 m de profundidad), dicho lodo
fraguante se introducirá a la excavación por medio de una zanja previa de
distribución en los tramos que aún no se hayan excavado con la almeja, de tal forma
que conforme se excave con la almeja, el lodo fraguante se introdusca en la
excavación, el lodo de estabilización deberá ser manejado por medio de una planta
de lodos instalada en la obra. Ademas dicho lodo deberá contar con las siguientes
características.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
121
L
D
LD
WD
cfs
mf
94.024
2
2
D
1
Características del lodo Fraguante:
- Densidad 1.20 T/m³, medida con una balanza Baroid.
- Viscosidad Marsh de 30 a 55 segundos, medida con un embudo Marsh.
- Contenido de arena menor a 10% del volumen, determinado por tamizado en la
malla No 200.
- Potencial de hidrógeno (PH) de 7 a 9.5, medido con un papel reactivo tornasol.
- Estará compuesto por una mezcla de Bentonita(5 a 10 %)-Cemento(5 a 20 %)-
Agua, la cual será proporcionada de tal manera que cumpla con los requisitos
arriba mencionados, y que ademas genere una resistencia aproximadamente
50% mayor a la del suelo que confina al muro Milán.
- Deberá contar con un aditivo retardante de fraguado.
Estabilidad general de la zanja:
Para revizar la estabilidad de la zanja para la construcción del muro Milán, se utilizó el
metodo Noruego adaptado a las condiciones de la ciudad de México, bajo las siguientes
consideraciones:
Donde:
Fs Factor de seguridad mínimo de 1.30
C Resistencia al corte, no drenada de la arcilla a lo largo de la profundidad excavada D Profundidad máxima de excavación γ Peso volumétrico medio del suelo, a lo largo de la profundidad excavada β Coeficiente geométrico de la posición del lodo dentro de la zanja, determinado de la siguiente
manera:
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
122
5.182.21
30.1094.02
82.2130.10
67.17420.181.022.130.10
95.2
2
2
fs
295.230.10
60.152.330.695.280.155.260.055.2mTC
322.130.10
60.116.130.616.180.140.160.040.1mT
81.030.10
00.21
ρ Profundidad libre de lodo
γf Peso volumétrico del fluido Wm Peso de la maquinaria L Longitud de la excavación
Determinación de la cohesión media del suelo:
Determinación del peso volumétrico medio del suelo:
Determinación del coeficiente β:
Determinación del factor de seguridad de la estabilidad de la zanja:
Para la obtención del factor de seguridad, se utilizó un peso de la maquinaria de 17.67 T
correspondiente a una grúa Link-Belt Mod LS68. El factor de seguridad obtenido es
aceptable siempre y cuando todos los procedimientos se realicen de manera adecuada, y
que las características del lodo fraguante sean sometidas a un control de calidad constante.
4) Una vez colocados todos los páneles del muro Milán se deberán cementar las
juntas tipo Soletanche las cuales cuentan con una punta metálica que se inserta
desde la superficie y que jala a una banda de sello de neopreno, dicha banda cuenta
con 2 huecos los cuales se deberán inyectar con mortero para lograr cerrar
hermeticamente la junta.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
123
Figura IV.4 Junta Soletanche (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Construcción Geotécnica; México 2002)
IV.1.5 Hincado de Pilotes
Una vez terminada la construcción del muro Milán, se procederá al hincado de los pilotes,
para lo cual será necesario contar con equipo para realizar dicho hincado, el esquema
general del equipo se muestra a continuación:
Figura IV.5 Componentes Principales de un Sistema de Hincado de Pilotes (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Cimentaciones Profundas; México 2001)
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
124
- Guía: una guía es una estructura metálica conectada a la pluma de la grúa, sirve
para mantener la alineación del sistema martillo-pilote, permitiendo el
deslizamiento del martillo, del sistema de disparo y del pilote, para el caso en
estudio es recomendable el utilizar una guia tipo suspendida.
- Caquete y amortiguador: El casquete es una estructura monolítica de acero que
se ajusta a la cabeza del pilote, sobre el casquete se coloca el amortiguador que
sirve para proteger la integridad del pilote durante el hincado, para el caso en
estudio deberá utilizarse un casquete para pilotes de concreto.
Figura IV.6 Amortiguador del Martillo (Delmag) (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Cimentaciones Profundas; México 2001)
- Martillo de hincado: La selección del martillo de hincado deberá realizarse a
partir de un analisis de onda o por medio de relaciones empiricas para
determinar la energia de hincado, de igual manera se deberá tomar en cuenta la
experiencia de la empresa encargada de la instalación de los pilotes, así como
del equipo disponible, será importante seleccionar un martillo de hincado que
produsca la energía de hincado suficiente y que garantice la integridad
estructural del pilote.
Amortiguador del
martillo:
Discos de madera,
micarta, asbesto u
otros
Casquete
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
125
La secuencia de instalación del pilote será la siguiente:
1) Se marcarán los puntos donde se colocarán los primeros pilotes, asegurandose de
su correcta localización, debido a la existencia de estructuras colindantes en tres de
los lados del sitio en estudio, será necesario realizar la instalacion de los pilotes
comenzando por la línea mas cercana del fondo del predio.
2) Se colocarán marcas en los pilotes a cada metro con la finalidad de poder llevar
un conteo del número de golpes necesarios para hincar cierto tramo de los mismos.
3) Antes de la colocación de los pilotes será necesario realizar una perforación
previa del 75% del ancho del pilote, para lo cual podrá utilizarse una maquina de
perforación tipo long-year 34 provista de una broca de aleta y broca tricónica para
atravesar lentes duros que puedan dificultar la instalación de los pilotes.
4) Se hizarán los pilotes por medio de un estrobo teniendo en cuenta que se requiere
que los puntos de apoyo sean adecuados para manejar de manera eficiente y segura
el pilote.
5) Se colocarán los pilotes en el punto hindicado cuidando su correcta ubicación y
orientando las caras del mismo, se acoplará el pilote con el golpeador del martillo.
6) Se deberá verificar la verticalidad del pilote teniendo en cuenta que se puede
manejar una tolerancia máxima de 2% de la longitud del pilote.
7) Se accionará el disparo del martillo de hincado y se registrará el número de
golpes necesario para hincar el elemento.
8) En caso de que el diseño estructural arroje que los pilotes se deberán colocar en
secciones, se deberán empalmar por medio de una junta de acero adecuada.
9) La secuencia descrita se repetirá para todos los pilotes avanzado del fondo al
frente del predio.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
126
IV.1.6 Abatimiento del Nivel Freático
Después de la construcción del muro Milán y del hincado de los pilotes, se procederá a la
instalación de los pozos de bombeo para abatir el nivel freático, el cual se encuentra a una
profundidad aproximada de 2.00 m bajo el nivel de terreno natural. El sistema de bombeo
se utilizará para facilitar la construcción “excavación en seco“, garantizar la estabilidad del
fondo de la excavación por subpresión y para controlar las expansiones de fondo de la
excavación.
Los pozos de bombeo serán del tipo eyector y se instalarán a una profundidad de 12.00 m
atravesando por lo menos un lente de arena permeable localizado a una profundidad
aproximada de 8.40 m, de acuerdo a la experiencia con este tipo de sistemas de abatimiento
se sabe que pueden generar un área de influencia de entre 40 y 50 m² en las arcillas de la
ciudad de México, por lo cual de acuerdo con el área de desplante del proyecto que es de
265.77 m², será necesaria la instalación de por lo menos 6 pozos de bombeo tipo eyector y
dos tubos de observación para verificar la eficiencia del sistema de bombeo el cual deberá
abatir el nivel freático por lo menos 1.00 m por debajo del fondo de la excavación.
A) Características de los Pozos de Bombeo
A continuación se muestran las características que deberán tener los pozos de bombeo
eyecto, para su correcta instalación y funcionamiento:
1) Perforación: La perforación para alojar los pozos eyectores será de 20 cm. de
diámetro y se llevará hasta la profundidad de diseño bajo el nivel 0.00 de proyecto,
distribuidos en una retícula que garantice el abatimiento necesario del nivel freático.
Deberán perforarse con broca del tipo de aletas o similar, Inyectando agua como
fluido de perforación. Se debe reducir el remoldeo al mínimo en las paredes del
pozo y por ningún motivo se permitirá el uso de barrenas helicoidales o tricónicas
para la perforación.
Una vez alcanzada la profundidad de diseño, se deberá lavar el pozo hasta que el
agua de retorno salga limpia (libre de lodo o arena).
2) Ademe ranurado: El ademe será de 10 cm de diámetro de PVC o metálico con
ranuras de 1mm de abertura, separadas 10 mm entre sí; el tubo puede estar ranurado
en toda su longitud.
El ademe se introducirá hasta 50 cm por arriba del fondo del pozo, apoyándolo
sobre una cama de gravilla, además su longitud será tal que sobresalga una longitud
de 50 cm por encima del nivel de excavación.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
127
En el caso de las ranuras tengan más de 1mm de abertura, deberá cubrirse el ademe
con dos capas de malla de mosquitero hasta 10 cm arriba del tramo ranurado.
Se usarán anillos centradores para fijar la posición del ademe dentro del pozo.
3) Filtro: El espacio anular entre el ademe y la pared del pozo se rellenará con
gravilla de tamaño entre 5 y 10 mm en toda la longitud del pozo.
4) Puntas eyectoras: Dentro del ademe se instalarán las bombas eyectoras, las cuales
tendrán una manguera de inyección de 13 mm de diámetro y descarga de 19 mm.
B) Operación del Sistema de Bombeo
1) El bombeo deberá mantenerse operando continuamente, las 24 horas del día.
2) El sistema de bombeo se operará hasta haber abatido totalmente el agua freática
dentro del área de influencia de la excavación, y permanecerá hasta aplicar una
carga que evite la generación de floración.
3) Para controlar el funcionamiento del sistema de bombeo, se deberá llevar un
registro de los siguientes aspectos:
a) Presión de operación de las bombas. Se tomarán lecturas de la presión de las
bombas en cada serie de pozos, por lo menos dos veces por día.
b) Gastos extraídos. Se tomarán lecturas del gasto extraído del sistema, con una
frecuencia de una vez al día y se elaborará una gráfica gasto vs tiempo.
c) Nivel dinámico. Se tomarán lecturas del nivel dinámico de los pozos
(profundidad del espejo de agua abatido), con una frecuencia de al menos 2 veces al
día cambiando frecuentemente las horas de lectura, y se elaborarán gráficas de nivel
dinámico vs tiempo para cada pozo.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
128
InyecciónDescarga
A'A
Ademe ranurado,
de PVC hidráulico 10 cm Ø,
cubierto con tela de mosquitero
en la longitud ranurada
Punta de eyector
Ademe
Tuberia de inyección
Tuberia de descarga
Nivel hidroneumático
Coladera
Válvula
Inyección 13 mm Ø
Descarga 19 mm Ø
Corte A - A' Punta de eyector
Pozo de Bombeo
Eyector
H-1.00 mH
Pozo de Observación
Perforación de
20 cm Ø
Gravilla de 5 a 10 mm Ø
Tubo PVC de 1"Ø
Sello de Bentonita1.00 m
Perforación
Filtro geotextil
0.50 m
1.00 m
0.50 m
Arena Media
Tapón
Filtro geotextil
Hilo Nylón1.00 mm
Ranuras
Ranura
Tapón
Figura IV.7 Pozo de Bombeo Eyector y Pozo de Observación
(Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987)
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
129
PB: Pozo de bombeo
PO: Pozo de observación
PB PB
PB PB
PB PB
PO
PO
L/6 =3.64
B/4 =3.05B/4 =3.05 B/4 =3.05
L/6 =3.64
L/6 =3.64
L/6 =3.64
L/6 =3.64
L/6 =3.64
1 2 3 4 5
A
B
C
D
E
F
G
12.18
21.82
B/4 =3.05
Figura IV.8 Planta de Ubicación de Pozos de Bombeo Eyector y Pozos de Observación
(Fuente: Propia; México 2014)
C) Control del Abatimiento
Para el control del abatimiento del nivel freático durante la construcción de la losa de
fondo, será necesario instalar instrumentos que permitan medir la magnitud y la evolución
de dicho abatimiento en las diferentes etapas de excavación.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
130
1) Tubos de observación: Las mediciones de los niveles de abatimiento se
efectuarán mediante tubos de observación instalados en perforaciones localizadas
preferentemente en la parte central de grupos de pozos y en las colindancias, con el
fin de medir el nivel de abatimiento mínimo en el área de trabajo, o sea el logrado
en la parte alta de los conos de abatimiento (traslapados), que se provocan por el
bombeo.
2) Toma de lecturas: Se recomienda tomar lecturas de niveles en los tubos de
observación, con una frecuencia de al menos 2 veces por semana.
Las mediciones deberán interpretarse inmediatamente y preparar gráficas nivel vs tiempo,
las cuales deberán mantenerse al día con el fin de poder ser consultadas en cualquier
momento que se requiera.
Trabajos adicionales: En algunas etapas de la excavación deberá preverse el uso de bombas
y cárcamos superficiales para ayudar al control de infiltraciones por lluvias o drenaje de
estratos permeables o por tuberías averiadas.
IV.1.7 Excavación y Colocación de Troqueles
Se procederá a realizar la excavación para la construcción del cajón de cimentación que
albergará a los dos sótanos de la estructura, para lo cual se deberá proceder en dos etapas
iniciando por la parte correspondiente al fondo del predio, la secuencia será la siguiente:
1) Se excavará hasta 0.50 m por debajo del nivel del primer troquel dejando taludes
de avance adecuados de acuerdo a lo expuesto en el subcapítulo III.4,
porteriormente se colocará el primer nivel de puntales cuyo espaciamiento
horizontal quedará definido por las características de los perfiles metálicos que sean
seleccionados para la construcción, ademas de que se deberá aplicar la carga de
reacción con gatos hidraúlicos de acuerdo a la carga tributaria del diagrama de
presiones activas redistribuidas.
2) Se excavará hasta 0.50 m por debajo del segundo nivel de puntales procediendo
como en el inciso anterior, esta operación se realizará para cada uno de los niveles
de troquelamiento definidos en el diseño de la excavación.
3) Los últimos 30 cm del fondo de la excavación, deberán excavarse por medios
manuales, con la finalidad de reducir el remoldeo del material de apoyo por la
intervención de equipo pesado. En esta fase se deberán descubrir los pilotes y
descabezarlos para su liga estructural con las contratrabes de la losa fondo.
CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo
131
4) Terminada la primer etapa de excavación se deberá colocar una cama de trabajo
de grava con espesor de 20 cm para facilitar el paso de herramienta y personal,
enseguida se colocará una plantilla de concreto simple con f’c = 100 kg/cm² y 5 cm
de espesor, sobre la cual podrá tenderse el armado de la losa fondo para su posterior
colado; todo lo anterior deberá realizarse antes de comenzar con la segunda etapa de
excavación.
5) La secuencia anterior se repetirá para la segunda etapa de excavación con la
diferencia de que en la zona de lastrado tendrá que profundizarse la excavación y
colocarse dicho lastre el cual consistirá de concreto ciclópeo.
IV.1.8 Construcción de Elementos Estructurales
Se prevé que los muros Milán prefabricados contarán con conectores que facilitarán la liga
estructural de la losa fondo y las losas de entrepiso de los sótanos, se procederá a realizar el
habilitado de acero de los elementos estructurales de acuerdo a los planos ejecutivos
teniendo cuidado en cumplir con los requisitos de control de calidad de acero y concreto
para lo cual se debe tener en cuenta lo siguiente:
1) Se descabezarán losa pilotes con la finalidad de realizar la liga estructural con los
elementos de rigidez de la losa fondo, teniendo cuidado en mantener la integridad
del elemento.
2) La construcción de la losa fondo en la primer etapa de excavación, se realizará
antes del inicio de la excavación de la segunda etapa.
3) Debido a que la losa fondo se construirá en dos etapas, se deberán dejar las
preparaciones necesarias para la liga estructural entre la losa fondo construida en la
primer y segunda etapa.
4) Durante la construcción del proyecto se deberá programar una serie de pruebas de
control de calidad, en cuanto a resistencia e integridad del acero de refuerzo y el
concreto estructural.
5) Los troqueles se retirarán de abajo hacia arriba, y hasta garantizar que el concreto
de los sistemas de piso hayan adquirido su resistencia nominal con la finalidad de
que dichos elementos proporcionen rigides a los muros Milán.
6) Cuando se haya colocado una carga que garantice que no se presentará falla por
flotación, se podrá suspender el bombeo de abatimiento, debiendose sellar los pozos
de bombeo con material que garantice la impermeabilidad del cajón evitando
filtraciones de agua hacia el interior del mismo.
CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES: V.1 Conclusiones
132
CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES
V.1 Conclusiones
V.1.1 Solución de Cimentación
De acuerdo a los trabajos realizados se presenta un resumen de la solución de cimentación
propuesta, así como del procedimiento constructivo, el cual se describe en lo siguiente:
1) En base al análisis de cargas realizado, se decidió corregir la excentricidad en la
dirección Y, para lo cual se propone colocar un lastre de concreto ciclópeo con un
ancho de 5.00 m, largo de 11.38 m y 1.50 m de espesor, bajo la losa fondo en el
sentido contrario a la excentricidad, el concreto ciclópeo tendrá una proporción de
60:40 (Concreto-Piedra) con f’c = 100 kg/cm² y peso volumétrico de 2.20 T/m³.
2) Se utilizará una cimentación mixta conformada por un cajón desplantado a una
profundidad de 7.30 m (por proyecto de dos sótanos) completado con pilotes de
fricción de sección cuadrada con ancho de 0.50 m y longitud de 28.70 m (cota de
desplante a 36.00 m de profundidad)
3) La ubicación de los pilotes quedará definida por una retícula simétrica, dicha
ubicación guarda una distancia mínima de 3 veces el ancho de los pilotes entre
centro y centro de los mismos.
4) El análisis realizado arroja un total de 59 pilotes, los cuales garantizan la
estabilidad de la estructura en condiciones estáticas y dinámicas, además de que se
reducen los asentamientos diferidos a valores admisibles para la estructura.
5) Los empujes debidos a al suelo en estado en reposo, sobrecarga, agua y sismo,
deberán ser utilizados para realizar el diseño estructural de los muros perimetrales
de los sótanos (Muro Milán), mientras que las presiones activas redistribuidas
deberán ser utilizadas para determinar la carga en cada uno de los niveles de
troquelamiento para poder determinar la sección estructural más adecuada así como
la fuerza de reacción que se les deberá aplicar para contener a los muros Milán.
V.1.2 Procedimiento Constructivo
Tomando en consideración las condiciones del suelo en el sitio en estudio, así como las
características particulares del proyecto, se decidió llevar la siguiente secuencia para la
construcción de la cimentación:
CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES: V.1 Conclusiones
133
1) Se programará una serie de trabajos preliminares los cuales tienen por objetivo
preparar el sitio para poder realizar las operaciones de construcción de una manera
eficiente y segura, los principales puntos a atender son el colocar instrumentos de
medición que sirvan de consulta para verificar que la construcción no está
generando deformaciones que puedan provocar daños en las estructuras vecinas así
como en la misma obra.
2) Se construirán muros perimetrales tipo Milán prefabricados, lo anterior debido a
que será necesario estabilizar la excavación por medio de un elemento de
contención, en la Ciudad de México se cuenta con amplia experiencia en la
construcción de este tipo de muros los cuales además servirán como elementos
estructurales permanentes, se consideró prudente el proponer elementos
prefabricados debido a que este tipo de construcción presenta ventajas en los
tiempos de ejecución de los trabajos, además de que se puede controlar de manera
más satisfactoria la integridad estructural del elemento.
3) Se colocarán pilotes prefabricados con sección cuadrada de 0.50 m de lado con
longitud de 28.70 m, el arreglo y profundidad de los pilotes garantizará la
estabilidad de la estructura así como su buen funcionamiento con respecto a las
deformaciones a largo plazo.
4) Será necesario abatir el nivel freático por medio de un sistema de bombeo
eyector, el cual ha demostrado ser eficiente en las arcillas poco permeables de la
ciudad de México, principalmente cuando existen lentes de arena permeables con
los cuales pueda facilitarse el drenado de agua en el área de interés. Se prevé la
utilización de 6 pozos de bombeo y 2 pozos de observación.
5) La excavación deberá realizarse en dos etapas, durante las cuales se irá
excavando hasta una cota tal en la que sea posible colocar los niveles de
troquelamiento necesarios para estabilizar a los elementos de retención
conformados por los muros Milán prefabricados. Al alcanzar la máxima
profundidad de excavación, se procederá a colocar una cama de trabajo consistente
en grava o tezontle, seguida de una plantilla de concreto simple, en la zona de
lastrado se proseguirá a colocar el concreto ciclópeo.
6) La etapa final consiste en la construcción de los elementos estructurales del cajón
de cimentación, los cuales deberán ser ligados estructuralmente con los pilotes y
con los muros Milán, para lograr un comportamiento rígido de la estructura.
CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES: V.1 Conclusiones
134
V.1.3 Comentarios Finales
Con el presente trabajo se han cumplido los objetivos generales y particulares fijados, los
cuales consistieron en proporcionar una solución de cimentación para un edificio de 10
niveles y dos sótanos en la zona lacustre de la Ciudad de México, durante la recopilación de
la información necesaria para desarrollar el diseño, así como dentro del diseño mismo, se
utilizaron normas y metodos reconocidos de diversas fuentes bibliográficas y artículos
técnicos, de igual manera se contó con la experiencia profesional en el ramo de la
ingenieria geotécnica porporcionada por ingenieros especialistas, asi como de la
experiencia adquirida en el ambito laboral por los autores de la presente tesis.
Se concluye que la solución de cimentación propuesta es viable para las características del
proyecto y para las condiciones particulares del suelo de apoyo, sin embargo cabe destacar
que la solución a base de una cimentación mixta con pilotes de fricción y cajón de
cimentación no es única y que podrian haberse utilizado otras soluciones, como por
ejemplo un cajón de cimentación con pilas de concreto reforzado apoyadas directamente en
la capa resistente, sin embargo se consideró la conveniencia de utilizar pilotes de fricción
debido a que es conocido el fenómeno de “hundimiento regional” en la cuenca del valle de
México, el cual origina algunos invoncenientes en las cimentaciones trabajando
principalmente por punta, ya que desarrollan fricción negativa en la cimentación que
permanece relativamente estática con respecto al descenso del suelo circundante, lo que
origina una reducción de la capacidad de carga por fuste del elemento asi como un
incremento de cargas adicionales al peso de la estructura debidas a las fuerzas de arrastre
descendentes impuestas a la cimentación (fricción negativa); por otra parte debido a que el
sitio en estudio presenta estructuras colindantes (como sucede prácticamente en toda la
zona urbana del valle de México), las cimentaciones profundas trabajando por punta
tienden a presentar emersiones aparentes ya que estas permanecen practicamente estáticas,
mientras que las calle y estructuras colindantes siguen el hundimiento regional, la situación
anterior genera en mucho de los casos daños en edificaciones vecinas y en la infraestructura
urbana a diferencia de una cimentación libre de presentar deformaciones como lo es la
cimentación propuesta en este trabajo.
Para concluir con el presente, se cree prudente recordar que no existen soluciones ni
metodos únicos, que el comportamiento de cimentaciones profundas ante los diferentes
típos de depósitos de suelo que presenta la naturaleza aún necesita seguir siendo estudiado,
para con ello mejorar las teorias y métodos, logrando así soluciones mas confiables y
economicas. Cabe entonces mencionar la necesidad de actualización de conocimientos de
todo profesionista que participe en el rubro de la ingenieria, para lograr satisfacer las
necesidades sociales que todo país requiere en el presente y afrontar los retos futuros.
Referencias
VIII
Referencias
1) RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño y Construcción de
Cimentaciones; México 2005.
2) RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño por Sismo; México 2005.
3) COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987.
4) PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra:
Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Segunda Parte);
México 2000.
5) PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra:
Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte);
México 2000.
6) CFE; Geotecnia; México 2006.
7) SCT; Manual de Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M-MMP-1-01/03;
México 2003.
8) Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001.
9) Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972.
10) RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño y Construcción de
Cimentaciones; México 2005.
11) SCT; Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M.MMP.1.02/03, México
2003.
12) Juárez Badillo, Rico Rodríguez; Mecánica de Suelos: Tomo 1 Fundamentos de la
Mecánica de Suelos; México 2007.
13) TGC Geotecnia S.A. de C.V. y TGC Ingeniería S.A. de C.V.; Enrique Santoyo
Villa, Efraín Ovando Shelley, Federico Mooser, Elvira León Plata; Síntesis
Geotécnica de la Cuenca del Valle de México; México 2005.
14) TGC Geotecnia S.A. de C.V.; Enrique Tamez González; Ingeniería de
Cimentaciones: Conceptos Básicos de la Práctica; México 2001.
15) Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Cimentaciones
Profundas; México 2001.
16) TGC Geotecnia S.A. de C.V.; Diseño Geotécnico de Cimentaciones; México 1992.
17) Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Construcción
Geotécnica; México 2002.
18) Ángel Muelas Rodríguez; Manual de Mecánica de Suelos.
19) Lac Mecánica de Suelos y Cimentaciones S.A. de C.V.; Estudio de Mecánica de
Suelos “298-A de la colonia el Coyol en la delegación Gustavo A. Madero”, México
2013.
Índice de Figuras
IX
Índice de Figuras
Página
Antecedentes
Fig. A.1 Zonificación Geotécnica de la Ciudad de México ……….VI
Fig. A.2 Zonificación del D.F. Para Fines de Diseño por Sismo ……...VII
Capítulo I.-Exploración Geotécnica
Fig. I.1 Pozo a Cielo Abierto ………...2
Fig. I.2 Pozo a Cielo Abierto Ademado ………...2
Fig. I.3 Prueba de Penetración Estándar (SPT) ………...3
Fig. I.4 Características del Penetrómetro (A) ………...4
Fig. I.5 Características del Penetrómetro (B) ………...5
Fig. I.6 Trampa o Canastilla ………...5
Fig. I.7 Martinete de Hincado ………...6
Fig. I.8 Cono Eléctrico ………...6
Fig. I.9 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (A) ………...7
Fig. I.10 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (B) ………...7
Fig. I.11 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (C) ………...8
Fig. I.12 Correlación Entre la Resistencia de Punta y la Compacidad Relativa de
Arenas Finas (A) ………...9
Fig. I.13 Correlación Entre la Resistencia de Punta y la Compacidad Relativa de
Arenas Finas (B) ………...9
Fig. I.14 Perforadora, Tripié y Bomba de Agua …….....11
Fig. I.15 Técnicas de Perforación ……….12
Fig. I.16 Brocas de Perforación ……….15
Fig. I.17 Criterios para la Selección de Brocas de Perforación en Suelos y Rocas ....17
Fig. I.18 Herramienta para Muestreo de Pozo a Cielo Abierto ……….19
Fig. I.19 Barrena Helicoidal y Pala Posteadora ……….20
Fig. I.20 Tubo de Pared Delgada o Tubo Shelby ……….21
Fig. I.21 Tubo de Pared Delgada o Tubo Shelby Dentado ……….22
Fig. I.22 Barril Denison ……….23
Fig. I.23 Muestreador de Barril Doble Giratorio ……….24
Capítulo II.-Pruebas de Laboratorio
Fig. II.1 Estados de Consistencia ……….31
Fig. II.2 Curva Granulométrica ……….32
Fig. II.3 Ensaye de Compresión Simple ……….33
Fig. II.4 Curva Esfuerzo Deformación ……….34
Fig. II.5 Prueba Triaxial ……….35
Fig. II.6 Círculos de Mohr en una Prueba Triaxial ……….35
Índice de Figuras
X
Página
Fig. II.7 Ensaye de Consolidación ……….36
Fig. II.8 Curvas de Consolidación ……….36
Fig. II.9 Curva de Compresibilidad ……….37
Fig. II.10 Carta de Plasticidad ……….41
Capítulo III.-Diseño Geotécnico
Fig. III.1 Correlación del Número de Golpes SPT vs Ángulo de Fricción Interna .51
Fig. III.2 Modelo Geomecánico ……….52
Fig. III.3 Tipos de Cimentaciones Empleadas en la Ciudad de México ……….53
Fig. III.4 Selección Preliminar del Tipo de Cimentación ……….56
Fig. III.5 Factor de Adherencia α vs Resistencia al Corte, Para Diferentes Condiciones
de Hincado ……….60
Fig. III.6 Distribución de los Ejes Donde se Colocarán los Pilotes ……….70
Fig. III.7 Áreas Tributarias en Cada Nodo ……….76
Fig. III.8 Criterio Para el Análisis de Asentamientos de Grupo de Pilotes Según
Enrique Tamez ……….87
Fig. III.9 Planta de Distribución de Pilotes ……….90
Fig. III.10 Mecanismo de Falla General de Fondo ……….92
Fig. III.11 Mecanismo de Falla del Fondo por Subpresión ……….95
Fig. III.12 Mecanismo de Falla por Empotramiento ……….96
Fig. III.13 Presión Activa de Ranking en Suelos Cohesivos-Fricionantes ……….97
Fig. III.14 Presión Activa de Ranking en Arcillas Saturadas ..……...98
Fig. III.15 Presión Activa con Sobre Carga Superficial en Suelos con Fricción..…..…99
Fig. III.16 Diagrama de Presiones Redistribuidas de Terzaghi y Peck, Para el Diseño de
Ademes en Excavaciones Profundas ……….100
Fig. III.17 a) Diagrama teórico de Ranking para Suelos Cohesivos-Friccioantes
b) Diagrama trapecial Envolvente de Presiones Redistribuida
c) Diagrama para Muros con Pata ....…….101
Fig. III.18 Modelo Geotécnico para Cálculo de Presiones Redistribuidas ……….102
Fig. III.19 Cálculo de Presiones Activas ……….103
Fig. III.20 Diagrama de presiones Activas 1 ……….104
Fig. III.21 Diagrama de presiones Activas 2 ……….104
Fig. III.22 Presiones Activas Redistribuidas ……….105
Fig. III.23 Factor de Seguridad de los Taludes de Avance ……….109
Fig. III.24 Diagramas de Presiones Horizontales ……….115
Índice de Figuras
XI
Capítulo IV.-Procedimiento Constructivo
Fig. IV.1 Testigos Superficiales, Testigos en Muros y Testigos en Fisuras ……….118
Fig. IV.2 Sección del Brocal Para la Construcción del Muro Milán ……….119
Fig. IV.3 Muro Prefabricado con Avance Continuo ……….120
Fig. IV.4 Junta Soletanche ……….123
Fig. IV.5 Componentes Principales de un Sistema de Hincado de Pilotes ……….123
Fig. IV.6 Amortiguador del Martillo (Delmag) ……….124
Fig. IV.7 Pozo de Bombeo Eyector y Pozo de Observación ……….128
Fig. IV.8 Planta de Ubicación de Pozos de Bombeo Eyector y Pozos de
Observación ……….129
Índice de Tablas
XII
Índice de Tablas
Página
Antecedentes
Tabla A.1 Resumen del Análisis de Cargas ……….IV
Capítulo I.-Exploración Geotécnica
Tabla I.1 Valores del Coeficiente de Relación Nk para la Ciudad de México ………...8
Tabla I.2 Características de las Máquinas de Perforación ……….14
Tabla I.3 Características de las Bombas ……….14
Tabla I.4 Medidas de Barras de Perforación ……….15
Tabla I.5 Medidas de Ademes ……….15
Tabla I.6 Brocas de perforación ……….17
Tabla I.7a Registro de Campo del Sondeo Mixto No 1 ……….27
Tabla I.7b Registro de Campo del Sondeo Mixto No 1 ……….28
Capítulo II.-Pruebas de Laboratorio
Tabla II.1 Clasificación Aproximada de Suelos en Campo ……….40
Tabla II.2 Clasificación de Suelos con Base en el SUCS ……….42
Tabla II.3a Programa de Laboratorio ……….43
Tabla II.3b Programa de Laboratorio ……….44
Tabla II.4a Resultados de Laboratorio ……….45
Tabla II.4b Resultados de Laboratorio ……….46
Capítulo III.-Diseño Geotécnico
Tabla III.1 Descripción de las Unidades Estratigráficas ……….47
Tabla III.2 Propiedades Mecánicas Determinadas a Partir de Ensayes de Laboratorio .48
Tabla III.3 Propiedades Mecánicas Determinadas a Partir de Correlaciones al Número
de Golpes ……….49
Tabla III.4 Determinación del Peso de los Muros y Losa Fondo del Sótano ……….57
Tabla III.5 Determinación del Peso del Lastre de Concreto Ciclópeo ……….58
Tabla III.6 Resumen del Análisis de Cargas con Excentricidad Corregida ……….58
Tabla III.7 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia en el Fuste
……….61
Tabla III.8 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia en la Punta
……….65
Tabla III.9 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia a Tensión
……….66
Tabla III.10 Determinación del Peso Compensado por la Construcción del Cajón de
Cimentación ……….71
Índice de Tablas
XIII
Página
Tabla III.11 Determinación del Peso Compensado por la Construcción del Lastre de
Concreto Ciclópeo ……….71
Tabla III.12 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 5 ……….75
Tabla III.13 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 4 ……….75
Tabla III.14 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 3 ……….75
Tabla III.15 Revisión Por Capacidad de Carga en Condiciones Dinámicas ……….83
Tabla III.16 Revisión Por Capacidad de Carga en Condiciones Estáticas ……….84
Tabla III.17 Cálculo del Asentamiento por Consolidación del Grupo de Pilotes ……….88
Tabla III.18 Tipos de Muros ……….91
Tabla III.19 Factores de Seguridad Mínimos ……...109
Tabla III.20 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Suelo Confinante ……….111
Tabla III.21 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas a Sobrecarga ……….112
Tabla III.22 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Agua ……….113
Tabla III.23 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Sismo ……….114