instituto politÉcnico nacional -...

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.2.2 Compresión Simple ……….33

II.2.3 Compresión Triaxial …….....34

II.2.4 Consolidación Unidimensional ……….36

II.3 Clasificación de Suelos


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.4.2 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.2.2 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.4.2 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

VI

N

P E

R I F

É R

I C O

I N

S U

R G

E N

T E

S

C I R C U I T OI N T E R I O R

V I A D U C T O

A E R O P U E R T O

P E

R I

F É

R I

C O

T L

A L

P A

N

PR

OL. D

IV. D

EL N

OR

TE

XOCHIMILCO - TULYEHUALCO

A V. T L A H U A C

DIS

TR

ITO

F

ED

ER

AL

Z A R

A G

O Z A

R E

Y E

S - T

E X

C O

C O

A U T O P . MÉX . -

T E X .

P E

R I F

É R

I C

O

ES

TA

DO

DE

MÉ

XIC

O

TLA

HU

AC

- T

ULY

EH

UA

LC

O

" C A R A C O L "

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

T I T

U D

ZONIFICACIÓN GEOTÉCNICA DEL DISTRITO FEDERAL (2004)

Zona I

Zona II

Zona III

19.15

-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

M A

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

VII

N

P E

R I F

É R

I C O

I N

S U

R G

E N

T E

S

C I R C U I T OI N T E R I O R

V I A D U C T O

A E R O P U E R T O

P E

R I

F É R

I C

O

T L

A L

P A

N

PR

OL. D

IV. D

EL N

OR

TE

XOCHIMILCO - TULYEHUALCO

A V. T L A H U A C

DIS

TR

ITO

F

ED

ER

AL

Z A R A G

O Z A

R E

Y E

S -

T E

X C

O C

O

A U T O P . MÉX . -

T E X .

P E

R I

F É

R I

C O

ES

TA

DO

DE

MÉ

XIC

O

TLA

HU

AC

- T

ULY

EH

UA

LC

O

" C A R A C O L "

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

T I T

U D

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.


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


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


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


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.


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


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


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


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


10

1

12

121tan

q

cc

Nzz

qq

)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


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.


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.


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:


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


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


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.


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


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.


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.


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.


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.


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.


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.


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


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.


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:


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


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


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


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


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 -


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 - -



54 34.80 35.15 17 37 50/5 27 Arena limosa cementada


55 35.40 36.00 7 1 PH 2 25 Arcilla

56 36.00 36.60 1 3 3 4 22 Arcilla


- 37.20 37.80 2 1 3 3 S/R -


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




65 42.00 42.10 50/10 14 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.


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.


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.


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


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


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.


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


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


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


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.


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.


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




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




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




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

l so

n p

artí

cula

s m

eno

res

que

el t

amañ

o m

ínim

o q

ue

se p

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)


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


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

ru

eso

s

Más

de

la m

itad

del

mat

eria

l se

ret

ien

e en

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.


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.




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]


200. SW

Arena mal graduada: mezcla de arena y

grava con poco o nada de finos. No

satisface los requisitos de graduación para

SW.


200. SP

Arena con

finos

(Cantidad

apreciable de

partículas

finas)

Arena limosa: mezcla de arena, grava y

limo.




como ML o MH (véase abajo los grupos

ML y MH).

SM

Arena arcillosa: mezcla arena, grava y

arcilla.




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

asa

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


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


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


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%


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


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


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:


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


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:


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:


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


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.


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:


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 Pć = 11.60 T/m²

Cr = 0.187 Cc = 1.673 Ce = 0.211 Pć = 9.00T/m²

= 34° E = 1223.24 T/m²

= 34° E = 1172.27 T/m²

Cr = 0.256 Cc = 1.392 Ce = 0.108 Pć = 7.00 T/m²

Cr = 0.278 Cc = 3.936 Ce = 0.361 Pć = 5.25 T/m²

Cr = 0.254 Cc = 5.362 Ce = 0.364 Pć = 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 Pć = 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


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)


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.


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.


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


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:


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


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:


Ko Coeficiente de empuje de tierras en reposo

δ Coeficiente de fricción lateral pilote-suelo


Af Área lateral del pilote


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)


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


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.


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:


Estrato IIIa:

Estrato IIIb:

Estrato IIIc:

Estrato IV:

Estrato V:

Estrato VI:

Estrato VII:


Estrato IIIa:

Estrato IIIb:

Estrato IIIc:

Estrato IV:

Estrato V:

Estrato VI:

Estrato VII:


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:


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:


Estrato IIIa:

Estrato IIIb:

Estrato IIIc:

Estrato IV:

Estrato V:

Estrato VI:

Estrato VII:


Estrato IIIa:

Estrato IIIb:

Estrato IIIc:

Estrato IV:

Estrato V:

Estrato VI:

Estrato VII:


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:


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 Nć 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) Nć 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:


A Área transversal del pilote en contacto con el suelo de apoyo


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 Nć 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.


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


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:



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


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.


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



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:


Estrato IIIa:

Estrato IIIb:

Estrato IIIc:

Estrato IV:

Estrato V:

Estrato VI:

Estrato VII:

Peso total desalojado:


Estrato IIIa:

Estrato IIIb:

Estrato IIIc:

Estrato IV:

Estrato V:

Estrato VI:

Estrato VII:



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


Estrato IIIa:

Estrato IIIb:

Estrato IIIc:

Estrato IV:

Estrato V:

Estrato VI:

Estrato VII:


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):







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


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)


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:


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)


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)


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)


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.


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



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



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


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)


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


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:


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


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:


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


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:


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:


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


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:


Adesplante Área de desplante de la estructura


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


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.


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:


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


eo Relación de vacíos inicial del suelo

Cr Índice de recompresión

Cc Índice de compresión virgen


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)


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


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


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


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


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)


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)


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.


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:


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


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)


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


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)


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)


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.


102

Figura III.18 Modelo Geotécnico para Cálculo de Presiones Redistribuidas (Fuente: Propia, México 2015)


103

Figura III.19 Cálculo de Presiones Activas (Fuente: Propia, México 2015)


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)


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)


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:


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.


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:


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


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




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


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):


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


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


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.


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):


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.


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.


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:


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.


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.


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:


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.


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)


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


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.


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.


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.


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)


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.


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.


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:


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.


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.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

instituto politÉcnico nacional -...

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