agradecimientos de juan · 3.2.2 mÉtodos de sondeo definitivo 38 3.2.3 mÉtodos geofÍsicos 43 3.3...

AGRADECIMIENTOS DE JUAN

Esta tesis la dedico a la persona más importante para mí… mi madre.

Gracias mamá que por tu esfuerzo supiste sacarme adelante y que con tu infinita sabiduría me hiciste un hombre de bien, gracias a ti, que por tu gran sacrificio, me diste la oportunidad de estudiar y de hacer de mis sueños mi realidad.

Gracias abuelito que por ti, nunca me faltó un padre, porque siempre me supiste educar con amor y que por ti vi lo bonito que es la construcción; tu fuiste el que me enseño a poner un tabique para construir una carrera y a usar el cincel para labrar una familia. Gracias a mi abuelita que siempre nos has ayudado a mi mamá y a mí para poder salir adelante y que ha sabido ser el pilar que mantiene a nuestra familia.

Gracias a mis tíos: Estela, Anthelma, Pepe, Arturo, a mis primos, a Josué que es como mi hermanito. Gracias a Zaida, Alejandro, Pris, Jerr, Silvia, que son como mi segunda familia.

Gracia Ingeniero Felipe Sánchez Ocampo, que con su gran apoyo al fin estamos por concluir esta etapa y que gracias a usted me incliné por la geotecnia.

Gracias a todos y cada uno de ustedes que con su granito de arena, me han ayudado a saborear este triunfo y que me hace desear más, me hacen sentir que todo lo puedo y que siempre estarán ahí apoyándome.

Hoy llegamos a la meta, pero se que habrá muchas más por recorrer; gracias a ti mamá, se que no habrá camino que no podamos recorrer y que entre más lejos se vislumbre el fin,

más satisfacciones nos dará llegar al final.

Con todo mi cariño

JUAN ENRIQUE VEGA MORENO

AGRADECIMIENTOS DE ARELI

Me es grato recordar a quien debo este gran logro...

A mi Madre que con su gran fortaleza, empeño, dedicación y amor, me enseño a nunca darme por vencida.

A ti mi padre amado, que con su ejemplo lleno de sabiduría mi vida.

Que decir de ti mi mamita linda, que si no fuera por esos abrazos y ese apoyo incondicional no podría levantarme una y otra vez.

Familia hermosa que me ha enseñado a que en la vida la mejor recompensa viene después de haber dedicado tiempo y empeño a cada una de tus metas.

Tíos, esta es un pequeño regalo de muchos mas.

Niñas loquitas (Mari, Ere y Oli)... Gracias por tantas alegrías y por compartir conmigo los mejores y peores momentos de mi vida.

Y como olvidar a cada uno de mis hermanos a quienes llamo amigos... Esteban, Ric, Dianita, Ros, Marlen, Juan, Fer, katy... Mis amigos de la prepa... Ahora los del trabajo... Y muchos mas que aunque no los mencione uno por uno con sus loqueras y sus ganas de triunfar me contagiaron su entusiasmo para disfrutar de la vida y jamás rendirme.

Cada uno me ofreció lo mejor, su amistad.

A mis profesores que con su gran experiencia formaron en mi un criterio profesional grato de aplicar.

Gracias a todos y a cada uno de ustedes por hacer que hoy este cumpliendo con una meta más.

Los amo...

LUZ ARELI CRUZ ALDANA

INSTITUTO POLITÉCNICO NACIONAL

ESCUELA SUPERIOR DE INGENIERÍA Y ARQUITECTURA

ESIA

DISEÑO GEOTÉCNICO DE LA

CIMENTACIÓN DEL PUENTE MARIO

COLÍN RADIAL TOLTECAS

TLALNEPANTLA ESTADO DE MÉXICO

TRABAJO PROFESIONAL QUE PARA OBTENER EL TÍTULO DE INGENIERO CIVIL

PRESENTAN:

JUAN ENRIQUE VEGA MORENO Y

LUZ ARELI CRUZ ALDANA

ASESOR Y DIRECTOR DE TESIS: INGENIERO FELIPE SÁNCHEZ OCAMPO

MÉXICO DISTRITO FEDERAL, ENERO DE 2009

DISEÑO GEOTÉCNICO DE LA CIMENTACIÓN DEL PUENTE MARIO COLÍN RADIAL TOLTECAS

1

CONTENIDO

INTRODUCCIÓN 5

ANTECEDENTES 5 PLANTEAMIENTO DEL PROBLEMA 6 OBJETIVO 7 JUSTIFICACIÓN 8 METODOLOGÍA 8

CAPÍTULO I FUNDAMENTOS TEÓRICOS 9

1.1 INTRODUCCIÓN 10 1.2 CÁLCULO DE LA CAPACIDAD DE CARGA 10 1.2.1 DISEÑO EN SUELOS COHESIVOS 10 1.2.1.1 CAPACIDAD DE CARGA POR PUNTA 10 1.2.1.2 CAPACIDAD DE CARGA POR FUSTE 11 1.2.2 DISEÑO EN SUELOS FRICCIONANTES 11 1.2.2.1 CORRECCIÓN POR NÚMERO DE GOLPES 11 1.2.2.2 CAPACIDAD DE CARGA POR PUNTA 14 1.2.2.3 CAPACIDAD DE CARGA POR FUSTE 16 1.2.2.4 CORRECCIÓN EN PUNTA POR DIÁMETRO MAYOR A 0.5 M. 16 1.2.2.5 OBTENCIÓN DEL NÚMERO DE PILAS 17 1.3 ASENTAMIENTOS 18 1.3.1 ASENTAMIENTO INDIVIDUAL DE LA PILA 18 1.3.1.1 ASENTAMIENTO EN LA PUNTA 18 1.3.1.2 ASENTAMIENTO EN EL FUSTE 19 1.3.1.3 DEFORMACIÓN ELÁSTICA DE LA PILA 20 1.3.2 ASENTAMIENTO DEL GRUPO DE PILAS 21

CAPÍTULO II MARCO GEOLÓGICO 23

2.1 GEOLOGÍA GENERAL DEL ESTADO DE MÉXICO 24 2.2 GEOLOGÍA GENERAL DEL MUNICIPIO DE TLALNEPANTLA 25


2

CAPÍTULO III EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA 27

3.1 INTRODUCCIÓN 28 3.2 TIPOS DE SONDEOS 28 3.2.1 MÉTODOS EXPLORATORIOS PRELIMINARES 28 3.2.2 MÉTODOS DE SONDEO DEFINITIVO 38 3.2.3 MÉTODOS GEOFÍSICOS 43 3.3 ELECCIÓN DE LAS CARACTERÍSTICAS DE LOS SONDEOS 46 3.4 LOCALIZACIÓN DE LOS SONDEOS EN EL PROYECTO 49 3.5 PERFILES 51

CAPÍTULO IV ANÁLISIS E INTERPRETACIÓN DE LOS ENSAYES DE LABORATORIO 55

4.1 INTRODUCCIÓN 56 4.2 DESCRIPCIÓN DE LOS ENSAYES DE LABORATORIO 56 4.2.1 RELACIONES GRAVIMÉTRICAS Y VOLUMÉTRICAS 56 4.2.1.1 PESO VOLUMÉTRICO 57 4.2.1.2 DETERMINACIÓN DE LA HUMEDAD NATURAL 58 4.2.1.3 PESO ESPECÍFICO RELATIVO DE SÓLIDOS SS 58 4.2.1.4 RELACIÓN DE VACÍOS 60 4.2.2 CLASIFICACIÓN 60 4.2.2.1 GRANULOMETRÍA 62 4.2.2.2 PRUEBA DEL HIDRÓMETRO 65 4.2.2.3 PLASTICIDAD 66 4.2.3 EXPANSIÓN VOLUMÉTRICA 70 4.2.4 RESISTENCIA AL ESFUERZO CORTANTE Y CAPACIDAD DE CARGA 72 4.2.4.1 RESISTENCIA AL ESFUERZO CORTANTE 72

CAPÍTULO V ANÁLISIS GEOTÉCNICO DE LA CIMENTACIÓN 75

5.1 INTRODUCCIÓN 76 5.2 BAJADA DE CARGAS DE LA ESTRUCTURA 76 5.2.1 CARGA VIVA 76


3

5.2.2 CARGA UNIFORMEMENTE REPARTIDA 77 5.2.3 CARGA PUNTUAL 77 5.3 RESULTADO DE LA CORRIDA POR COMPUTADORA 78 5.4 ANÁLISIS DE CAPACIDAD DE CARGA 79 5.4.1 CÁLCULO DE LA CAPACIDAD DE CARGA POR FUSTE 82 5.4.1.1 SUELOS COHESIVOS 82 5.4.1.2 SUELOS FRICCIONANTES 83 5.4.2 CÁLCULO DE CAPACIDAD DE CARGA POR PUNTA 87 5.4.2.1 SUELO FRICCIONANTE 87 5.4.3 RESUMEN DE CAPACIDAD DE CARGAS DE DISEÑO 91 5.5 OBTENCIÓN DEL NÚMERO DE PILAS 99 5.6 CÁLCULO DEL ASENTAMIENTO 101 5.6.1 ASENTAMIENTO EN LA PUNTA 101 5.6.2 ASENTAMIENTO EN EL FUSTE 102 5.6.3 DEFORMACIÓN ELÁSTICA DE LA PILA 103 5.6.4 ASENTAMIENTO INDIVIDUAL TOTAL DE LA PILA 105 5.6.5 ASENTAMIENTO DEL GRUPO DE PILAS 105 5.6.6 RESUMEN DE ASENTAMIENTOS 106

CAPÍTULO VI PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO 109

6.1 INTRODUCCIÓN 110 6.2 ESPECIFICACIONES 110 6.3 TRABAJOS PRELIMINARES 112 6.4 PERFORACIÓN 113 6.5 ARMADO 114 6.6 COLADO 115 6.7 INSPECCIÓN Y VERIFICACIÓN 116 6.7.1 NOTAS 117

CAPÍTULO VII CONCLUSIONES 119

7.1 CONCLUSIONES 120 7.2 RECOMENDACIONES 121


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ANEXOS 123

BAJADA DE CARGAS DE LA ESTRUCTURA 123 CARGA VIVA 123 CARGA UNIFORMEMENTE REPARTIDA 123 LONGITUDES ENTRE APOYOS 126 CARGA PUNTUAL 127 RESUMEN DE CARGAS 130 ESTRATIGRAFÍA POR APOYO 131 SECCIONES TIPO DE LOS CABEZALES 139

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS 141


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INTRODUCCIÓN

ANTECEDENTES

En ingeniería, la Mecánica de Suelos, es la aplicación de las leyes de la física, la mecánica y la hidráulica a los problemas que involucran las cargas impuestas a la capa superficial de la corteza terrestre la cual está formada por sedimentos y otras acumulaciones no consolidadas de partículas sólidas, producidas por la desintegración mecánica o la descomposición química de las rocas, independientemente de que tengan o no materia orgánica.

Esta ciencia, fundada por Karl Von Terzaghi en el año de 1925, propone teorías sobre el comportamiento de los suelos sujetos a cargas, ya que toda estructura como son: edificios, puentes, carreteras, túneles, muros, torres, presas, etcétera, deben cimentarse de una manera adecuada sobre la superficie de la tierra o dentro de ella para que se comporte satisfactoriamente; para ello, se emplea la cimentación, la cual es el elemento de la estructura que se encuentra en contacto directo con el suelo, y cuya función es la de transmitir al terreno las cargas del conjunto estructural.

Dependiendo del tipo y dimensiones de la estructura, las cargas que recibe la cimentación, la forma en que las transmite al suelo y las condiciones mismas del suelo es lo que nos da la pauta para elegir la cimentación adecuada.

Es por esto que dependiendo de la forma en que se transmitan las cargas al suelo, las cimentaciones pueden dividirse en tres:

CIMENTACIONES SUPERFICIALES

Este tipo de cimentaciones se caracterizan por repartir las cargas que le transmite la estructura a través de sus elementos de apoyo sobre un área cercana a la superficie del terreno.

Se emplean cuando el terreno firme está próximo a la superficie, y es una forma viable de transmitir al terreno cargas concentradas relativamente pequeñas o en


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suelos de alta resistencia como en el caso de los muros o columnas de una vivienda, mediante elementos como: zapatas corridas, zapatas aisladas, losas de cimentación y cajones de cimentación.

CIMENTACIONES PROFUNDAS

Este tipo de cimentación se emplea cuando los esfuerzos transmitidos por la estructura no pueden ser distribuidos a través de una cimentación superficial, y en la solución probable se sobrepasa la capacidad de carga del suelo en la superficie del terreno, por lo que es necesario llevar los esfuerzos a los estratos más resistentes.

En las cimentaciones profundas es común el uso de pilotes o pilas como es nuestro caso.

CIMENTACIONES COMBINADAS

Como su nombre lo indica, es una combinación de ambos tipos de cimentaciones como en el caso de apoyar un cajón de cimentación sobre un grupo de pilas.

PLANTEAMIENTO DEL PROBLEMA

La circulación por la Avenida Mario Colín es lenta desde hace varios años debido a los altos de los semáforos en el crucero Toltecas, los cambios en la circulación y un aforo vehicular promedio diario de 150 mil vehículos, pero actualmente se ha visto aún más afectada por la construcción de la estación Tlalnepantla del Tren Suburbano a solo tres calles del entronque Mario Colín - Toltecas.


7

Figura A-1, Ubicación del entronque.

Es por ello que fue necesario idear una alternativa al congestionamiento habitual de la avenida que mejorara significativamente el flujo vehicular de esta importantísima avenida que además de comunicar el Municipio de Tlalnepantla, Estado de México con el Distrito Federal, diera la fluidez necesaria al tránsito que viaja hacia la delegación Gustavo A. Madero al oriente, hacia el Periférico y Atizapán al poniente, así como hacia Los Reyes y la delegación Azcapotzalco al sur.

En este caso, la mejor opción, es la construcción de un puente sobre la Avenida Mario Colín en su entronque con la Avenida Toltecas que desempeñe la función de distribuidor vial y de este modo, facilite la circulación desde la avenida Acueducto, Vallejo y Cien Metros a través del puente Ceylan tanto para el transporte público como para el privado.

OBJETIVO

Analizar geotécnicamente la cimentación del Puente Mario Colín radial Toltecas haciendo uso de leyes empíricas aplicadas a las características particulares del suelo de Tlalnepantla Estado de México.


8

JUSTIFICACIÓN

En este trabajo se presenta el diseño geotécnico de una cimentación profunda aplicada a un distribuidor vial. Dicho cálculo se puede aplicar a otras estructuras que requieran el uso de pilas coladas in situ ya que el cálculo empleado se puede considerar como un proceso general para la resolución de un problema de cimentaciones profundas.

METODOLOGÍA

Todo cálculo requiere de un proceso de calidad y secuencia lógica que nos permita alcanzar un objetivo de manera satisfactoria, es por eso que en este documento, se presentan los resultados de una investigación que se centró en un problema de análisis geotécnico de pilas coladas in situ.

Primeramente se comenzó haciendo una serie de visitas a campo para conocer a fondo el proyecto y con ello estar al tanto de los pormenores del mismo.

Después de varios días de monitorear el progreso, se obtuvieron los datos de los sondeos que se ocuparon para el diseño del puente, así como los planos generales del proyecto.

Se revisó la teoría necesaria para la parte del cálculo cuya bibliografía se anota al final del documento con el objetivo de contar con información completa y fácil de consultar en caso de que así se requiera.

Teniendo toda la información, se analizó la capacidad de carga individual de las pilas en cada apoyo del puente para posteriormente obtener la capacidad de carga por apoyo.

Con los resultados obtenidos de las capacidades de carga, se calcularon los asentamientos individuales de las pilas y los resultados obtenidos se resumieron en tablas para su fácil interpretación.


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CAPÍTULO I FUNDAMENTOS TEÓRICOS

OBJETIVO: Es importante comenzar mencionando cada uno de los conceptos que serán utilizados a lo largo de este documento para el análisis geotécnico de las pilas coladas in situ. Aquí se describe de manera breve y clara cada uno de ellos.


10

1.1 INTRODUCCIÓN

Dependiendo del material en los estratos en los que se diseñará la cimentación, serán los parámetros que se tendrán, del mismo modo, se emplearán fórmulas diferentes pero que se basan en el mismo principio. A continuación se describe el diseño en suelos cohesivos y friccionantes.

1.2 CÁLCULO DE LA CAPACIDAD DE CARGA

1.2.1 DISEÑO EN SUELOS COHESIVOS

1.2.1.1 CAPACIDAD DE CARGA POR PUNTA

La capacidad de carga última por punta de una pila en suelos predominantemente cohesivos, se puede estimar con el criterio de Skempton (1951) mediante la ecuación:

�� = ��

Donde:

� Qp= Capacidad de carga última en la punta de una pila en Ton.

� Ap= Área de la sección transversal de la punta de la pila en m.

� Cu= Valor mínimo de la resistencia al corte no drenada de la arcilla en el desplante de la pila en Ton/m2 cuyo valor no debe rebasar las 10 Ton/m2.

� Nc= Coeficiente de capacidad de carga, cuyos valores se pueden obtener de la Tabla B-1.

DIÁMETRO O BASE DE LA PILA

Nc

b ≤ 0.5 m 90.5 m > b ≤ 1 m 7

b > 1 m 6

Tabla B-1, valores de Nc.


11

1.2.1.2 CAPACIDAD DE CARGA POR FUSTE

El cálculo de capacidades últimas en el fuste, conocidos también como método α, propone calcular la capacidad de carga última por adherencia por medio de la ecuación:

� = ��

Donde:

� Qs= Capacidad de carga última en el fuste de una pila en Ton.

� α= Factor de adherencia que varía entre 0.2 y 0.4.

� Cus= Resistencia al corte no drenada promedio del suelo a lo largo del fuste en Ton/m2.

� As= Área lateral del fuste de la pila en m2.

1.2.2 DISEÑO EN SUELOS FRICCIONANTES

1.2.2.1 CORRECCIÓN POR NÚMERO DE GOLPES

Cuando se tienen suelos friccionantes como arenas finas, limosas o arcillosas cuya resistencia a la penetración estándar N medida en el campo es mayor a 15 golpes, el valor de N debe ser corregido por dilatancia y presión vertical confinante, de acuerdo con la siguiente ecuación experimental:

�" = �� ′

En la que el valor del factor de corrección CN se ha determinado mediante correlación experimental (Peck), y se expresa por la siguiente ecuación:

�� = �. �� ′�


12

Esta ecuación es aceptable para valores de p’z mayores de 0.5 kg/cm2. El valor de N’ es el corregido por dilatancia, según la ecuación:

�′ = �� + . �� Donde:

� N”= Es el valor del número de golpes corregido. � N’ = Es valor de N corregido por dilatancia. � CN = Es el valor del factor de corrección de Peck. � p’z = Es el valor medio de esfuerzo en el estrato en cuestión en kg/cm2 y se

obtiene promediando los valores de las presiones en las fronteras superior e inferior del estrato friccionante.

� N = Es el número de golpes promedio en el estrato

Con el valor corregido de N”, obtenemos � entrando con el número de golpes en la Figura B-1.


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Figura B-1, Correlación entre el número de golpes para 30 cm de penetración estándar y el ángulo de fricción interna de las arenas.

0

10

20

30

40

50

60

70

80

30° 32° 34° 36° 38° 40° 42° 44°28°

1

2

Media Densa Muy densa

Ángulo de fricción interna �

N,

Núm

ero d

e golp

es p

ara

30 c

m d

e pen

etra

ción

(Pru

eba

de

pen

etra

ción e

stán

dar

)

SueltaMuy suelta

Compacidad Relativa

1. Relación para arenas medianas a gruesasde grano anguloso a redondeado

2. Relación para arenas finas y para arenaslimosas


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1.2.2.2 CAPACIDAD DE CARGA POR PUNTA

La capacidad de carga última por punta de una pila en suelos predominantemente cohesivos, se puede estimar con el criterio de Skempton (1951) mediante la ecuación:

�� = �′ � ��

Donde:

� Qp= Capacidad de carga última en la punta de una pila en Ton.

� P’o= Esfuerzo vertical total a nivel de la punta en Ton/m2.

� Ap= Área en la punta de la pila en m2.

� Nq= Factor de capacidad de carga dado por la Figura B-2, la cual se muestra a continuación:


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Figura B-2, Factores de capacidad de carga N’q.

25 30 35 40 45 50

10

100

1000

10000

Prandtl Reissner (1921-1924)

Terzaghi (1943)

De Beer (1945)

Brinch Hansen (1951)

Meyerhof (1953) pilotes hincados

Meyerfof (1953) pilotes excavados

Skempton - Yassin - Gibson

** Caquot - Kerisel (1956) **



Fact

ore

s de

capac

idad

de

carg

a. N

'q

Caquot-Kerisel


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1.2.2.3 CAPACIDAD DE CARGA POR FUSTE

El cálculo de capacidades de carga últimas en el fuste, conocidos también como método α, propone calcular la capacidad de carga última por adherencia por medio de la ecuación:

� = � �′ � ��

Donde:

� Qs= Capacidad de carga última en el fuste de una pila en Ton.

� P’os= Presión vertical efectiva media en el estrato.

� Tan δ = Coeficiente de fricción lateral pila-suelo.

� δ= Dado por φ-3°

� As= Área de las superficie lateral del fuste de la pila.

� Ks= Relación entre los esfuerzos horizontal y vertical del suelo efectivos en el fuste del pilotes dado por la longitud de la pila en base a la siguiente tabla:

LONGITUD TOTAL DEL FUSTE

Ks

L ≤ 8 m 0.78 m > L ≤ 12 m 0.6

L > 12 m 0.5

Tabla B-2, Valores de Ks.

1.2.2.4 CORRECCIÓN EN PUNTA POR DIÁMETRO MAYOR A 0.5 M.

Para pilas con bases o diámetros mayores a 0.5 m, será necesario hacer una corrección en la capacidad de carga por punta considerando el material en el cual se encuentran desplantadas en base a las siguientes fórmulas.


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SUELOS COHESIVOS

�� = �� + !�� + ! ≤ !

Donde:

� Rb= Factor empírico de reducción adimensional.

� Bb= Diámetro o base de la pila en m.

SUELOS FRICCIONANTES

�� = �� + �. �� ≤ !

Donde:

� Rb= Factor empírico de reducción adimensional.

� Bb= Diámetro o base de la pila en m.

� n= índice que depende de la compacidad del material y que puede tomarse como n=1 para arena suelta, n=2 para arena medianamente compacta y n=3 para arena compacta.

1.2.2.5 OBTENCIÓN DEL NÚMERO DE PILAS

Para obtener el número de pilas para un apoyo, solo es necesario dividir el valor de la carga en el apoyo entre la capacidad de carga de diseño de la pila.

�� $% �&�� = �%��&�� %� %� ��'�� (�( �$)


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1.3 ASENTAMIENTOS

Primeramente hay que mencionar que existen dos tipos de asentamientos: los inmediatos y los diferidos.

� Los asentamientos inmediatos son aquellos que se irán presentando a lo largo del tiempo que dure la obra y son causados por el peso adicional que se le está colocando al suelo.

� Los asentamientos diferidos se presentan tiempo después de que ha sido terminada la obra debido a la expulsión del aire y del agua del suelo del lugar.

Nota: En nuestro caso, no existe un nivel freático por lo que solo se calcularán los asentamientos inmediatos.

1.3.1 ASENTAMIENTO INDIVIDUAL DE LA PILA

Uno de los métodos más usados para calcular asentamientos en pilas, es el conocido como semiempírico Vesic, (1977) el cual está dado a su vez por 3 asentamientos: punta, fuste y por la deformación elástica de la pila. Dicho método utiliza la ecuación:

*(�( = *� + *� + *%

1.3.1.1 ASENTAMIENTO EN LA PUNTA

*� = �� $)� ��

Donde:

� Sp= Asentamiento en la punta de la pila, causado por la carga que se transmite a esta.

� Cp = Coeficiente empírico de punta el cual se obtiene de la Tabla B-3.


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� Qpadm= Capacidad de carga admisible en la punta.

� B = Diámetro o base de la pila.

� qp = Capacidad de carga última, unitaria en la punta, la cual en caso de que el suelo sea cohesivo, se calculará como qp=Cupunta Nc, y en caso de ser friccionante se calculará como qp=P’o Nq.

COMPACTO SUELTO COMPACTO SUELTOArena 0.02 0.018 0.09 0.18Limo 0.03 0.05 0.09 0.12

Arcilla 0.02 0.03 0.03 0.06

PILOTES HINCADOS PILAS CON PERFORACIÓNTIPO DE SUELO

Tabla B-3, Valores típicos del coeficiente Cp.

1.3.1.2 ASENTAMIENTO EN EL FUSTE

*� = � ��$), ��

Donde:

� Sps= Asentamiento provocado por la carga transmitida a lo largo del fuste de la pila.

� Cs = Coeficiente empírico por fricción cuyo valor se calcula con:

� = �. -/ + �. !01 ,��&��

� Qsadm= Capacidad de carga admisible en el fuste. � Ls = Longitud total de de la pila donde actúa la fricción lateral. � qp = Capacidad de carga última unitaria en la punta.


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1.3.1.3 DEFORMACIÓN ELÁSTICA DE LA PILA

*% = (��$) + ��$)),�� 4�

Donde:

� Se = Asentamiento dado por la deformación elástica de la pila. � αs = Coeficiente que depende de la distribución lateral a lo largo de la pila

recomendado como 0.67 � Qsadm= Capacidad de carga admisible en el fuste. � L = Longitud total de la pila. � Ap = Área en la punta de la pila. � Ep = Módulo de elasticidad de la pila en Ton/m2 cuyo valor se puede

calcular con la Tabla B-4 en base al material de la pila. � Ep= Módulo de elasticidad de la pila dado en Kg/cm2. � f’c = Resistencia a la compresión simple del concreto empleado en las pilas

en Kg/cm2.

Tabla B-4, Módulos de elasticidad.

MATERIAL Ep (kg/cm2)

Acero 204,000

Concreto f’c≤200 kg/cm2 800067′9 Concreto f’c>200 kg/cm2 1400067′9


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1.3.2 ASENTAMIENTO DEL GRUPO DE PILAS

El cálculo del asentamiento del grupo de pilas se hará mediante la siguiente fórmula:

*� = 1�′� *(

Donde:

� Sg = Asentamiento total del grupo de pilas en el apoyo. � B’ = Ancho menor de la losa de cimentación en la que están distribuidas

las pilas. � B = Diámetro o base de la pila. � St = Asentamiento individual de la pila.


22


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CAPÍTULO II MARCO GEOLÓGICO

OBJETIVO: Para tener una idea general del tipo de suelo en el que se desplantara el puente, es necesario revisar la geología de la zona, en este caso Tlalnepantla, es por ello que se hace una descripción del suelo en este apartado.


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2.1 GEOLOGÍA GENERAL DEL ESTADO DE MÉXICO

La litología del estado de México está constituida por afloramientos de rocas de origen ígneo, sedimentario y metamórfico, siendo las rocas ígneas extrusivas las que ocupan una mayor extensión.

Las principales estructuras geológicas que se presentan son aparatos volcánicos, algunos de los cuales se cuentan entre los más notables del país: el Popocatépetl, el Iztlaccíhuatl y el Nevado de Toluca. Además existen fracturas y fallas regionales, asociadas a los fenómenos de vulcanismo y mineralización. Los aspectos de geología económica más importantes están relacionados con las rocas que por su naturaleza primaria y las estructuras que las han afectado, constituyen zonas favorables para la explotación de acuíferos, de yacimientos minerales y de bancos de materiales para la construcción.

El estado de México está comprendido dentro de dos provincias geológicas que son: el Eje Neovolcánico y la Sierra Madre del Sur.

EJE NEOVOLCÁNICO

Esta provincia cubre la mayor parte del estado en su porción norte. Limita al sur con la Sierra Madre del Sur. Está caracterizada geológicamente por el predominio de rocas volcánicas cenozoicas que datan del Terciario y del Cuaternario.

ESTRATIGRAFÍA

En el Estado de México se pueden encontrar algunos afloramientos de rocas triásicas, litológicamente clasificadas como filitas y pizarras. Dichos afloramientos están cartografiados en el noroeste, en el distrito minero de El Oro. Del Cretácico, afloran rocas sedimentarias marinas, de composición carbonatada; en Apaxco, éstas son explotadas para la industria de la construcción.


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También existen rocas sedimentarias clásticas, asociadas con piroclásticas (tobas) que afloran extensamente desde Atlacomulco hasta Toluca y en otras regiones como las de Chiconcuac y Coatepec de Harinas.

Del cuaternario existen depósitos lacustres y aluviales que rellenan antiguos lagos de la cuenca de México y los valles de la cuenca del Lerma.

Las principales estructuras del Estado son los aparatos volcánicos formados por conos cineríticos y derrames de lavas. De entre estos sobresalen el Popocatépetl, el Iztlaccihuatl y el Nevado de Toluca, que son los volcanes más notables del país, todos ellos formados por rocas andesíticas.

2.2 GEOLOGÍA GENERAL DEL MUNICIPIO DE TLALNEPANTLA

En el territorio municipal se encuentran dos unidades geomorfológicas: la Sierra de Guadalupe (con una altitud de 2,250 a los 2,650 m.s.n.m.) y la planicie (con una altitud promedio de 2,250 m.s.n.m.). El tipo de suelo predominante en la zona plana es regosol (un tipo de suelo que consiste en material no consolidado), acompañados de suelos sin un desarrollo de perfil así como afloramientos de rocas de tepetate; estos últimos se caracterizan por presentar capas homogéneas en concordancia con las rocas que los subyacen; cuando son someros, estos tipos de suelo se pueden encontrar en las laderas, hacia el poniente del Municipio.

Por su parte, el suelo de la Sierra de Guadalupe es de tipo es una capa superficial oscura, suave, rica en materia orgánica y en nutrientes; aunque se erosiona con facilidad. Se asocia a un tipo de suelo de textura media en fase lítica, que presenta cal en sus horizontes; además, un tipo de suelo pedregoso que se caracteriza por tener una profundidad menor de 10 cm.


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Figura C-1, Orografía de Tlalnepantla.

Figura C-2, Geología de Tlalnepantla.


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CAPÍTULO III EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA

OBJETIVO: El método de exploración utilizado es de gran relevancia, ya que de este depende la exactitud, confiabilidad y veracidad de las características obtenidas de suelo las cuales se emplearán en el análisis geotécnico. En este caso se empleo el método de penetración estándar (STP) el cual se describe más adelante en este apartado.


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3.1 INTRODUCCIÓN

Existen diversos tipos de sondeos que se ocupan en mecánica de suelos, los cuales se ocupan dependiendo del suelo que queremos explorar y de la exactitud de los datos que queremos obtener. En general, dependiendo del tipo de muestra que se obtiene, se pueden clasificar en:

� Métodos exploratorios preliminares Método de penetración estándar. Pozos a cielo abierto, con muestreo alterado o inalterado. Perforaciones con posteadora y barrenos helicoidales. Métodos de lavado. Método de penetración cónica. Perforaciones en boleos y gravas con barretones.

� Métodos de sondeo definitivo Pozos a cielo abierto con muestreo inalterado. Métodos con tubo de pared delgada. Métodos rotatorios para roca.

� Métodos geofísicos Sísmico. De resistencia eléctrica. Magnético y gravimétrico.

3.2 TIPOS DE SONDEOS

3.2.1 MÉTODOS EXPLORATORIOS PRELIMINARES

MÉTODO DE PENETRACIÓN ESTÁNDAR

Este procedimiento ha sido el empleado para nuestro proyecto, ya que de entre todos los exploratorios preliminares, es el que rinde mejores resultados en la


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práctica y proporciona información más útil en torno al subsuelo y no sólo en lo referente a la descripción; probablemente es también el más ampliamente usado en todo México.

En suelos puramente friccionantes, este método permite conocer la compacidad de los mantos que, como repetidamente se indicó, es la característica fundamental respecto a su comportamiento mecánico. En suelos plásticos la prueba permite adquirir una idea a grosso modo de la resistencia a la compresión simple. Además el método lleva implícito un muestreo, que proporciona muestras alteradas representativas del suelo en estudio.

El equipo necesario para aplicar el procedimiento consta de un muestreador especial (penetrómetro estándar) de dimensiones establecidas, que se muestra esquemáticamente en la Figura D-1.

Figura D-1, Penetrómetro estándar.

Es normal que el penetrómetro sea de media caña, para facilitar la extracción de la muestra que haya penetrado en su interior. El penetrómetro se enrosca al extremo de la tubería de perforación y la prueba consiste en hacerlo penetrar a golpes dados por un martinete de 63.5 kg (140 libras) que cae desde 76 cm (30 pulgadas), contando el número de golpes necesario para lograr una penetración de 30 cm (1 pie). El martinete, hueco y guiado por la misma tubería de perforación, es elevado por un cable que pasa por la polea del trípode y dejado caer desde la altura requerida contra un ensanchamiento de la misma tubería de perforación hecho al

20 mm

Agujeros de 16 mm

Peso total 6.8 kg

Parte central partidalongitudinalmente

Zapata de acero

Aplanado para la llaveAplanado para la llave

Rosca paraunir la tuberiade perforación

800 mm

175 mm 550 75 mm

35 m

m

50.8

mm


30

efecto, En cada avance de 60 cm debe retirarse el penetrómetro, removiendo al suelo de su interior, el cual constituye la muestra.

El fondo del pozo debe ser previamente limpiado de manera cuidadosa, usando posteadora o cuchara del tipo de las mostradas en las Figuras D-3 y D-4 Una vez limpio el pozo, el muestreador se hace descender hasta tocar el fondo y, seguidamente, a golpes, se hace que el penetrómetro entre 15 cm dentro del suelo. Desde este momento deben contarse los golpes necesarios para lograr la penetración de los siguientes 30 cm. A continuación hágase penetrar el muestreador en toda su longitud. Al retirar el penetrómetro, el suelo que haya entrado en su interior constituye la muestra que puede obtenerse con este procedimiento.

La utilidad e importancia mayores de la prueba de penetración estándar radican en las correlaciones realizadas en el campo y en el laboratorio en diversos suelos, sobre todo arenas, que permiten relacionar aproximadamente la compacidad, el ángulo de fricción interna, φ, en arenas y el valor de la resistencia a la compresión simple, qu, en arcillas, con el número de golpes necesarios en ese suelo para que el penetrómetro estándar logre entrar los 30 cm especificados.

Para obtener estas relaciones basta realizar la prueba estándar en estratos accesibles o de los que se puedan obtener muestras inalteradas confiables y a los que se les puede determinar los valores de los conceptos señalados por los métodos usuales de laboratorio; haciendo suficiente número de comparaciones pueden obtenerse correlaciones estadísticas dignas de confianza. En la práctica esto se ha logrado en los suelos friccionantes, para los que existen tablas y gráficas dignas de crédito y aplicables al trabajo práctico; en el caso de suelos arcillosos plásticos las correlaciones de la prueba estándar con qu son mucho menos dignas de crédito.


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Figura D-2, Correlación entre el número de golpes para 30 cm de penetración estándar y el ángulo de fricción interna de las arenas.

En la gráfica anterior se observa que al aumentar el número de golpes se tiene mayor compacidad relativa en la arena y, consecuentemente, mayor ángulo de fricción interna. También se ve que en arenas limpias medianas o gruesas para el mismo número de golpes, se tiene un φ mayor que en arenas limpias finas o que en arenas limosas.

Para pruebas en arcillas Terzaghi y Peck dan la correlación que se presenta en la Tabla D-1.

0

10

20

30

40

50

60

70

80

30° 32° 34° 36° 38° 40° 42° 44°28°

1

2



N,

Núm

ero d

e golp

es p

ara

30 c

m d

e pen

etra

ción

(Pru

eba

de

pen

etra

ción e

stán

dar

)

SueltaMuy suelta

Compacidad Relativa




32

CONSISTENCIAMUY

BLANDABLANDA MEDIA FIRME

MUY FIRME

DURA

N 2 2 - 4 4 -8 8 - 15 15 - 30 30qu (kg/cm2) 0.25 0.25 - 0.5 0.5 - 1.0 1.0 - 2.0 2.0 - 4.0 4

CORRELACIÓN ENTRE N, qu Y LA CONSITENCIA (TERZAGHI Y PECK, 1968)

Tabla D-1, Correlación entre N, qu y la consistencia del suelo.

Puede observarse en la tabla que, prácticamente, el valor de qu, en kg/cm2 se obtiene dividiendo entre 8 el número de golpes.

POZOS A CIELO ABIERTO

Este puede ser considerado como el método más satisfactorio en cuanto a los resultados que arroja y las condiciones del suelo que permite conocer, ya que consiste en excavar un pozo de dimensiones suficientes para que un técnico pueda directamente bajar y examinar los diferentes estratos de suelo en su estado natural, así como darse cuenta de las condiciones precisas referentes al agua contenida en el suelo.

Este tipo de sondeo es uno de los pocos en los cuales se pueden tomar muestras alteradas o inalteradas de los diferentes estratos que se hayan encontrado. Las muestras alteradas son simplemente porciones de suelo que se protegerán contra pérdidas de humedad introduciéndolas en frascos o bolsas con parafina. La muestra debe protegerse contra pérdidas de humedad envolviéndola en una o más capas de manta debidamente impermeabilizada con brea y parafina.

PERFORACIONES CON POSTEADORA Y BARRENOS HELICOIDALES

En estos sondeos exploratorios la muestra de suelo obtenida es completamente alterada, pero suele ser representativa del suelo en lo referente a contenido de agua, por lo menos en un suelo muy plástico. La muestra se extrae con herramientas del tipo mostrado en la Figura D-3.


33

Los barrenos helicoidales pueden ser de muy diferentes tipos no sólo dependiendo del suelo por atacar, sino también de acuerdo con la preferencia particular de cada perforista aunque todos trabajan bajo el mismo principio: Se hace penetrar en el terreno ejerciendo un giro sobre el maneral adaptado al extremo superior de la tubería de perforación.

Estas herramientas no sirven para extraer muestras bajo el nivel de aguas freáticas y en esos casos es preferible recurrir al uso de cucharas especiales, de las que también hay gran variedad de tipos como las que se muestran en la Figura D-4 aunque cabe mencionar que las muestras obtenidas con cuchara son más alteradas que las que se obtienen con barrenos helicoidales, esto debido al agua que entra en la cuchara junto con el suelo.

Figura D-3 (Izquierda), Herramientas para sondeos exploratorios por rotación.

a) Barrenos helicoidales. b) Posteadora.

Figura D-4 (Derecha), Tipos de cucharas muestreadoras.

(a)

(b)

Cabezal

Cuerpo delmuestreador

Zapata deataque

Unión para latubería deperforación

Cuerpo demuestreador

Retén

Zapata


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MÉTODO DE LAVADO

Este método constituye un procedimiento económico y rápido para conocer aproximadamente la estratigrafía del subsuelo (teniendo un error de hasta de 1 m al marcar la frontera entre los diferentes estratos). El método se usa también en ocasiones como auxiliar de avance rápido en otros métodos de exploración. Las muestras obtenidas en lavado son tan alteradas que prácticamente no deben ser consideradas como suficientemente representativas para realizar ninguna prueba de laboratorio.

Para llevar a cabo la prueba, es necesario un trípode con polea y martinete suspendido, de 80 a 150 kg de peso, cuya función es hincar en el suelo a golpes el ademe necesario para la operación. Este ademe debe ser de mayor diámetro que la tubería que vaya a usarse para la inyección del agua. En el extremo inferior de la tubería de inyección debe ir un trépano de acero perforado para permitir el paso del agua a presión. El agua se impulsa dentro de la tubería por medio de una bomba.

La operación consiste en inyectar agua con el ademe, lo cual forma una suspensión con el suelo en el fondo del pozo y sale al exterior a través del espacio comprendido entre el ademe y la tubería de inyección; una vez fuera es recogida en un recipiente en el cual se puede analizar el sedimento.

En la Figura D-5 se muestra un esquema del equipo de perforación y algunos modelos de trépanos perforados.


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Figura D-5, dispositivo para el sondeo por lavado.

a) Conjunto. b) Barrenos de perforación.

(a)

(b)

Polea

Cable de manila

Tripode

Motor

Maneral

Sección pararetorno de agua

Manguera

Bomba

Depósitode agua

Depósito pararecolección demuestras

Ademe

Tubo deperforación

Herramientade ataque

Cable


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Figura D-6, Tipos de muestreadores.

En la Figura D-6 se muestran algunos de los más usados modelos de muestreadores que se colocan en el extremo inferior de la tubería de inyección a fin de obtener muestras representativas.

MÉTODO DE PENETRACIÓN CÓNICA

Estos métodos consisten en hacer penetrar una punta cónica en el suelo y medir la resistencia que el suelo ofrece. Existen diversos tipos de conos y en la Figura D-7 se muestran algunos que se han usado en el pasado.

Dependiendo del procedimiento para hincar los conos en el terreno, estos métodos se dividen en estáticos y dinámicos. En los primeros la herramienta se hinca a presión, medida en la superficie con un gato apropiado; en los segundos el hincado se logra a golpes dados con un peso que cae.

(a)

(c)

(b)

(d)

Cabeza de unión

Barras de perforación

Abertura Corte a-a'

Giro

a

a'


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Figura D-7, Penetrómetros cónicos.

a) Tipo danés. b) Tipo holandés. c) Tipo para ensaye dinámico. d) Tipo de inyección.

En general, el cono se hinca aplicando presión estática a la parte superior de la tubería de perforación con un gato hidráulico, empleando un marco fijo de carga que puede estar sujeto al ademe necesario para proteger la tubería de perforación de la presión lateral. La velocidad de penetración suele ser constante y del orden de 1 cm/seg. Con este procedimiento no se obtiene muestra de suelo y ésta debe verse como una limitación importante. También se tiene el inconveniente de que no existen correlaciones de resistencia en prueba cónica estática con valores obtenidos por otros métodos de eficacia más confiable; en arcillas, existe el inconveniente adicional de que la resistencia de estos materiales depende mucho de la velocidad de aplicación de las cargas, según se indicó repetidamente, por lo que en la prueba pueden tenerse resultados no representativos de la realidad.

200 mm

35.6 mm

Barra de15 mm

Ademe

Tubo deperforación

5.08 mm

Ademe

70 mm

(a)(b) (c)

(d)


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PERFORACIONES CON BOLEOS Y GRAVAS

Con frecuencia es necesario atravesar durante las perforaciones estratos de boleos o gravas que presentan grandes dificultades para ser perforados con las herramientas hasta aquí descritas. En estos casos se hace necesario el empleo de herramental más pesado, del tipo de barretones con taladros de acero duro, que se suspenden y dejan sobre el estrato en cuestión, manejándolos con cables. En ocasiones se ha recurrido, inclusive, al uso localizado de explosivos para romper la resistencia de un obstáculo que aparezca en el sondeo.

3.2.2 MÉTODOS DE SONDEO DEFINITIVO

Se incluyen aquí los métodos de muestreo que tienen por objeto rendir muestras inalteradas en suelos, apropiadas para pruebas de compresibilidad y resistencia y muestras de roca, que no pueden obtenerse por los métodos mencionados hasta este momento.

POZOS A CIELO ABIERTO CON MUESTREO INALTERADO

Este método de exploración ha sido ya descrito brevemente antes, por lo que no se considera necesario describirlo nuevamente. Sin embargo, es conveniente insistir en el hecho de que cuando es factible, debe considerarse el mejor de todos los métodos de exploración a disposición del ingeniero para obtener muestras inalteradas y datos adicionales que permitan un mejor proyecto y construcción de una obra.

MUESTREO CON TUBOS DE PARED DELGADA

Se debe a M. J. Hvorslev un estudio exhaustivo moderno que condujo a procedimientos de muestreo con tubos de pared delgada que, por lo menos en suelos cohesivos, se usan actualmente en forma prácticamente única. Muestreadores de tal tipo existen en muchos modelos y es frecuente que cada


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institución especializada desarrolle el suyo propio. El grado de perturbación que produce el muestreador depende principalmente, según el propio Hvorslev puso de manifiesto, del procedimiento usado para su hincado; las experiencias han comprobado que si se desea un grado de alteración mínimo aceptable, ese hincado debe efectuarse ejerciendo presión continua y nunca a golpes ni con algún otro método dinámico. Hincado el tubo a presión, a velocidad constante y para un cierto diámetro de tubo, el grado de alteración parece depender esencialmente de la llamada “relación de áreas”.

�<(%) = ?%� − ?&�?%�

Donde D es el diámetro exterior del tubo y D el interior. La expresión anterior equivale a la relación entre el área de la corona sólida del tubo y el área exterior del mismo. Dicha relación no debe ser mayor de 10% en muestreadores de 5 cm (2 pulgadas) de diámetro interior, hoy de escaso uso por requerirse en general muestras de mayor diámetro, aunque en muestreadores de mayor diámetro pueden admitirse valores algo mayores, no existen motivos prácticos que impidan satisfacer fácilmente el primer valor.

En la Figura D-8a, se muestra uno de los tipos más comunes de muestreador de pared delgada; en la parte b de dicha figura se muestra un tipo más elaborado de muestreador de pistón, que tiene por objeto eliminar o casi eliminar la tarea de limpia del fondo del pozo previa al muestreo, necesaria en los muestreadores abiertos; al hincar el muestreador con el pistón en su posición inferior, puede llevarse al nivel deseado sin que el suelo alterado de niveles más altos en el fondo del pozo entre en él; una vez en el nivel de muestreo, el pistón se eleva hasta la parte superior y el muestreador se hinca libremente (pistón retráctil) o bien fijado el pistón en el nivel de muestreo por un mecanismo accionado desde la superficie, se hinca el muestreador relativamente al pistón hasta que se llena de suelo (pistón fijo).

En la Figura D-8c se muestra un esquema de un dispositivo aplicador de presiones de hincado que puede usarse cuando no se disponga de una máquina perforadora que aplique la presión mecánicamente; un procedimiento alternativo al mostrado


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en la figura, será cargar la varilla de perforación con peso muerto utilizando gatos hidráulicos.

Figura D-8, Muestreadores de tubo de pared delgada.

a) Tipo Shelby. b) De pistón. c) Dispositivo de hincado por presión de un diferencial.

Normalmente entre 60 cm y 1 mRosca para latubería de perforación

Conexión con la tubería de perforaciónTornillo VálvulaTubo de acero sin costura

Sujetador de la varilladel pistón a los tubosde perforación

Tubo deperforación

Ademe

Sujetador de la varilladel pistón al ademe

Varilla de pistón

Pistón

Muestreador

Muerto deanclaje

Ademe

Muestreador

Diferencial

Tripode

Polea

(a)

(b)

(c)


41

MÉTODOS ROTATORIOS PARA ROCA

Cuando un sondeo alcanza una capa de roca más o menos firme o cuando en el curso de la perforación, las herramientas hasta aquí descritas tropiezan con un bloque grande de naturaleza rocosa, no es posible lograr una penetración con los métodos estudiados y ha de recurrirse a un procedimiento diferente.

En las primeras, en el extremo de la tubería de perforación va colocado un muestreador especial, llamado de “corazón”, en cuyo extremo inferior se acopla una broca de acero duro con incrustaciones de diamante industrial, que facilitan la perforación.

En las segundas, los muestreadores son de acero duro y la penetración se facilita por medio de municiones de acero que se echan a través de la tubería hueca hasta la perforación y que actúan como abrasivo. En roca muy fracturada puede existir el peligro de que las municiones se pierdan. Perforadoras tipo cáliz se han construido con diámetros muy grandes, hasta para hacer perforaciones de 3 m; en estos casos, la máquina penetra en el suelo con la misma broca.


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Figura D-9, Equipo para muestreo en roca.

a) Máquina perforadora. b) Muestreador para broca de diamante. c) Muestreador tipo cáliz. d) Algunos tipos de brocas.

Gato hidráulico

Cable

Frenos

Malacate

Motor

Trineo de aceroManguera

Bomba

Tubería de ademe

Tubería de perforación

Muestreador

Polea

(a)

Broca de diamantes

Elevador de corazones

Tubería aloja muestras

Barril

Suspensiónde apoyo Cojinetes

Válvula cortadora de agua

Forro duro

Cabeza de montaje(b)

Varilla de perforaciónAgua de lavado ymuniciones

Tubería de ademe

Pedacería depositada en el cáliz

Cortador

Tubo muestreador

Corazón (muestra)

Municiones aplastadas

(c)

(d)


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En la Figura D-9 se muestra el esquema de una máquina perforadora (que, incidentalmente, puede usarse también para el hincado a presión de muestreadores de tubo de pared delgada), dos muestreadores de corazón comunes y algunos tipos de brocas.

3.2.3 MÉTODOS GEOFÍSICOS

Se tratan ahora métodos geofísicos de exploración de suelos, desarrollados principalmente con el propósito de determinar las variaciones en las características físicas de los diferentes estratos del subsuelo o los contornos de la roca basal que subyace a depósitos sedimentarios.

MÉTODO SÍSMICO

Esencialmente el método consiste en provocar una explosión en un punto determinado del área a explorar usando una pequeña carga de explosivo, usualmente nitroamonio. Por la zona a explorar se sitúan registradores de ondas (geófonos), separados entre sí de 15 a 30 m. La función de los geófonos es captar la vibración, que se transmite amplificada a un oscilógrafo central que marca varias líneas, una para cada geófono. Este procedimiento se funda en la diferente velocidad de propagación de las ondas vibratorias de tipo sísmico a través de diferentes medios materiales. Las mediciones realizadas sobre diversos medios permiten establecer que esa velocidad de propagación varía entre 150 y 2,500 m/seg en suelos, correspondiendo los valores mayores a mantos de grava muy compactos y las menores a arenas sueltas; los suelos arcillosos tienen valores medios, mayores para las arcillas duras y menores para las suaves. En roca sana los valores fluctúan entre 2,000 y 8,000 m/seg.


44

Figura D-10, Esquema del dispositivo para exploración geofísica por el método sísmico.

MEDIOVELOCIDAD DE ONDA PRIMARIA (vp) m/seg

VELOCIDAD DE ONDA SECUNDARIA (vs) m/seg

Granito 5200 3000Basalto 6400 3200Caliza 2400 1350

Arenisca 3500 2150

Tabla D-2, Velocidad de onda para diferentes medios.

MÉTODO DE RESISTIVIDAD ELÉCTRICA

Este método se basa en el hecho de que los suelos, dependiendo de su naturaleza, presentan una mayor o menor resistividad eléctrica cuando una corriente es inducida a su través. Su principal aplicación está en el campo de la minería, pero en Mecánica de Suelos se ha aplicado para determinar la presencia de estratos de roca en el subsuelo.

La resistividad eléctrica de una zona de suelo puede medirse colocando cuatro electrodos igualmente espaciados en la superficie y alineados; los dos exteriores, conectados en serie a una batería son los electrodos de corriente (medida por un miliamperímetro), en tanto que los interiores se denominan de potencial y están conectados a un potenciómetro que mide la diferencia de potencial de la corriente circulante (Figura D-11).

Origen deperturbación

1 2 3 4 5 6 7

Geófonos

Disparador

Frontera entreestratos

H

(V1)

(V2)


45

Los electrodos de corriente son simples varillas metálicas, con punta afilada, mientras que los de potencial son recipientes porosos llenos de una solución de sulfato de cobre, que al filtrarse al suelo, garantiza un buen contacto eléctrico.

Figura D-11, Esquema de dispositivo para exploración geofísica por el método de resistividad eléctrica.

MATERIAL RESISTIVIDAD Ω

Rocas ígneas inalteradas > 1000 Rocas igneas alteradas 100 a 1000Calizas y arsenicas 1 a 10Arcillas 1 a 10Limos 10 a 100Arenas 100 a 1000Gravas 200 a más de 1000

Tabla D-3, Resistividad eléctrica para diferentes materiales.

Miliamperímetro (I) Baterías

CarretePotenciómetro (V)

Electrodo de corriente

Electrodos de potencial

Electrodo de corriente

d d d


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MÉTODOS MAGNÉTICOS Y GRAVIMÉTRICOS

El trabajo de campo correspondiente a estos métodos de exploración es similar, distinguiéndose en el aparato usado. En el método magnético se usa un magnetómetro, que mide la componente vertical del campo magnético terrestre en la zona considerada, en varias estaciones próximas entre sí. En los métodos gravimétricos se mide la aceleración del campo gravitacional en diversos puntos de la zona a explorar. Valores de dicha aceleración ligeramente más altos que el normal de la zona indicarán la presencia de masas duras de roca; lo contrario será índice de la presencia de masas ligeras o cavernas y oquedades.

En general estos métodos casi no han sido usados con fines ingenieriles, dentro del campo de la Mecánica de Suelos, debido a lo errático de su información y a la difícil interpretación de sus resultados.

3.3 ELECCIÓN DE LAS CARACTERÍSTICAS DE LOS SONDEOS

NÚMERO, TIPO Y PROFUNDIDAD DE LOS SONDEOS

El número, tipo y profundidad de los sondeos que deban ejecutarse en un programa de exploración de suelos depende fundamentalmente del tipo del subsuelo y de la importancia de la obra. En ocasiones, se cuenta con estudios anteriores cercanos al lugar, que permiten tener una idea aproximada de las condiciones del subsuelo y este conocimiento permite fijar el programa de exploración con mayor seguridad y eficacia.

Otras veces, ese conocimiento apriorístico indispensable sobre las condiciones predominantes en el subsuelo ha de ser adquirido con los sondeos de tipo preliminar.

El número de estos sondeos exploratorios será el suficiente para dar precisamente ese conocimiento. En obras relativamente pequeñas como lo es nuestro caso, tales sondeos tendrán carácter definitivo, por lo que es conveniente realizarlos por los procedimientos más informativos, tales como la prueba de penetración estándar.


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En este caso, la elección de algún otro tipo de sondeo más complejo se harán cuando se concluya de los sondeos exploratorios detecten la existencia de algún problema específico del suelo en el lugar de la obra o la existencia de problemas que puedan manifestarse suficientemente con esos datos preliminares.

En obras grandes, en que se haga necesario un programa de sondeos definitivos, éste quedará determinado por la naturaleza del subsuelo. En lugares de perfil errático, tales como cauces fluviales o glaciares, en general se presentan los problemas más delicados, pues la erraticidad hace que resulte muy difícil una determinación precisa de las propiedades básicas de resistencia y compresibilidad, hasta un grado tal que frecuentemente no se justifica una erogación de importancia que, de antemano, está destinada a rendir datos que de cualquier modo serán de interpretación muy difícil. En perfiles de estratificación más uniforme sí compensará un programa detallado, capaz de rendir resultados seguros y apropiados. El tipo de muestras que se extraigan en cada caso estará determinado por la naturaleza del suelo y el tipo de obra, que plantea los requerimientos correspondientes.

La ubicación de los sondeos preliminares está, en general, bastante bien definida por el tipo de obra a ejecutar y lo que se espere en lo referente a la erraticidad del lugar. Por ejemplo, en el caso de estudios para cimentaciones de puentes como es nuestro caso, el propio trazo del cruce y los puntos donde se hayan de situar pilas y estribos, proporcionan indicaciones sugestivas. En edificios, las indicaciones de un anteproyecto pueden servir como norma de criterio. Ahora bien, en todos los casos debe tenerse la actitud mental adecuada, que permita, a partir de los datos rendidos por los sondeos, someter a una crítica severa al sistema de cimentación adoptado en los anteproyectos en cuestión, modificándolos o abandonándolos por completo cuando sea menester.

En los sondeos definitivos la ubicación ya podrá definirse sobre bases más firmes, por contarse con los datos del suelo dados por los sondeos preliminares, que proporcionan un perfil aproximado adecuado en la mayoría de los casos. Estos perfiles definen también ya las zonas de muestreo.

Sin embargo, el ingeniero de suelos debe considerar el estudio más completo como algo sujeto a continua revisión y, durante la construcción de la obra, debe estar


48

siempre alerta a las condiciones que las excavaciones y el comportamiento del suelo en general vayan revelando.

Un punto que requiere especial cuidado es la determinación de la profundidad a la cual debe llevarse la exploración del suelo. Este aspecto fundamental, cuyas repercusiones pueden dejarse sentir en todas las fases del éxito o fracaso de una obra ingenieril, tanto técnicas como económicas, está también principalmente definido por las funciones e importancia de la obra y la naturaleza del subsuelo. En general, los puntos básicos que la Mecánica de Suelos debe cuidar en un caso dado se refieren a la posibilidad y cálculo de asentamientos y a determinaciones de resistencia de los suelos; a veces, otros aspectos podrán ser determinantes, como la permeabilidad, en el caso de presas, tanto en el suelo de cimentación como, en su caso, en el corazón de la propia cortina.

Para fines de cimentación, en donde asentamientos y resistencia son los factores determinantes, el área de apoyo de las estructuras, concretamente el ancho, según tendrá ocasión de discutirse, es de importancia vital, pues el efecto de las presiones superficiales aplicadas al suelo es netamente dependiente de ese concepto. En estos casos ha sido frecuente la recomendación práctica de explorar una profundidad comprendida entre 1.5B y 3B, siendo B el ancho de la estructura por cimentar. Sin embargo, este criterio no es suficientemente riguroso y es preferible considerar las presiones transmitidas al subsuelo por las cargas superficiales como norma, decidiendo que el sondeo debe llevarse a una profundidad tal que los esfuerzos transmitidos desde la superficie ya no produzcan efectos de importancia; en la práctica esto suele lograrse cuando las presiones transmitidas llegan a ser del orden de 5-10 % de las aplicadas.

En otras ocasiones la profundidad de los sondeos se fijará con criterios muy diferentes. Un caso típico se tiene cuando los sondeos revelan la presencia de suelos muy blandos que obliguen a pensar en la conveniencia de cimentaciones piloteadas, apoyadas en estratos resistentes; en tales casos se hará necesario seguir la exploración hasta encontrar tales estratos, si existen a profundidades económicas e inclusive rebasarlos, para verificar que su espesor sea adecuado y, en caso en que bajo ellos, sigan otros estratos blandos, aún será preciso investigar las características de éstos, para poder estimar los asentamientos y capacidad de carga con que se diseñen esas pilas.


49

Generalmente es suficiente detener la exploración al llegar a la roca basal, si ésta aparece en la profundidad estudiada; sin embargo, en casos especiales se hará necesario continuar el sondeo dentro de la roca por métodos rotatorios; por ejemplo, en cimentaciones de presas sería necesario verificar que la roca no presente condiciones peligrosas desde el punto de vista de infiltraciones de agua.

3.4 LOCALIZACIÓN DE LOS SONDEOS EN EL PROYECTO

A continuación, se muestra en la imagen D-12 la localización de los sondeos realizados a lo largo de la Avenida Mario Colín.

Para el análisis geotécnico de las pilas, se empleará el sondeo que esté más cercano a cada apoyo.

Figura D-12, Ubicación de los sondeos empleados para el diseño.


50

En la siguiente tabla se menciona el sondeo usado para cada apoyo:

1, 2, 3, 4 15 5

6, 7, 8, 9 410, 11, 12, 13 8

APOYOSSONDEO MÁS

CERCANO

Tabla D-4, Sondeos empleado para cada apoyo.

A continuación se muestran los diagramas de cada sondeo mencionado anteriormente como resultado de la exploración por penetración estándar así como su perfil estratigráfico con las características obtenidas en el laboratorio los cuales tienen la siguiente simbología:

ARCILLA

ARENA

LIMO

GRAVA

CARPETAASFÁLTICA

RELLENO

P.E.

R

SH

MÁS DE 50 GOLPES

SHELBY

ROTARA

PENETRACIÓN ESTÁNDAR


51

3.5 PERFILES

Carpeta asfáltica

Arcilla arenosa café oscuro deconsistencia entre media y dura

N= 13C= 8.57 Ton/m2�= 1.96 Ton/m3

C L A S I F I C A C I Ó N

ESTRATIG

RAFÍ

A

PRO

FUN

DID

AD CONTENIDO NATURAL DE AGUA

LÍMITE LÍQUIDO

LÍMITE PLÁSTICO

No DE GOLPES PARAPENETRAR 30 CM.

Arcilla de consistencia entre mediay dura

N= 20C= 13.33 Ton/m2�= 1.88 Ton/m3

Arcilla arenosa de consistencia entreblanda y media

N= 8C= 5.0 Ton/m2�= 1.77 Ton/m3

Arena de consistencia entre dura ymuy dura

N= 38�= 35°�= 2.1 Ton/m3

Limo arenoso de consistencia entreduro y muy duro

N= 48�= 36°�= 2.3 Ton/m3

5.40

0.40

2.20

3.20

3.50

4.90

Sondeo 1

3.30

2.50


52

ESTRATIG

RAFÍ

A

PRO

FUN

DID


LÍMITE LÍQUIDO

LÍMITE PLÁSTICO

No DE GOLPES PARAPENETRAR 30 CM.C L A S I F I C A C I Ó N

Sondeo 4

Carpeta asfáltica

Material de relleno

N= 10�= 1.73 Ton/m3

0.40

2.80

3.60

1.20

2.40

1.40

1.60

1.40

9.80

Arena limosa de compacidad entremuy suelta y suelta

N= 13�= 30°�= 1.79 Ton/m3

Arena limosa de compacidad entresuelta y media

N= 24�= 32°�= 2.01 Ton/m3

Arcilla de compacidad muy firmey dura C=20 Ton/m2N= 34 �= 1.67 Ton/m3

Arcilla de compacidad entre media yfirme C=9.29 Ton/m2N= 14 �= 2.00 Ton/m3

Arena limosa de compacidad sueltay muy suelta �=27°N= 3 �= 1.43 Ton/m3

Arcilla de compacidad duraN= 34 C=20.0 Ton/m2�= 1.67 Ton/m3

Limo arenoso de compacidad entreduro y muy duro

N= 43�= 35°�= 2.22 Ton/m3

0.70

2.50


53


ESTRATIG

RAFÍ

A

PRO

FUN

DID


LÍMITE LÍQUIDO

LÍMITE PLÁSTICO


Sondeo 5

0.40

2.80

5.40

1.60

1.20

1.20

1.40

6.20

Material de relleno

N= 10�= 1.78 Ton/m3

Arcilla limosa de compacidad entremedia y firme

N= 17C= 11.33 Ton/m2�= 1.77 Ton/m3

Arena limosa de compacidad entrebaja y mediaN= 30 �= 33°�= 1.84 Ton/m3

Carpeta asfáltica

Arena limosa de compacidad entrebaja y media C=3.13 Ton/m2N= 5 �= 1.16 Ton/m3

Arena limosa de compacidad entrebaja y media �=29°N= 10 �= 1.73 Ton/m3

Arcilla limosa de compacidad entrebaja y media C=10.0 Ton/m2N= 15 �= 2.03 Ton/m3

Limo arenoso de compacidad entreduro y muy duroN= 43�= 35°�= 2.22 Ton/m3

0.70

2.50


54


ESTRATIG

RAFÍ

A

PRO

FUN

DID


LÍMITE LÍQUIDO

LÍMITE PLÁSTICO


Sondeo 8

1.40

2.20

4.20

7.20

2.40

1.40

1.00

8.20

Arcilla limosa de compacidad entrefirme y muy firme

N= 18C= 12.0 Ton/m2�= 1.80 Ton/m3

Limo arenoso de compacidad entresuelto y medio

N= 14�= 30°�= 2.00 Ton/m3


N= 28C= 18.67 Ton/m2�= 2.16 Ton/m3

Arena limosa de compacidad entremedia y firme

N= 38�= 35°�= 2.05 Ton/m3

Arcilla de compacidad media y firmeN=12 C=7.86 Ton/m2�= 1.92 Ton/m3

Limo de compacidad medio o duroN= 50 �= 2.00 Ton/m3�=30°

Arena limosa de compacidad entredura y muy dura

N= 48�= 36°�= 2.22 Ton/m3

Material de rellenoN=19�= 1.84 Ton/m3

1.10

2.50


55

CAPÍTULO IV ANÁLISIS E INTERPRETACIÓN DE LOS ENSAYES DE LABORATORIO

OBJETIVO: Los resultados obtenidos de la exploración serán registrados en graficas que contendrán como datos: clasificación del suelo, profundidad de los estratos y las características de suelo obtenidas en el laboratorio de las muestras recuperadas en la exploración.


56

4.1 INTRODUCCIÓN

El estudio de mecánica de suelos, sirve para determinar el conjunto de características que nos permitirán obtener una concepción razonable del comportamiento mecánico del suelo en estudio.

El procedimiento de prueba utilizado en los diferentes ensayos de laboratorio, se apega a la normatividad del Instituto Mexicano del Transporte.

4.2 DESCRIPCIÓN DE LOS ENSAYES DE LABORATORIO

4.2.1 RELACIONES GRAVIMÉTRICAS Y VOLUMÉTRICAS

Todos los suelos se componen de tres fases: sólida, liquida y gaseosa. La fase sólida está constituida por las partículas minerales, la parte liquida representada principalmente por agua, y la gaseosa por aire. Todas las fases ocupan un determinado volumen, y representan un determinado peso con respecto al total de una muestra. Las relaciones entre el peso de las distintas fases constituyentes del suelo y el volumen que estas ocupan, dan lugar a las relaciones gravimétricas y volumétricas.

Es posible determinar estas relaciones en el laboratorio mediante métodos sencillos, ya que son necesarias para la correcta aplicación de las distintas teorías ya que brindan significado y sentido físico a las distintas propiedades mecánicas del suelo.


57

4.2.1.1 PESO VOLUMÉTRICO

El peso volumétrico en estado natural del suelo o peso especifico de la masa de suelo, es la relación entre el peso del mismo del suelo y el volumen que ocupa.

@) = A)B) Donde:

� γm= Peso volumétrico.

� Wm= Masa del suelo.

� Vm= Volumen total de la muestra.

El procedimiento del laboratorio que se utiliza para determinar el peso especifico es mediante el labrado de muestras de suelo, en forma de cuerpos bien definidos, en este caso cilindros como los tubos muestreadores, para la determinación del volumen, midiendo físicamente todas sus dimensiones y pesándolas posteriormente (Figura E-1).

Figura E-1, Labrado y medición de muestras.


58

4.2.1.2 DETERMINACIÓN DE LA HUMEDAD NATURAL

El contenido de agua de un suelo o contenido de humedad es la relación entre el agua contenida en el mismo y el peso de su fase sólida, y se expresa en forma de

porcentaje. Este puede variar entre 0 e � dependiendo de las condiciones de humedad del sitio donde se localice el suelo. La cantidad de agua se obtiene mediante la diferencia de peso entre el suelo en estado natural y el suelo secado en horno. La relación que expresa la humedad de un suelo es la siguiente:

A% = ACA ∗ !�� Donde:

� W%= Contenido de humedad en %.

� Ww= Peso del agua.

� Ws= Peso del suelo seco.

4.2.1.3 PESO ESPECÍFICO RELATIVO DE SÓLIDOS SS

El peso específico relativo, se define como el peso específico del suelo con respecto al peso específico del agua a 4°C, destilada y sujeta a presión atmosférica y está dado por la siguiente fórmula:

* = @@� = ABA�B� Donde:

� Ss= Peso específico relativo de sólidos.

� Ws= Peso de los sólidos.

� Vs= Volumen de los sólidos.

� Wo= Peso del agua.

� Vo= Volumen del agua.


59

Para determinar este parámetro se utiliza un procedimiento donde prácticamente se igualan los volúmenes de agua y el suelo, mediante un matraz de volumen definido, quedando la ecuación expresada en función de los pesos, de la siguiente forma.

* = AA + AEC − AEC Donde:

� Ss= Peso específico relativo de sólidos.

� Ws= Peso de los sólidos.

� Wfw= Peso del matraz + agua.

� Wfsw= Peso del matraz con agua y suelo.

El procedimiento de prueba consiste en llenar un matraz cuyo volumen está bien definido mediante una marca de enrase, con agua destilada (Wfw), posteriormente llenar el mismo matraz con agua y 50 gr. De suelo y agua destilada (Wfsw). A este matraz se le debe absorber el aire atrapado entre las partículas de suelo mediante una bomba de vacío.

La diferencia de peso entre los dos matraces es el peso del agua desplazada por el suelo, siempre y cuando no haya variación en la temperatura del agua, lo que afectaría su densidad. Ver Figura E-2.

Figura E-2, Determinación del peso específico relativo de sólidos Ss.


60

4.2.1.4 RELACIÓN DE VACÍOS

Otra de las relaciones que se calculan es la relación de vacíos, oquedad o índice de poros. Esta se define como la relación que existe entre el volumen de vacíos y el de sólidos del suelo y está dado por la fórmula:

% = BFB Donde:

� e= Relación de vacíos.

� Vv = Volumen de vacíos.

� Vs = Volumen de sólidos.

Ya que

B = A*@ y BF = B) − B

4.2.2 CLASIFICACIÓN

La clasificación de los suelos es el objetivo de la mecánica de suelos. Antiguamente dicha clasificación se hacía en base a criterios puramente descriptivos. Actualmente la clasificación de suelos se basa en las propiedades mecánicas de los suelos.

El sistema que se utiliza para distintos estratos, es el Sistema Unificado de Clasificación de Suelos (SUCS), el cual deriva directamente del sistema de Clasificación de Aeropuertos, propuesto en 1942 por el Dr. Arturo Casagrande. El SUCS, es actualmente el sistema más empleado en el mundo, y funciona dividiendo el suelo en dos grandes grupos. El primero es la fracción “gruesa”, conformada por partículas mayores a la malla #200 (0.07 mm). Y el segundo es la parte “fina”, conformada por partículas menores a la malla #200.

Se considera un suelo grueso, cuando el 50% del peso de una muestra queda retenido en la malla #200. Estos se subdividen en:

� Gravas de símbolo genérico G.

� Arenas, de símbolo genérico S.


61

Las gravas y arenas se separan con la malla #4 (4.76 mm). Se considera como grava a todo el material retenido en dicha malla. El material que pasa la malla #4 y es retenido en la malla #200, es arena.

Los grupos G y S, se subdividen en cuatro grupos más, en función de su gama de tamaños, de la presencia de finos y la plasticidad de los mismos. De esta forma a cada grupo formado se le asigna un símbolo conformado por dos letras mayúsculas.

Cuando el 50% del peso total de la muestra traspasa la malla #200, se dice que el suelo es fino. De la misma forma que los suelos gruesos, los finos se subdividen en tres grupos, en función de su índice plástico (IP). Estos tres grupos son:

� Limos inorgánicos, de símbolo genérico M.

� Arcillas inorgánicas, de símbolo C.

� Arcillas y limos orgánicos de símbolo genérico O.

Al igual que los suelos gruesos, el símbolo consta de dos letras, esta segunda letra es asignada en función de su grado de compresibilidad, definida por el límite líquido (LL), esta segunda letra puede ser H para una alta compresibilidad, o L para baja compresibilidad.

Figura E-3, Carta de plasticidad.

Límite

sup

erior a

prox

imad

o de

los su

elos

pro

bado

s

CL

OLÓMLSF Y SC

CL 50

Línea B

CH

OHÓMH

LL

Ip

Línea

A


62

4.2.2.1 GRANULOMETRÍA

El proceso de clasificación de suelos permite separar la fracción gruesa de la fina. Las características del tamaño de las partículas de un suelo, tiene gran importancia en su comportamiento mecánico, e influyen considerablemente en la compactación adecuada de los suelos. La estabilidad del suelo depende de su cantidad de vacíos, mientras esta sea menor, mejor será el comportamiento del mismo. Para lograr que los vacíos de un suelo sean reducidos al mínimo es necesario que le material tenga una gama de tamaños que permita que los huecos resultantes del acomodo de las partículas mayores, sean ocupados por partículas más pequeñas.

La forma de medir el tamaño de las partículas del suelo grueso es mediante el cribado, el cual consiste en pasar el material a través de una sucesión de mallas de aberturas distintas, y pesar el material retenido en cada malla, expresándolo en forma de porcentaje respecto al total de la muestra.

Se realiza un análisis granulométrico simplificado, el cual nos permite eliminar una serie de mallas, cuyo tamaño es apreciablemente mayor al tamaño máximo del suelo. De esta forma se emplean las mallas número 4, 8, 16, 30, 50, 100 y 200.

El procedimiento de cribado es aplicable solamente a las partículas gruesas del suelo. Debido a esta condición, primeramente separamos las partículas gruesas de las finas a través de un lavado, el cual consiste en mezclar el suelo con agua, permitiendo que las partículas finas queden suspendidas en el líquido y se filtren a través de la malla #200.

El análisis granulométrico para las partículas finas se determinó por medio de la prueba del hidrómetro, el cual se describe más adelante en la Figura E-4.


63

Figura E-4, Lavado de muestras, en la malla #200.

Posteriormente, se sometió a un proceso de secado, el material retenido en la malla, para después pasar al proceso de cribado y pesado. Ver Figura E-5.

Figura E-5, Proceso de cribado y pesado del material, en la prueba de granulometría.


64

Figura E-6, Formato para datos del análisis granulométrico.


65

4.2.2.2 PRUEBA DEL HIDRÓMETRO

La prueba del hidrómetro tiene como propósito determinar el tamaño de las partículas menores a 0.075 mm (malla #200), esta prueba está basada en la ley de Stokes, que dice que la velocidad de sedimentación de las partículas disueltas en un fluido es función de su tamaño. Aplicando esta ley a la Mecánica de Suelos, podemos determinar el diámetro equivalente de una partícula de suelo, en función de la velocidad con la que esta se sedimenta en una suspensión. Dichas velocidades pueden obtenerse midiendo el peso específico relativo de una suspensión de suelo, a una misma profundidad y en distintos tiempos.

Se debe considerar que la teoría supone las partículas de suelo con equidimensionales (esféricas), y por eso obtenemos el diámetro equivalente de la partícula, sin embargo en la mayoría de los suelos finos la forma de las partículas es laminar. El tamaño de la partícula puede variar considerablemente respecto al diámetro obtenido. No obstante, no es raro obtener curvas granulométricas iguales para materiales completamente distintos. Por lo tanto la plasticidad del material es la que realmente identifica a los suelos finos tal como lo indica la clasificación internacional, el tamaño de grano de los limos, está entre 0.02 y 0.002 y las arcillas se encuentran en el rango de 0.002 y 0.0002 mm.

Para la prueba se utiliza una suspensión de agua destilada y glicerina como defloculante, y una concentración de material de 50 gr/l de solución, con esta concentración se evita que las partículas choquen entre sí mientras se precipitan.

Figura E-7, Prueba del hidrómetro.


66

4.2.2.3 PLASTICIDAD

En la mecánica de suelos la plasticidad se puede definir como la propiedad de un material por la cual es capaz de soportar deformaciones rápidas, sin rebote elástico, sin variación volumétrica apreciable y sin desmoronarse o agrietarse.

Atterberg determinó que la plasticidad de las arcillas es una propiedad circunstancial, que depende directamente de la cantidad de agua presente en el suelo. Es decir un mismo suelo puede pasar de un estado sólido con plasticidad nula, hasta un estado líquido donde el suelo se encuentre en forma de suspensión. El comportamiento plástico del suelo se da entre estos dos extremos. Atterberg determino los siguientes estados de consistencia de un suelo de acuerdo al contenido decreciente de agua.

� Estado líquido: Tiene las propiedades y apariencias de una suspensión.

� Estado semilíquido: Tiene las propiedades de un fluido viscoso.

� Estado plástico: El suelo se comporta plásticamente.

� Estado semisólido: Tiene apariencia sólida pero presenta disminuciones de temperatura durante el secado.

� Estado sólido: El volumen del suelo ya no varía durante el secado.

La determinación entre estos estado se hace de forma convencional mediante lo que Atterberg llamó límites de consistencia.

En este caso, nos interesa principalmente el límite líquido, que es el límite entre los estados semilíquido y plástico, y el límite plástico de la frontera entre los estados plástico y semisólido. A estos límites se les conoce como límite de plasticidad y existe la siguiente relación entre ellos.

G� = ,, − ,� Donde:

� Ip = Índice plástico.

� LL = Límite líquido.

� LP= Límite Plástico.


67

DETERMINACIÓN DEL LÍMITE LÍQUIDO

Se hace mediante la copa de Casagrande, para la cual necesitaremos material cribado en la malla No. 40. Esta prueba consiste básicamente en depositar el material y ranurarlo. Una vez ranurado, se golpea la cápsula, dejándola caer desde una altura de 1 cm, hasta que la ranura en el suelo se cierre en una longitud de 1.27 cm. Una vez que el material se haya cerrado se determinara el contenido de humedad de la muestra.

Esta prueba se realiza tres veces, con diferentes humedades, de tal forma que se obtengan valores entre los 6 y los 35 golpes. El objeto de esta prueba es determinar mediante una gráfica el número de golpes, contra contenido de agua (W%), en la gráfica se ajustan los puntos obtenidos a una recta. A partir de esta recta, se busca la ordenada correspondiente a 25 golpes.

Figura E-8, Determinación del límite líquido, mediante la copa de Casagrande.

DETERMINACIÓN DEL LÍMITE PLÁSTICO

Se hace formando “rollitos” de 3 mm de espesor hechos de una pasta de suelo. Estos se hacen una y otra vez hasta que este al alcanzar los 3 mm se desmorone. En ese momento se dice que llegó a su límite plástico. De igual forma este proceso se realiza tres veces, de tal forma que el valor de límite plástico sea el promedio de estas tres pruebas (Figura E-9).


68

Figura E-9, Determinación del límite plástico.


69

Figura E-10, Formato para datos de los límites de plasticidad.


70

DETERMINACIÓN DEL LÍMITE DE CONTRACCIÓN

Es la frontera entre los estados semisólidos y sólidos, es definido como el contenido de agua con que el suelo deja de disminuir su volumen al seguirse secando. El límite de contracción se obtiene midiendo el peso y el volumen de una muestra de suelo, contenida en un recipiente de volumen definido y está dado por la expresión:

,�% = A! − A − (B! − B�)@CA ∗ !�� Donde:

� LC%= Límite de contracción en %.

� W1 = Peso húmedo de la muestra.

� Ws = Peso seco de la muestra.

� V1 = Volumen inicial de la muestra.

� V2 = Volumen final de la muestra.

� γw= Peso volumétrico del agua.

4.2.3 EXPANSIÓN VOLUMÉTRICA

La expansión volumétrica en los suelos, principalmente las arcillas, tiene lugar cuando la masa de suelo es aliviada de masas preactuantes, cuando exista posibilidad de que adquiera agua y transcurra el tiempo necesario para que este fenómeno se lleve a cabo. La expansibilidad volumétrica de los suelos se ha estimado en base a la deformación unidimensional, mediante la prueba de consolidación estándar, es decir, ante esfuerzos normales. Es importante mencionar que los esfuerzos cortantes actuantes sobre la masa de suelo tienen influencia sobre la expansibilidad de un suelo.

Primeramente se determina la humedad óptima de compactación del material mediante la prueba Próctor estándar. Una vez que se determina la humedad óptima de compactación, se coloca el material en un molde de acero de 3211.8 cm3

de capacidad, con base perforada. Se compacta y se enraza para tomar el volumen del molde.


71

Figura E-11, Llenado y compactado del material en el molde.

Después se coloca una pesa de 6.6 kg sobre el material y se mide el desnivel entre la pesa y la orilla de la extensión del molde (Figura E-12).

Figura E-12, Enrace del material y medición inicial.


72

Por último se sumerge la muestra en agua manteniendo un tirante mínimo de 4 cm por encima del molde (Figura E-13).

Figura E-13, Proceso de saturación de la muestra mediante inmersión en agua.

4.2.4 RESISTENCIA AL ESFUERZO CORTANTE Y CAPACIDAD DE CARGA

4.2.4.1 RESISTENCIA AL ESFUERZO CORTANTE

Un punto importante es la determinación de la resistencia al esfuerzo cortante de los suelos. Es imprescindible contar con este concepto al tratar de aplicar la mecánica de suelos al análisis de estabilidad de obras civiles.

En teoría, la resistencia al esfuerzo cortante en los suelos está dada por el ángulo

de fricción interna � en los materiales 100% granulares y por la cohesión C en los suelos puramente cohesivos (arcillas homogéneas), la cual depende de la humedad del suelo; sin embargo en la mayoría de los suelos la resistencia al esfuerzo cortante está dada por la combinación de ambos parámetros.

Existen principalmente dos métodos experimentales para determinar la resistencia al esfuerzo cortante de los suelos: las pruebas de compresión (triaxial y simple) y de corte directo.

Las pruebas triaxiales permiten controlar y medir las presiones actuantes en tres direcciones. El espécimen es colocado en una cámara hermética y confinado


73

mediante una membrana plástica, las presiones laterales se ejercen mediante líquido a presión que llena la cámara, y la presión axial mediante un vástago metálico que comprime la muestra a velocidad constante. Las pruebas se dividen en tres tipos que tratan de representar los distintos factores circunstanciales que influyen en la resistencia al corte del suelo.

La prueba consolidada-drenada o lenta (L), la prueba consolidada no drenada o consolidada rápida (Rc), y la prueba no consolidada-no drenada o rápida (R) (Figura E-14).

Figura E-14, Prueba triaxial rápida R, no consolidada no drenada.

La prueba de corte directo funciona con un marco móvil y uno fijo. La muestra de suelo se coloca dentro de los marcos y es confinada mediante una placa donde se

aplica una fuerza normal �. La parte móvil se desplaza a una velocidad constante

aplicando una fuerza rasante que induce en el material un esfuerzo cortante � y que provoca la falla del material sobre un plano bien definido (Figura E-15).


74

Figura E-15, Mecanismo para la prueba de corte directo.

Se realizan distintas pruebas con distintas cargas normales. La línea de falla del

material se define por la gráfica normal �- � de las diferentes pruebas.

Nota: Los resultados del análisis de las pruebas de laboratorio se encuentran en el capítulo 3 en el subtema 3.5, Perfiles.


75

CAPÍTULO V ANÁLISIS GEOTÉCNICO DE LA CIMENTACIÓN

OBJETIVO: De manera sencilla y clara se presenta paso a paso el análisis de la cimentación propuesta para el puente Mario Colín radial Toltecas a base a pilas coladas in situ. Se analizó la capacidad de carga en el fuste y en la punta de la pila, así también los asentamientos individuales y por grupo de pilas en cada apoyo del puente.


76

5.1 INTRODUCCIÓN

Para el diseño geotécnico de la cimentación del puente, se realizó una bajada de cargas de la súper estructura a la base del terreno, en ella se consideran: carga viva y carga muerta (cargas puntuales que actúan sobre cada apoyo y cargas uniformemente repartidas entre apoyos etc.).

Para facilitar la comprensión de la forma en que se aplican los criterios de cálculo, solo se desglosa el diseño del apoyo 1. El cálculo del apoyo 2 al 13 se muestra en tablas resumidas al final de este capítulo.

5.2 BAJADA DE CARGAS DE LA ESTRUCTURA

De acuerdo con las cargas consideradas para el análisis en el apoyo 1, se tiene el siguiente resumen:

5.2.1 CARGA VIVA

Respecto a la carga viva, se considera un tránsito vehicular tipo T3-S2-R4 para cada uno de los 2 carriles, cuyas características se muestran a continuación:

Tipo: T3-S2-R4 Peso según tipo: 72.50 Ton. Longitud del vehículo: 23.5 m.

Con estos datos, se analiza la carga actuante en el apoyo 1, considerando el puente como una estructura de tipo A según las Normas Técnicas Complementarias, empleando un factor de carga de 1.5.


77

5.2.2 CARGA UNIFORMEMENTE REPARTIDA

Elemento WTrabes (1.63 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3)*4 15.65Losa (1.85 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3) 4.44Carpeta Asfáltica (0.61 m2 * 1 m * 2.2 Ton/m3) 1.34Parapetos (0.70 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3)*2 3.36Carga Viva (72.5 Ton / 23.5 m)*2 6.17

30.9646.44

PESO POR METRO LINEAL DEL APOYO 1 AL 2

1.5 WCARGA TOTAL (TON/M)

5.2.3 CARGA PUNTUAL

Elemento WCabezal (13.54 m2 * 1.4 m * 2.4 Ton/m3) 45.49

45.4968.24

CARGA PUNTUAL EN APOYO 1

1.5 WCARGA TOTAL (TON)

Nota: Este es únicamente un ejemplo de los elementos que se consideraron en la bajada de cargas para el apoyo 1. Las tablas de los apoyos 2 al 13 se encuentran en la sección de ANEXOS al final de este documento.


78

5.3 RESULTADO DE LA CORRIDA POR COMPUTADORA

De acuerdo con los datos y las longitudes entre apoyos, se analizó la estructura en el programa de computadora RAM Advanse obteniendo las reacciones siguientes:

RAM Advanse

Archivo : Puente Mario Colín-Toltecas Sistema de unidades : Métrico

Resultados del Análisis

Reacciones

Direcciones de fuerzas y momentos positivos

FX FY FZ MX MY MZ1 0 503.6309 0 0 0 02 0 1656.9936 0 -608.0162 0 143.588053 0 1228.2144 0 0 0 04 0 1681.6573 0 581.0289 0 853.13085 0 5087.4157 0 0 0 06 0 1805.2196 0 -4312.517 0 -5171.6727 0 1289.2139 0 0 0 08 0 1247.3598 0 -387.3739 0 -1312.1399 0 1304.1988 0 0 0 0

10 0 1405.3997 0 112.6798 0 388.44211 0 1444.3061 0 0 0 012 0 1588.2225 0 338.98535 0 1163.205413 0 503.5498 0 0 0 0

SUM 0 20745.382 0 -11913.85 0 -5236.407

NudoFuerzas [Ton] Momentos [Ton*M]


79

Con los resultados del análisis se procede a analizar la capacidad de carga de la cimentación.

5.4 ANÁLISIS DE CAPACIDAD DE CARGA

APOYO 1

Datos del apoyo

� Sondeo empleado: 1

� Longitud de la pila: 16.00 m.

� Diámetro de la pila: 1.2 m.

El siguiente esquema muestra una descripción de la estratigrafía del terreno donde se colocará este apoyo. Es importante mencionar que para el cálculo se han omitido los primeros 2.50 metros de la estratigrafía debido a que se retiraron como parte del proyecto, quedando así la estratigrafía siguiente:


80

Se realiza un diagrama de esfuerzos con base en el peso volumétrico y el espesor de cada estrato. Para ello, se multiplica el peso volumétrico del estrato por su espesor y a esto, se le suma el esfuerzo acumulado anterior.

Carpeta asfáltica


N= 13C= 8.57 Ton/m2�= 1.96 Ton/m3

Arcilla de consistencia entre mediay duraN= 20C= 13.33 Ton/m2�= 1.88 Ton/m3

Arcilla arenosa de consistenciaentre blanda y media

N= 8C= 5.0 Ton/m2�= 1.77 Ton/m3


N= 38�= 35°�= 2.1 Ton/m3


N= 48�= 36°�= 2.30 Ton/m3

5.40

0.40

2.20

3.20

3.50

4.90

3.30

2.50

D

ISEÑ

O G

EOTÉ

CNIC

O D

E LA

CIM

ENTA

CIÓ

N D

EL P

UEN

TE M

ARI

O C

OLÍ

N R

AD

IAL

TOLT

ECA

S

81

SO

ND

EO

1

Arc

illa

aren

osa

caf

é osc

uro

de

consi

sten

cia

entr

e m

edia

y d

ura

N=

13

C=

8.5

7Ton/m

2�=

1.9

6Ton/m

3

Arc

illa

de

consi

sten

cia

entr

em

edia

y d

ura

N=

20

C=

13.3

3Ton/m

2�=

1.8

8Ton/m

3

Arc

illa

aren

osa

de

consi

sten

cia

entr

e bla

nda

y m

edia

N=

8C=

5.0

Ton/m

2�=

1.7

7Ton/m

3

Are

na

de

consi

sten

cia

entr

edura

y m

uy

dura

N=

38

�= 3

5°

�= 2

.1Ton/m

3

Lim

o a

renoso

de

consi

sten

cia

entr

e duro

y m

uy

duro

N=

48

�= 3

6°

�= 2

.3Ton/m

3

3.3

0

2.2

0

3.2

0

3.5

0

3.8

0

0

6.4

7 10.6

0 16.2

7

23.6

2

32.3

6

P'z=

0

P'z=

(1.9

6 T

on/m

3)(

3.3

m)

P'z=

6.4

7 T

on/m

2

P'z=

(1.8

8 T

on/m

3)(

2.2

m)+

6.4

7 T

on/m

2P'

z=10.6

0 T

on/m

2

P'z=

(1.7

7 T

on/m

3)(

3.2

m)+

10.6

0 T

on/m

2P'

z=16.2

7 T

on/m

2

P'z

=(2

.1 T

on/m

3)(

3.5

m)+

16.2

7 T

on/m

2P'z

= 2

3.6

2 T

on/m

2

P'z=

(2.3

Ton/m

3)(

3.8

0 m

)+23.6

2 T

on/m

2P'

z=32.3

6 T

on/m

2


82

5.4.1 CÁLCULO DE LA CAPACIDAD DE CARGA POR FUSTE

5.4.1.1 SUELOS COHESIVOS

La fórmula para calcular la capacidad de carga por fuste en suelos cohesivos es:

� = ��

Qs Capacidad de carga por fuste para suelos cohesivos.

�� Para los valores de �, se recomienda usar un valor comprendido entre 0.2 y 0.4 Para fines prácticos se usará el valor promedio de 0.3.

Cus Cohesión en el fuste. Se tomará el valor menor de todos los estratos cohesivos y se limitará a un valor máximo de 10 Ton/m2 (100 kPa.).

As Área lateral del fuste de la pila y se obtiene multiplicando el perímetro de la pila por la suma de los espesores de los estratos cohesivos.

En el siguiente diagrama se muestran las características de los estratos cohesivos:


N= 13C= 8.57 Ton/m2�= 1.96 Ton/m3

Arcilla de consistencia entremedia y duraN= 20C= 13.33 Ton/m2�= 1.88 Ton/m3

Arcilla arenosa de consistenciaentre blanda y media

N= 8C= 5.0 Ton/m2�= 1.77 Ton/m3

3.30

2.20

3.20


83

Diámetro de la pila= 1.2 m. α= 0.3 Cu menor= 5 Ton/m2

As= π*1.2*(3.3+2.2+3.2)= 32.80 m2

HI = J KLI MI = (0.3)(5 PQR/T2)(32.80 T2) = V-. ��

5.4.1.2 SUELOS FRICCIONANTES

A continuación se encuentra el diagrama del cuarto estrato, el cual trabaja por fuste, es friccionante y tiene un N>15 golpes.

Cuando un estrato es friccionante y además posee un número de golpes (N) mayor a 15, es necesario hacer una corrección por dilatancia y presión vertical confinante, usando las siguientes fórmulas.

�′ = �� + . ��

W′ = �382 + 7.5� = �0. ��

N’ Valor de N corregido por dilatancia.

N Número de golpes promedio en el estrato.

Arena de consistencia entredura y muy dura

N= 38�= 35°�= 2.1 Ton/m3

3.50


84

�� = �. �� ′�

KW = 0.77YQZ 202.00 = �.

CN Valor del factor de corrección de Peck.

p’z Valor medio de esfuerzo en el estrato en cuestión en kg/cm2. Se obtiene promediando los valores de las presiones en las fronteras superior e inferior del estrato friccionante.

�" = �′��

W" = 26.5 ∗ 0.77 ≈ ��

N” Valor del factor de corrección de Peck.

N’ Valor de N corregido por dilatancia. (Obtenido anteriormente)

CN Valor del factor de corrección de Peck. (obtenido anteriormente)

OBTENCIÓN DE �� : Se proyecta una línea horizontal partiendo del valor de N" hasta cortar con la curva No. 2. Finalmente se lee el valor de � en el eje horizontal de la tabla que corresponde al de dicha intersección.


N= 38�= 35°�= 2.1 Ton/m3

3.50

16.27

23.62

P'os= (16.27+23.62)/2==19.94 Ton/m2

=2.0 kg/cm2


85

Para un N=20 corresponde un �� de 32°

Para calcular la capacidad de carga por fuste para suelos friccionantes se tiene la siguiente fórmula:

� = � �′ � ��

Qs Capacidad de carga por fuste para suelos friccionantes.

Ks Relación entre los esfuerzos horizontales y verticales efectivos del suelo, en el fuste del pilote. Está dado en función de la longitud total del fuste.

P’os Valor medio de esfuerzo en el estrato en cuestión. Se obtiene promediando los valores de las presiones en las fronteras superior e inferior del estrato friccionante.

Tan Coeficiente de fricción lateral del pilote-suelo.

As Área lateral del fuste de la pila. Se obtiene multiplicando el perímetro de la pila por el espesor del estrato friccionante.

0

10

20

30

40

50

60

70

80

30° 32° 34° 36° 38° 40° 42° 44°28°

1

2



N,

Núm

ero d

e golp

es p

ara

30 c

m d

e pen

etra

ción

(Pru

eba

de

pen

etra

ción e

stán

dar

)

SueltaMuy suelta

Compacidad Relativa


86

Nota: en caso de existir varios estratos friccionantes, se calculará su capacidad de carga por fuste (Qs) de manera individual.

Nota 2: Ks está dado en función de la longitud total de la pila en la que se calcula la capacidad de carga por fuste y no solo del estrato en cuestión.

LONGITUD DEL FUSTE

Ks

L ≤ 8 m 0.78 > L ≤ 12 0.6L > 12 m 0.5

El nuevo diagrama es el siguiente:

� = ] − /°

Lstotal= longitud total del fuste en la que actúa la fricción lateral= 12.2 m Ks= 0.5 δ= φ-3 = 32°-3°= 29° As= π*1.2*3.5 = 13.19 m2 P’os= 19.94 Ton

HI = ^I _′ QIP`R a MI = (0.5)(19.94)(P`R 29°)(13.19T2)= �. -/ ��

La capacidad de carga total por fuste (Qs total) será la suma de Qs en suelos cohesivos y Qs en suelos friccionantes.


N= 20�= 32°�= 2.1 Ton/m3

3.50

16.27

23.62

P'os= (16.27+23.62)/2==19.94 Ton/m2

=2.0 kg/cm2


87

Qs total= 49.20 Ton + 72.93 Ton

Qs total= 122.13 Ton

5.4.2 CÁLCULO DE CAPACIDAD DE CARGA POR PUNTA

En la punta se tiene un estrato friccionante, por lo que se aplica el cálculo correspondiente.

5.4.2.1 SUELO FRICCIONANTE

Debido a que en este estrato friccionante posee un N>15 golpes, se hará la corrección por dilatancia y presión vertical mencionada anteriormente

�′ = �� + . ��

W′ = �482 + 7.5� = /!. �

N’ Valor de N corregido por dilatancia.

N Número de golpes promedio en el estrato.

�� = �. �� ′�

KW = 0.77YQZ 202.79 = �. 00

CN Valor del factor de corrección de Peck.

p’z Valor medio de esfuerzo en el estrato en cuestión en kg/cm2. Se obtiene promediando los valores de las presiones en las fronteras superior e inferior del estrato friccionante.


88

�" = �′��

W" = 31.5 ∗ 0.66 ≈ 20

N” Valor del factor de corrección de Peck.

N’ Valor de N corregido por dilatancia. (Obtenido anteriormente)

CN Valor del factor de corrección de Peck. (obtenido anteriormente)

Del mismo modo, se obtiene �.

Para un N=20 corresponde un �� de 32°

Para la obtención de Nq, se interseca el valor de � con el de la curva de Caquot-Kerisel y se lee el valor horizontal de la tabla.

0

10

20

30

40

50

60

70

80

30° 32° 34° 36° 38° 40° 42° 44°28°

1

2



N,

Núm

ero d

e golp

es p

ara

30 c

m d

e pen

etra

ción

(Pru

eba

de

pen

etra

ción e

stán

dar

)

SueltaMuy suelta

Compacidad Relativa




89

25 30 35 40 45 50

10

100

1000

10000

Prandtl Reissner (1921-1924)

Terzaghi (1943)

De Beer (1945)


Meyerhof (1953) pilotes hincados

Meyerfof (1953) pilotes excavados

Skempton - Yassin - Gibson

** Caquot - Kerisel (1956) **



Fact

ore

s de

capac

idad

de

carg

a. N

'q

Caquot-Kerisel

46


90

Finalmente tenemos:

Diámetro en la punta= 1.2 m. P’o= 32.13 Φpunta= 32° Nq= 46

Mc = de24 = d ∗ 1.22

4 = !. !/ )�

Para obtener la capacidad de carga por punta tenemos la siguiente fórmula:

Hc = _′ Q Wf Mc = (27.99)(46)(1.13T2) = !0g!. - ��

Nota: en diámetros de la punta mayores a 0.5 metros, es necesario hacer una corrección de la capacidad de carga por punta dependiendo del tipo de suelo que se tenga (cohesivo o friccionante).

En este caso podemos ver que en la punta tenemos un limo arenoso entre duro y muy duro. Los limos tienes cualidades cohesivas muy frágiles, el remoldeo debido a una perforación o al hincado de un pilote hace que se pierda esta cohesión. Por esta razón se considera que el material se comporta como un suelo friccionante, de modo que se aplicará la fórmula de corrección por punta para suelos friccionantes, que es la siguiente:

�� = �� + �. ��

hi = �1.2 + 0.52 ∗ 1.2 �3 = �. /0

Se tiene un limo duro en la punta, por tanto podemos considerar que n=3


91

Rb Factor de corrección de carga en la punta por diámetro.

Bb Diámetro de la punta de la pila.

n Índice que depende de la compacidad del material en que está apoyada la punta y va de 1 (para arenas sueltas) 2 (para arenas medianamente compactas) y 3 (arenas compactas).

Multiplicando el factor de corrección Rb por la capacidad de carga por punta, tenemos:

Hcjk`Y = hi ∗ Hc = (0.36)(1681.97 PQR)

Qp total = 605.51 Ton

Para obtener las capacidades de carga de diseño (admisibles), se divide la capacidad de carga por punta entre un factor de seguridad de 3 y la capacidad de carga por fuste entre un factor de seguridad de 2 quedando como se muestra a continuación.

Qp 605.51 Qp adm. 201.84Qs 122.13 Qs adm 61.07

Q Tot 727.64 Q tot adm 262.90

Resumen

5.4.3 RESUMEN DE CAPACIDAD DE CARGAS DE DISEÑO

A continuación se muestra un resumen del cálculo de las capacidades de carga para su fácil comprensión.

Cabe recordar que para las tablas se siguió exactamente el mismo procedimiento mostrado anteriormente.

DIS

EÑO

GEO

TÉCN

ICO

DE

LA C

IMEN

TACI

ÓN

DEL

PU

ENTE

MA

RIO

CO

LÍN

RA

DIA

L TO

LTEC

AS

92

CAPA

CID

AD

ES D

E CA

RGA

16.2

DE

AN

Cuφ

��α

N'

CNN

''

00

10

.03

.30

3.3

01

38

.57

01

.96

0.3

06

.47

00

.00

0.0

00

00

23

.35

.50

2.2

02

01

3.3

30

1.8

80

.30

10

.60

00

.00

0.0

00

00

35

.58

.70

3.2

08

5.0

00

1.7

70

.30

16

.27

00

.00

0.0

00

00

48

.71

2.2

03

.50

38

0.0

03

52

.10

00

.52

3.6

20

26

.50

0.7

72

03

22

9

DE

AN

Cuφ

��N

'CN

N''

51

2.2

01

6.0

03

.80

48

0.0

03

62

.30

03

2.3

63

1.5

00

.66

20

32

04

60

.36

60

5.5

1

60

5.5

1

2 3

DIÁ

MET

RO

1.2

0

CA

PA

CID

AD

DE

CA

RG

A P

OR

FU

STE

EST.

PRO

F. m

ESP.

mPR

OPI

EDA

DES

DEL

EST

RA

TOK

s��

EFE

CTIV

O

P'z

ton/

m2

APO

YO1

, 2

SON

DEO

1LO

NG

DE

PILA

16

.00

CAP.

DE

CAR

GA

ton

0

6.4

73

.23

18

.66

PRES

HID

. to

n/m

2ES

F. T

OTA

L to

n/m

2��

EFE

CT. M

ED.

P'os

ton

/m2

COR

REC

CIÓ

N N

>15

φ'

10

.60

8.5

41

2.4

4

16

.27

13

.44

18

.10

23

.62

19

.94

72

.93

CA

PA

CID

AD

DE

CA

RG

A P

OR

PU

NTA

TOTA

L1

22

.13

EST.

PRO

F. m

ESP.

mPR

OPI

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DEL

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RA

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CTIV

O

P'z

ton/

m2

CAP.

DE

CAR

GA

ton

Rb

CAP.

DE

CAR

GA

ton

32

.36

27

.99

16

81

.97

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TO

TAL

ton/

m2

� E

FECT

. MED

P'

os t

on/m

2

COR

REC

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N N

>15

φ'

Nc

Nq

PRES

HID

. to

n/m

2

TOTA

L

ELEM

ENTO

CAPA

CID

AD

D

E CA

RG

A t

onFs

CAP

DE

CAR

GA

DE

DIS

EÑO

ton

TOTA

L2

62

.90

Fust

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s1

22

.13

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12

01

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93

14.8

14.8

0

DE

AN

Cuφ

��α

N'

CNN

''

00

10

.03

.30

3.3

01

38

.57

01

.96

0.3

06

.47

00

.00

0.0

00

00

23

.35

.50

2.2

02

01

3.3

30

1.8

80

.30

10

.60

00

.00

0.0

00

00

35

.58

.70

3.2

08

5.0

00

1.7

70

.30

16

.27

00

.00

0.0

00

00

48

.71

2.2

03

.50

38

0.0

03

52

.10

00

.52

3.6

20

26

.50

0.7

72

03

22

9

DE

AN

Cuφ

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N''

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01

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03

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03

0.0

63

1.5

00

.67

21

32

04

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.36

56

2.4

7

56

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ton

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ton

30

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ton/

m2

�� E

FECT

. MED

P'

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on/m

2

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CID

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RG

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PU

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19

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.60

8.5

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2.4

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16

.27

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CAP.

DE

CAR

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ton

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6.4

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10

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00

0

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03

42

0.0

00

1.6

70

.30

9.6

60

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00

.00

00

0

45

.57

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2.4

02

40

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32

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10

0.5

14

.48

01

9.5

00

.94

18

31

28

57

.99

.30

1.4

01

49

.29

02

.00

0.3

01

7.2

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0.0

00

.00

00

0

69

.31

0.9

01

.60

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27

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19

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02

4

71

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1.4

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42

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00

1.6

70

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21

.91

00

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00

00

DE

AN

Cuφ

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'CN

N''

81

2.3

02

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43

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52

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18

31

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70

.36

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8

17.7

46

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.18

2 3

TOTA

L2

67

.96

Fust

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s1

11

.13

55

.57

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nta

Qp

63

7.1

82

12

.39

TOTA

L

ELEM

ENTO

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CAR

GA

DE

DIS

EÑO

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CAP.

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CAR

GA

ton

Rb

CAP.

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GA

ton

42

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32

.12

17

69

.94

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m2

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FECT

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os t

on/m

2

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REC

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N N

>15

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Nq

TOTA

L1

11

.13

11

4.4

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CID

AD

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ESP.

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19

.57

18

.43

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.74

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20

.74

14

.71

14

.48

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.07

29

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17

.28

15

.88

14

.71

7.6

64

.43

15

.33

9.6

68

.66

12

.61

CAP.

DE

CAR

GA

ton

0

1.2

10

.61

0.0

0

PRES

HID

. to

n/m

2ES

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n/m

2��

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P'os

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CID

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21

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22.1

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AN

Cuφ

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00

10

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.70

0.7

01

00

.00

01

.73

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1.2

10

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00

.00

00

0

20

.74

.30

3.6

01

30

.00

30

1.7

90

0.5

7.6

60

0.0

00

.00

00

27

34

.35

.50

1.2

03

42

0.0

00

1.6

70

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9.6

60

0.0

00

.00

00

0

45

.57

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2.4

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40

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14

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01

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.94

18

31

28

57

.99

.30

1.4

01

49

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00

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69

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19

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1.6

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21

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58

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11

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L

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14

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7.6

64

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DE

CAR

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0

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10

.01

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4.2

01

40

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31

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4335

2.22

17.5

60

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TOTA

L3

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L

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ENTO

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CID

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.54

34

.54

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.85

28

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68

.29

33

.54

32

.20

12

.45

10

.38

6.1

82

4.9

3

25

.93

18

.16

64

.00

CAP.

DE

CAR

GA

ton

0

1.9

80

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HID

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n/m

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EÑO

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ICO

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LA C

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PU

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98

23.5

5

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��α

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''

00

10

.01

.10

1.1

01

81

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00

1.8

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1.9

80

0.0

00

.00

00

0

21

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01

40

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30

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00

0.5

10

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00

.00

0.0

00

02

7

35

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2.5

07

.20

28

18

.67

02

.16

0.3

02

5.9

30

0.0

00

.00

00

0

41

2.5

14

.90

2.4

03

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50

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30

.85

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6.5

00

.65

17

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28

51

4.9

16

.30

1.4

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27

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03

3.5

40

0.0

00

.00

00

0

61

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17

.30

1.0

05

00

.00

30

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00

0.5

35

.54

03

2.5

00

.59

19

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DE

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Cuφ

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N''

71

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75

8.8

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2 3

TOTA

L3

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Fust

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14

.07

10

7.0

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Pu

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TOTA

L

ELEM

ENTO

CAPA

CID

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CAR

GA

DE

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EÑO

ton

CAP.

DE

CAR

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TOTA

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CA

PA

CID

AD

DE

CA

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A P

OR

PU

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35

.54

34

.54

34

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.39

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.29

33

.54

32

.20

12

.45

10

.38

6.1

82

4.9

3

25

.93

18

.16

64

.00

CAP.

DE

CAR

GA

ton

0

1.9

80

.99

9.7

8

PRES

HID

. to

n/m

2ES

F. T

OTA

L to

n/m

2��

EFE

CT. M

ED.

P'os

ton

/m2

COR

REC

CIÓ

N N

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φ'

DIÁ

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RO

1.2

CA

PA

CID

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DE

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RG

A P

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STE

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PRO

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mPR

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ton/

m2

APO

YO1

3SO

ND

EO8

LON

G D

E PI

LA2

4.0

0


99

RESUMEN FINAL

1, 2 1 16.00 1.2 605.51 122.13 727.64 201.84 61.06 262

3, 4 1 15.00 1.2 562.47 122.13 684.60 187.49 61.06 248

5 5 22.00 1.2 652.76 74.36 727.12 217.59 37.18 254

6 4 21.50 1.2 637.18 111.13 748.31 212.39 55.57 267

7, 8, 9 4 20.00 1.2 587.06 111.13 698.19 195.69 55.57 251

10, 11, 12 8 19.50 1.2 608.45 214.07 822.52 202.82 107.03 309

13 8 24.00 1.2 758.81 214.07 972.88 252.94 107.03 359

DIAMETRO (m)

QP (ton) QAP (ton) QAS (ton)Q TOT ADM

(ton)QS (ton)

Q TOT (ton)

APOYO SONDEO LONGITUD DE LA PILA

(m)

RESUMEN DE CAPACIDAD DE CARGA POR APOYO

5.5 OBTENCIÓN DEL NÚMERO DE PILAS

La siguiente tabla muestra el resumen de las capacidades de carga de cada pila, así como las reacciones actuantes en cada apoyo. Del mismo modo se obtendrá el número de pilas de cada apoyo aplicando la siguiente ecuación:

�� $% �&�� = �%��&�� %� %� ��'�� (�( �$)


100

APOYO REACCIÓN Q TOT ADM NO. DE PILAS

1 503.63 263 1.922 1656.99 263 6.303 1228.21 249 4.944 1681.66 249 6.775 5087.42 255 19.976 1805.22 268 6.747 1289.21 251 5.138 1247.36 251 4.969 1304.20 251 5.1910 1405.40 309 4.5511 1444.31 309 4.6712 1588.22 309 5.1413 503.55 359 1.40

Nota: La cantidad de pilas mostrada en la tabla anterior se redondeará al número entero siguiente a partir de 0.50, del mismo modo, los números impares de pilas se aumentarán en 1 pila por simetría en su distribución.

Ejemplo: en el apoyo 6, se tiene un total de 6.74 pilas, por lo que al ser su decimal mayor a 0.5, se redondea el número de pilas, quedando en 7, pero al ser un número impar, por simetría se aumenta 1, quedando un total de 8 pilas.

Nota: Cabe mencionar que este criterio es el mismo que utilizó la empresa que diseñó la cimentación.

Finalmente, a continuación se muestra un resumen de los apoyos y sus características.


101

APOYO NO. DE PILASLONGITUD

(m)DIÁMETRO

(m)

1 2 16.00 1.22 6 16.00 1.23 6 15.00 1.24 8 15.00 1.25 20 22.00 1.26 8 21.50 1.27 6 20.00 1.28 6 20.00 1.29 6 20.00 1.210 6 19.50 1.211 6 19.50 1.212 6 19.50 1.213 2 24.00 1.2

5.6 CÁLCULO DEL ASENTAMIENTO

A continuación se muestra el proceso del análisis para el asentamiento individual en la pila 1.

5.6.1 ASENTAMIENTO EN LA PUNTA

Para el cálculo del asentamiento en la punta, se aplicará la siguiente ecuación:

*� = �� $)� ��

Sp Asentamiento en la punta de la pila, causado por la carga que se transmite a esta.

Cp Coeficiente empírico de punta. Qpadm Capacidad de carga admisible en la punta (calculado anteriormente).

B Diámetro o base de la pila

qp Capacidad de carga última, unitaria en la punta. En caso de que el suelo sea cohesivo, se calculará como qp=CupuntaNc, y en caso de ser friccionante se calcula como qp=P’oNq.


102

Para el cálculo de Cp, emplearemos la siguiente tabla:

COMPACTO SUELTO COMPACTO SUELTOArena 0.02 0.018 0.09 0.18Limo 0.03 0.05 0.09 0.12

Arcilla 0.02 0.03 0.03 0.06

PILOTES HINCADOS PILAS CON PERFORACIÓNTIPO DE SUELO

Como en la punta de la pila se encuentra un limo compacto y tenemos una pila con perforación previa, se elige 0.09

Cp= 0.09 Qp adm= 201.84 Ton. B pila= 1.2 m qp= P’oNq= 27.99 Ton/m2 * 46 = 1287.54

lc = (0.09)(201.84)(1.2)(1287.54) = �. �!� )

5.6.2 ASENTAMIENTO EN EL FUSTE

Para el cálculo del asentamiento en el área del fuste de la pila se hará uso de la siguiente ecuación:

� = �. -/ + �. !01 ,��&��

Ls= 12.2 m. Qsadm= 61.06 Ton.

KI = 0.93 + 0.16112.21.2 0.09 = �. -g


103

Cs Coeficiente empírico por fricción.

Ls Longitud de de la pila donde únicamente actúa la fricción lateral. B Diámetro o base de la pila.

Cp Coeficiente empírico de punta (calculado anteriormente).

*� = � ��$), ��

lcI = (0.98)(61.06)(12.2)(1287.54) = �. ��V )

Sps Asentamiento provocado por la carga transmitida a lo largo del fuste de la pila.

Cs Coeficiente empírico por fricción. Qsadm Capacidad de carga admisible en el fuste (calculado anteriormente).

Ls Longitud total de de la pila donde actúa la fricción lateral.

qp Capacidad de carga última, unitaria en la punta. En caso de que el suelo sea cohesivo, se calculará como qp=CupuntaNc, y en caso de ser friccionante se calcula como qp=P’oNq.

5.6.3 DEFORMACIÓN ELÁSTICA DE LA PILA

Para calcular la deformación elástica de la pila, primeramente debemos calcular el módulo de elasticidad del material, por lo que se ocupa la siguiente tabla:

MATERIAL Ep (kg/cm2) Acero 204,000

Concreto f’c≤200 kg/cm2 800067′9 Concreto f’c>200 kg/cm2 1400067′9


104

En nuestro caso, tenemos un concreto f’c=300 kg/cm2 por lo que emplearemos la siguiente fórmula:

4� = !V��6E′�

Ep Módulo de elasticidad de la pila dado en Kg/cm2.

f’c Resistencia a la compresión del concreto empleado en las pilas dado en Kg/cm2.

F’c= 300 kg/cm2

mc = 14000√300 = 242487.11 ^Z 9T2o = �V�Vg !. ! �� )�o

*% = (��$) + ��$)),�� 4�

Se Asentamiento dado por la deformación elástica de la pila.

Qpadm Capacidad de carga admisible en la punta (calculado anteriormente).

αs Coeficiente que depende de la distribución lateral a lo largo de la pila recomendado como 0.67.

Qsadm Capacidad de carga admisible en el fuste (calculado anteriormente).

L Longitud total de la pila.

Ap Área en la punta de la pila.

Ep Módulo de elasticidad de la pila dado en Kg/cm2.

αs= 0.67 Ap= 1.13m2

L= Longitud total de la pila= 16.0 m


105

lk = (201.84 + (0.67)(61.06))16.0(1.13)(2424871.1) = �. ��!V )

5.6.4 ASENTAMIENTO INDIVIDUAL TOTAL DE LA PILA

El asentamiento total individual de la pila se obtiene únicamente sumando los tres asentamientos calculados anteriormente.

*(�( = *� + *� + *%

Stot = 0.012m + 0.004 m + 0.0014 m

Stot=0.017 m

5.6.5 ASENTAMIENTO DEL GRUPO DE PILAS

Para el cálculo del asentamiento del grupo de pilas que actúan en cada apoyo del puente, se empleará la siguiente fórmula:

*� = 1�′� *(

Sg Asentamiento del grupo de pilas en el apoyo.

B’ Base menor de la figura (losa de cimentación) en la que están distribuidas las pilas.

B Diámetro o base de la pila.

St Asentamiento individual de la pila (calculado anteriormente).

Nota: Para el primer apoyo y el último del puente, las pilas no están distribuidas en una losa, sino que están acomodadas en una hilera de 2 pilas, por lo que no existe una base mayor ni una base menor, es por ello que el asentamiento del grupo de las pilas es igual al asentamiento individual de la pila.

lZ = ls = �. �! )

DIS

EÑO

GEO

TÉCN

ICO

DE

LA C

IMEN

TACI

ÓN

DEL

PU

ENTE

MA

RIO

CO

LÍN

RA

DIA

L TO

LTEC

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106

5.6.

6 R

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DE

ASE

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pren

sión

.

CP

Qp

ad

m. (

TON

)B

pil

a (m

)P

'o

Nq

qp

Sp (m

)Ls

(m)

Qs

ad

m. (

TON

)C

sSp

s (m

)

10.

0920

1.84

1.2

27.9

946

1287

.54

0.01

212

.20

61.0

60.

980.

004

20.

0920

1.84

1.2

27.9

946

1287

.54

0.01

212

.20

61.0

60.

980.

004

30.

0918

7.49

1.2

26.8

446

1234

.64

0.01

112

.20

61.0

60.

980.

004

40.

0918

7.49

1.2

26.8

446

1234

.64

0.01

112

.20

61.0

60.

980.

004

50.

0921

7.59

1.2

31.7

137

1173

.27

0.01

411

.50

37.1

80.

970.

003

60.

0921

2.39

1.2

32.1

237

1188

.44

0.01

312

.30

55.5

70.

980.

004

70.

0919

5.69

1.2

30.4

637

1127

.02

0.01

312

.30

55.5

70.

980.

004

80.

0919

5.69

1.2

30.4

637

1127

.02

0.01

312

.30

55.5

70.

980.

004

90.

0919

5.69

1.2

30.4

637

1127

.02

0.01

312

.30

55.5

70.

980.

004

100.

0920

2.82

1.2

37.9

837

1405

.26

0.01

117

.30

107.

030.

980.

004

110.

0920

2.82

1.2

37.9

837

1405

.26

0.01

117

.30

107.

030.

980.

004

120.

0920

2.82

1.2

37.9

837

1405

.26

0.01

117

.30

107.

030.

980.

004

130.

0925

2.94

1.2

42.9

837

1590

.26

0.01

217

.30

107.

030.

980.

004

AP

OY

OA

SEN

TAM

IEN

TO E

N E

L FU

STE

ASE

NTA

MIE

NTO

EN

LA

PU

NTA

DIS

EÑO

GEO

TÉCN

ICO

DE

LA C

IMEN

TACI

ÓN

DEL

PU

ENTE

MA

RIO

CO

LÍN

RA

DIA

L TO

LTEC

AS

107

f'c

(kg

/cm

2)

αs

Ap

(m2

)L

(m)

E (T

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/m2

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(m)

Áre

a d

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b

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(m2

)B

´ (m

)B

(m)

Sg (m

)Sg

(cm

)

300

0.67

1.13

16.0

024

2487

1.1

0.00

140.

017

--

-0.

017

1.7

300

0.67

1.13

16.0

024

2487

1.1

0.00

140.

017

40.0

05.

001.

200.

035

3.5

300

0.67

1.13

15.0

024

2487

1.1

0.00

130.

017

40.0

05.

001.

200.

034

3.4

300

0.67

1.13

15.0

024

2487

1.1

0.00

130.

017

96.0

08.

001.

200.

043

4.3

300

0.67

1.13

22.0

024

2487

1.1

0.00

190.

019

125.

505.

001.

200.

038

3.8

300

0.67

1.13

21.5

024

2487

1.1

0.00

200.

019

64.0

08.

001.

200.

049

4.9

300

0.67

1.13

20.0

024

2487

1.1

0.00

170.

019

64.0

05.

001.

200.

038

3.8

300

0.67

1.13

20.0

024

2487

1.1

0.00

170.

019

40.0

05.

001.

200.

038

3.8

300

0.67

1.13

20.0

024

2487

1.1

0.00

170.

019

40.0

05.

001.

200.

038

3.8

300

0.67

1.13

19.5

024

2487

1.1

0.00

200.

017

40.0

05.

001.

200.

035

3.5

300

0.67

1.13

19.5

024

2487

1.1

0.00

200.

017

40.0

05.

001.

200.

035

3.5

300

0.67

1.13

19.5

024

2487

1.1

0.00

200.

017

40.0

05.

001.

200.

035

3.5

300

0.67

1.13

2424

2487

1.1

0.00

280.

019

--

-0.

019

1.9

DEF

OR

MA

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ASE

NTA

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GR

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tam

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la

Pil

a (m

)


108


109

CAPÍTULO VI PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO

OBJETIVO: Es importante tener un proceso constructivo adecuado para evitar el mal funcionamiento de nuestra cimentación. Por ello aquí se describe de manera ordenada los pasos a seguir para la construcción de cada pila. Es de vital importancia tomar en cuenta las recomendaciones señaladas en este capítulo.


110

6.1 INTRODUCCIÓN

Los elementos estructurales que contendrán los empujes de tierra al realizar la excavación del paso vehicular, serán una serie alternada de pilas circulares de 1.20 m de diámetro, colocadas a aproximadamente 1 o 1.2 m de separación a ejes de pilas, de acuerdo a la distribución de los apoyos cada grupo de pilas tendrá su propia longitud de desplante hasta la profundidad de desplante indicada en el proyecto estructural y topográfico.

A continuación, se mencionan las actividades necesarias para la formación de los elementos de contención:

6.2 ESPECIFICACIONES

� El tamaño máximo del agregado será de ¾” y el revenimiento de 18 a 20 cm debiendo mantenerse fluido durante todo el proceso de colocado, lo que puede implicar el uso de un retardante de fraguado.

� El colado de la pila se efectuará mediante el uso de una tubería Tremie, la cual deberá tener un diámetro 8 veces mayor al del agregado grueso máximo (aproximadamente 15.24 cm), con espesores de pared entre 6 y 8 mm, en tramos no mayores de 3 m; y la tubería deberá ser perfectamente lisa por dentro y por fuera acoplada en toda su longitud, a fin de facilitar el flujo continuo y uniforme del colado y así evitar que dicha tubería atore en el armado previamente instalado.

� Una vez instalada la tubería dentro de la perforación y antes de iniciar el colado, se colocará en el fondo de una tolva instalada ex-profeso en el extremo superior de la tubería, un tapón deslizante o diablo (pelota de hule inflada o una esfera de polipropileno), cuya función será evitar a segregación del concreto al iniciarse el colado.

� Al empezar el colado, el extremo inferior de la tubería deberá quedar arriba del fondo de la perforación una distancia no mayor del diámetro de la


111

tubería para que no permita la salida del tapón y del primer volumen del concreto. Durante el colado, el extremo inferior de la tubería se mantendrá embebida dentro del concreto fresco como mínimo 1 m; además, la operación del colado deberá realizarse en forma continua para evitar taponamiento y juntas frías.

� El colado de la pila se efectuará hasta 50 cm por arriba del nivel del proyecto, con el fin de demoler posteriormente esta altura adicional del concreto contaminado, con herramienta neumática, así como para descubrir el acero de refuerzo y ligarlo a elementos estructurales tales como losas de techo, muros intermedios o trabes de rigidez que cubrirán los espacios dejados entre pilas.

� La operación del colado deberá ser realizada en forma continua, manteniendo en todo momento embebida la tubería Tremie como mínimo 1 metro dentro del concreto, llevándose para ello un registro continuo de los niveles reales de concreto alcanzados, especialmente en el momento de acortar la tubería.

� El colado se suspenderá en el momento en que se garantice que la superficie de concreto sano, sin contaminación de suelo o lodo espontáneo, se encuentre al nivel superior de proyecto de la pila.

� Deberán evitarse recesos mayores de 15 minutos en el transcurso del colado con el fin de eliminar las juntas frías.

� El concreto a utilizar, deberá tener un revenimiento máximo de 20 cm y como mínimo 18 cm, y en su elaboración deberán usarse aditivos para retardar el fraguado durante el colado, así como para manejar las características del flujo.


112

� En tanto no se ejecuten maniobras en el interior de la perforación, ésta deberá estar cubierta mediante una tapa metálica.

Figura E-1, Colocación de la tubería Tremie

6.3 TRABAJOS PRELIMINARES

� Primeramente, se trazará en campo el eje y la posición donde irá cada una de las pilas, con la finalidad de verificar que ninguna instalación municipal (agua, luz, PEMEX, drenaje, fibra óptica, etc.) interfiera con la excavación y construcción de cada uno de los elementos, en caso contrario será necesario reubicar las instalaciones según proyecto y especificaciones de cada dependencia previa aprobación de la supervisión.

� Se efectuará el retiro de banquetas, guarniciones, carpeta asfáltica y terracerías en las áreas que ocuparán las pilas de cimentación así como el cabezal, así como la demolición y retiro de construcciones preexistentes en su caso.

� Una vez realizado lo anterior, se procederá a la perforación de las pilas como se indica a continuación:


113

6.4 PERFORACIÓN

Con objeto de facilitar la construcción de las pilas, se deberán seguir las siguientes actividades:

� Deberá marcarse con exactitud la ubicación de los puntos centrales donde se construirán las pilas con precisión de 1 cm.

� Deberá utilizarse un equipo de perforación con la herramienta adecuada para garantizar la verticalidad del barreno, minimizar la alteración del suelo adyacente a la excavación, obtener una perforación limpia y conservar las dimensiones de proyecto en toda la profundidad, evitando la sobre-excavación lateral y vertical del terreno.

� Antes de iniciar la perforación, deberá verificarse la posición de las pilas, dicha posición no variará en más de 1 cm con respecto a la de proyecto.

� Durante la realización de los trabajos se llevará un registro de la localización de las pilas, las dimensiones de las perforaciones, las fechas de perforación y de colado, la profundidad y espesores de los estratos y las características de los materiales de apoyo.

� El equipo deberá tener la capacidad suficiente para realizar la perforación de un barreno cilíndrico vertical en el subsuelo cuyo diámetro sea de 1.20 cm, hasta la profundidad de desplante indicada en el proyecto estructural y topográfico.

� Para la construcción de pilas se deberán realizar perforaciones en seco (la perforación en seco se realizará en donde no se presente el nivel de aguas freáticas).


114

Figura E-2, Perforación

6.5 ARMADO

� Se dispondrá de un área especial para habilitar y armar la jaula de acero de refuerzo, de acuerdo con las especificaciones estructurales del proyecto, en caso de usarse lodos estabilizadores en la perforación también se incluirá un área especial para su fabricación.

� El recubrimiento del armado se garantizará mediante la colocación de separadores de concreto con forma de roles (donas) cuyos ejes deberán ser los estribos o zunchos de armado.

Figura E-3, Armado.


115

6.6 COLADO

� En al menos los primeros 3 m o hasta interceptar totalmente el espesor de relleno artificial, el diámetro de la perforación será mayor con objeto de colocar un ademe metálico (brocal) que garantice la estabilidad en la parte superficial, la calidad de la pila por construir, así como la barrenación en el diámetro indicado.

� En los estratos estables que permitan perforar en seco, se colocará solamente el brocal antes citado. Cuando existan suelos granulares no cohesivos (inestables) que produzcan caídos, se procederá a profundizar el ademe hasta cubrir totalmente dichos estratos inestables para continuar con la perforación en seco.

� El ademe será retirado hasta que el concreto haya sido colocado en el barreno.

� La verificación de las condiciones de desplante se realizará a través de una plomada de concreto; así como también se deberá verificar la profundidad de perforación y limpieza del fondo (libre de azolves).

� Terminada la perforación, y efectuada la limpieza del fondo de la misma, se procederá a la colocación del armado y posteriormente al colado de la pila.


116

Figura E-4, Colado con tubería Tremie.

6.7 INSPECCIÓN Y VERIFICACIÓN

La finalidad de la inspección y verificación será garantizar que los trabajos se construyan conforme a las presentes especificaciones, para esto será necesario contratar personal con amplia experiencia e interpretación para este tipo de trabajos, dentro del personal se deberá contar con la presencia de un Ingeniero Geotecnista que supervisará los trabajos constantemente y evaluará de manera continua las condiciones reales del subsuelo.

La inspección y verificación de pilas deberá incluir los siguientes aspectos:

� Corroboración de la localización. � Inspección directa de la perforación. � Protección del agujero y de las construcciones vecinas y públicas. � Verificación de la verticalidad del barreno y de las dimensiones del fuste � Confirmación de la profundidad de desplante. � Verificación de la calidad de los materiales usados para el concreto y

acero de refuerzo. � Verificación de que los procedimientos de colocación del concreto sean

adecuados.

La supervisión deberá entregar un informe diario firmado a la dependencia y al proyectista conteniendo la siguiente información:


117

� Localización precisa y dimensiones de los barrenos perforados. � Elevaciones precisas del brocal y del fondo. � Registro de mediciones de la vertical. � Método para la perforación. � Descripción de los materiales del subsuelo. � Descripción del ademe temporal o permanente colocado. � Métodos utilizados para la limpieza de la perforación. � Control de calidad del acero de refuerzo a emplear. � Método de colocación del concreto, registro de carga de altura del concreto

durante la extracción del ademe. � Condición del concreto entregado en obra incluyendo el control del

revenimiento, peso volumétrico, aire incluido, ensayes en cilindros en compresión y otras pruebas.

� Registro de desviación respecto a la vertical y decisiones tomadas al respecto.

6.7.1 NOTAS

� La perforación no deberá quedar abierta por más de 12 horas por lo que cuando se trate de un fin de semana o día festivo, se podrá iniciar dicha perforación, siempre y cuando se tenga previsto el personal y el material necesario para efectuar el colado de la pila.

� Antes de terminar la perforación se deberá tener listo, para colocarse, el armado de la pila.

� Al inicio, reinicio y durante la ejecución de cada perforación deberá

verificarse que el barretón o Kelly este perfectamente vertical, revisándolo en dos direcciones ortogonales entre sí, con especial atención al momento de haber pasado algún obstáculo que pudiera desviar la perforación.

� Las presentes especificaciones se complementan con los planos

relacionados con el proyecto.


118

Estas especificaciones se complementan con los planos de proyecto geométrico, topográficos, estructurales, arquitectónicos y todos aquellos documentos que tengan relación con el proyecto, así como con las Normas Generales de Construcción del DDF y Normas de Construcción e Instalaciones de la SCT.


119

CAPÍTULO VII CONCLUSIONES

OBJETIVO: Después del proceso de cálculo, se llega a una conclusión final y se describen las experiencias recopiladas a lo largo del trabajo. Se dan recomendaciones importantes de todo aquel procedimiento que sea de relevancia.


120

7.1 CONCLUSIONES

La ingeniería de cimentaciones se encuentra presente en la mayoría de los proyectos de ingeniería civil y nos aporta los conocimientos para desarrollar las teorías que nos ayudaran a entender mejor el comportamiento del suelo. Si bien es una ciencia en la cual hay mucho por investigar todavía comparándola con otras ramas de la ingeniería, nos ha dado técnicas suficientes como para poder cimentar caprichosas obras de ingeniería resultado de la siempre creativa imaginación de los diseñadores.

La cimentaciones son una parte fundamental en el conjunto estructural pues es la que nos dará estabilidad al proyecto y el equilibrio en el conjunto suelo-estructura, pero en ocasiones, la importancia que se le da a esta parte del diseño es subestimada por considerarse hasta cierto punto como prescindible, aunque sin duda, también hay quién sabe que una obra sin una buena cimentación, es como un diamante muy valioso en una caja fuerte barata.

Es por ello que en este trabajo se dio la mayor importancia a la parte del cálculo pues se considera que un puente vehicular es de las estructuras más delicadas que pueden existir y cualquier movimiento en la base dado por asentamientos excesivos afectaría enormemente al resto de la estructura.

Viendo la importancia que tiene la cimentación para una estructura, se concluyó que el análisis geotécnico nos permite corroborar que las características supuestas para nuestra cimentación son las adecuadas para sustentar la estructura y nos permite asegurar un desempeño aceptable en base a un factor de seguridad.

Así mismo, se concluye que factores de reducción que se emplean a lo largo del cálculo, nos proporciona seguridad adicional a la que nos da el factor de reducción para el cálculo de la capacidad de carga de diseño y con ello aseguramos que los asentamientos serán sin duda menores a los admisibles por la estructura.


121

7.2 RECOMENDACIONES

El desplante de la cimentación se hará a la profundidad señalada en el estudio de mecánica de suelos. Sin embargo, deberá tenerse en cuenta cualquier discrepancia entre las características del suelo encontradas a esta profundidad y las consideradas en el proyecto, para que, de ser necesario, se hagan los ajustes correspondientes. Se tomarán todas las medidas necesarias para evitar que en la superficie de apoyo de la cimentación se presente alteración del suelo durante la construcción por saturación o remoldeo. Las superficies de desplante estarán libres de cuerpos extraños o sueltos.

Así mismo, se deberá verificar que no haya elementos que se puedan dañar durante la perforación como ductos de gas natural, tuberías de agua potable o drenaje, circuitos de fibra óptica y / o de datos, cables subterráneos de semáforos, etcétera, con el fin de asegurar la integridad de los elementos actuales en el lugar.

Se aplicarán procedimientos de construcción que garanticen el recubrimiento requerido para proteger el acero de refuerzo. Se tomarán las medidas necesarias para evitar que el propio suelo o cualquier líquido o gas contenido en él puedan atacar el concreto o el acero. Asimismo, durante el colado se evitará que el concreto se mezcle o contamine con partículas de suelo o con agua del ambiente, que puedan afectar sus características de resistencia o durabilidad. Así mismo se deberán hacer las pruebas de revenimiento necesarias en el sitio a fin de corroborar que las características del concreto sean las indicadas en el proyecto y no se deberá vaciar en la perforación sino hasta después de haberlas realizado.

La colocación de las pilas se ajustará al proyecto correspondiente, verificando que la profundidad de desplante, el número y el espaciamiento de estos elementos correspondan a lo señalado en los planos estructurales. Los procedimientos para la instalación de la cimentación deberán garantizar la integridad de estos elementos y que no se ocasione daños a las estructuras e instalaciones vecinas por vibraciones o desplazamiento vertical y horizontal del suelo.


122


123

ANEXOS

BAJADA DE CARGAS DE LA ESTRUCTURA

CARGA VIVA

Se consideró una carga móvil de diseño tipo T3-S2-R4 para cada carril de circulación con las siguientes características.

Tipo: T3-S2-R4 Peso según tipo: 72.50 Ton. Longitud: 23.5 m.

CARGA UNIFORMEMENTE REPARTIDA


30.9646.44




30.9646.44




124


32.5048.74



Elemento WTrabe 1 (1.73 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3)*2 8.30Trabe 2 (0.63 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3)*5 7.56Losa (3.73 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3) 8.95Carpeta Asfáltica (1.06 m2 * 1 m * 2.2 Ton/m3) 2.33Parapetos (0.70 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3)*2 3.36Carga Viva (72.5 Ton / 23.5 m)*4 12.34

42.8564.27



Elemento WTrabe (1.60 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3)*4 15.36Losa (2.65 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3) 6.36Carpeta Asfáltica (0.61 m2 * 1 m * 2.2 Ton/m3) 1.34Parapetos (0.70 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3)*2 3.36Carga Viva (72.5 Ton / 23.5 m)*2 6.16

32.5848.87




32.6348.95




125


31.7447.61




30.9546.42




30.9546.42




30.9546.42




126


30.9546.42




30.9546.42



LONGITUDES ENTRE APOYOS

APOYOS DISTANCIA (m) DE A

A1 A2 25.00 A2 A3 25.00 A3 A4 17.60 A4 A5 26.57 A5 A6 38.00 A6 A7 15.00 A7 A8 21.00 A8 A9 14.78 A9 A10 21.68

A10 A11 25.00 A11 A12 25.00 A12 A13 25.00


127

CARGA PUNTUAL


45.4968.24



Elemento WCabezal (11.42 m2 * 1.7 m * 2.4 Ton/m3) 46.59Columna Oval (3.03 m2 * 1.85 m * 2.4 Ton/m3) 13.45Losa de Cimentación (5 m * 8 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 115.20Contratrabe en Losa (1 m * 8 m * 0.6 m * 2.4 Ton/m3) 11.52

186.77280.15



Elemento WCabezal (11.42 m2 * 1.7 m * 2.4 Ton/m3) 46.59Columna Oval (3.36 m2 * 2.65 m * 2.4 Ton/m3) 21.37Losa de Cimentación (5 m * 8 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 115.20Contratrabe en Losa (1 m * 8 m * 0.6 m * 2.4 Ton/m3) 11.52

194.68292.02



Elemento WCabezal (16.4 m2 * 1.7 m * 2.4 Ton/m3) 66.91Columna Circular (1.54 m2 * 4.16 m * 2.4 Ton/m3)*2 30.75Losa de Cimentación (8 m * 12 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 276.48Contratrabe en Losa ((1 m*12 m*0.6 m)+(1 m*7 m*0.6 m))* 2.4 Ton/m3 27.36

401.50602.25



Elemento WCabezal (24.62 m2 * 1.7 m * 2.4 Ton/m3)*2 200.90Columna Circular (2.11 m2 * 5.35 m * 2.4 Ton/m3)*6 162.55Losa de Cimentación (5 m * 25.1 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3)*2 722.88Contratrabe en Losa (1 m * 25.1 m * 0.6 m *2.4 Ton/m3)*2 72.288

1158.621737.93




128

Elemento WCabezal (11.5 m2 * 1.7 m * 2.4 Ton/m3) 46.92Columna Circular (3.36 m2 * 4.96 m * 2.4 Ton/m3) 40.00Losa de Cimentación (8.0 m * 8.0 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 184.32Contratrabe en Losa ((1m*8m*0.6m)+(1m*7m*0.6m))*2.4 Ton/m3 21.6

292.84439.26



Elemento WCabezal (11.5 m2 * 1.7 m * 2.4 Ton/m3) 46.92Columna Oval (3.36 m2 * 1.64 m * 2.4 Ton/m3) 13.22Losa de Cimentación (8.0 m * 8.0 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 184.32Contratrabe en Losa ((1m*8m*0.6m)+(1m*7m*0.6m))*2.4 Ton/m3 21.6

266.06399.10



Elemento WCabezal (24.72 m2 * 1.8 m * 2.4 Ton/m3) 106.79Columna Oval (2.09 m2 * 4.60 m * 2.4 Ton/m3)*2 46.15Columna Circular (1.13 m2 * 4.60 m * 2.4 Ton/m3) 12.48Losa de Cimentación (5.0 m * 8.0 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 115.20Contratrabe en Losa (1 m * 8 m * 0.6 m * 2.4 Ton/m3) 11.52

292.13438.20



Elemento WCabezal (24.72 m2 * 1.8 m * 2.4 Ton/m3) 106.79Columna Oval (2.09 m2 * 4.0 m * 2.4 Ton/m3)*2 40.13Columna Circular (1.13 m2 * 4.0 m * 2.4 Ton/m3) 10.85Losa de Cimentación (5.0 m * 8.0 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 115.20Contratrabe en Losa (1 m * 8 m * 0.6 m * 2.4 Ton/m3) 11.52

284.49426.73




129

Elemento WCabezal (11.16 m2 * 1.7 m * 2.4 Ton/m3) 45.53Columna Oval (3.36 m2 * 3.00 m * 2.4 Ton/m3) 24.19Losa de Cimentación (5.0 m * 8.0 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 115.20Contratrabe en Losa (1 m * 8 m * 0.6 m * 2.4 Ton/m3) 11.52

196.44294.67



Elemento WCabezal (11.16 m2 * 1.7 m * 2.4 Ton/m3) 45.53Columna Oval (3.36 m2 * 2.1 m * 2.4 Ton/m3)*2 16.93Losa de Cimentación (5.0 m * 8.0 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 115.20Contratrabe en Losa (1 m * 8 m * 0.6 m * 2.4 Ton/m3) 11.52

189.19283.78



Elemento WCabezal (13.33 m2 * 1.7 m * 2.4 Ton/m3) 54.39Columna Oval (3.03 m2 * 1 m * 2.4 Ton/m3) 7.27Losa de Cimentación (5.0 m * 8.0 m * 1.2 m * 2.4 Ton/m3) 115.20Contratrabe en Losa (1 m * 8 m * 0.6 m * 2.4 Ton/m3) 11.52

188.38282.57




45.4968.24




130

RESUMEN DE CARGAS

A continuación se muestra un resumen de las cargas actuantes en la estructura.

DE A 1.5 W (TON)1 2 46.442 3 46.443 4 48.744 5 64.275 6 48.876 7 48.957 8 47.618 9 46.429 10 46.42

10 11 46.4211 12 46.4212 13 46.42

UNIFORMEMENTE REPARTIDA

APOYO 1.5 W (TON)1 68.242 280.153 292.024 602.255 1737.936 439.267 399.18 438.29 426.7310 294.6711 283.7812 282.5713 68.24

PUNTUAL


131

ESTRATIGRAFÍA POR APOYO

APOYO 1 y 2

3.30


N= 13C= 8.57 Ton/m2�= 1.96 Ton/m3


N= 20C= 13.33 Ton/m2�= 1.88 Ton/m3


N= 8C= 5.0 Ton/m2�= 1.77 Ton/m3


N= 38�= 35°�= 2.1 Ton/m3


N= 48�= 36°�= 2.3 Ton/m3

2.20

3.20

3.50

3.80

Sondeo 1


132

APOYO 3 y 4


N= 13C= 8.57 Ton/m2�= 1.96 Ton/m3


N= 20C= 13.33 Ton/m2�= 1.88 Ton/m3


N= 8C= 5.0 Ton/m2�= 1.77 Ton/m3


N= 38�= 35°�= 2.1 Ton/m3


N= 48�= 36°�= 2.3 Ton/m3

2.20

3.20

3.50

2.80

Sondeo 1

3.30


133

APOYO 5

Sondeo 5

0.70

5.40

1.60

1.20

1.20

1.40

10.50

Material de relleno N= 10�= 1.78 Ton/m3

Arcilla limosa de compacidad entremedia y firme

N= 17C= 11.33 Ton/m2�= 1.77 Ton/m3

Arena limosa de compacidad entrebaja y mediaN= 30 �= 33°�= 1.84 Ton/m3

Arena limosa de compacidad entrebaja y media C=3.13 Ton/m2N= 5 �= 1.16 Ton/m3

Arena limosa de compacidad entrebaja y media �=29°N= 10 �= 1.73 Ton/m3

Arcilla limosa de compacidad entrebaja y media C=10.0 Ton/m2N= 15 �= 2.03 Ton/m3

Limo arenoso de compacidad entreduro y muy duroN= 43�= 35°�= 2.22 Ton/m3


134

APOYO 6

Sondeo 4


0.70

3.60

1.20

2.40

1.40

1.60

1.40

9.20


N= 13�= 30°�= 1.79 Ton/m3


N= 24�= 32°�= 2.01 Ton/m3






N= 43�= 35°�= 2.22 Ton/m3


135

APOYO 7, 8 y 9

Sondeo 4


0.70

3.60

1.20

2.40

1.40

1.60

1.40

7.70


N= 13�= 30°�= 1.79 Ton/m3


N= 24�= 32°�= 2.01 Ton/m3






N= 43�= 35°�= 2.22 Ton/m3


136

APOYO 10, 11 y 12

Sondeo 8

1.10

4.20

7.20

2.40

1.40

1.00

2.20

Arcilla limosa de compacidad entrefirme y muy firme �= 1.80 Ton/m3N= 18 C= 12.0 Ton/m2


N= 14�= 30°�= 2.00 Ton/m3


N= 28C= 18.67 Ton/m2�= 2.16 Ton/m3


N= 38�= 35°�= 2.05 Ton/m3



Arena limosa de compacidad entredura y muy duraN= 48�= 36°�= 2.22 Ton/m3


137

APOYO 13

Sondeo 8

1.10

4.20

7.20

2.40

1.40

1.00

6.70

Arcilla limosa de compacidad entrefirme y muy firme �= 1.80 Ton/m3N= 18 C= 12.0 Ton/m2


N= 14�= 30°�= 2.00 Ton/m3


N= 28C= 18.67 Ton/m2�= 2.16 Ton/m3


N= 38�= 35°�= 2.05 Ton/m3



Arena limosa de compacidad entredura y muy dura

N= 48�= 36°�= 2.22 Ton/m3

DIS

EÑO

GEO

TÉCN

ICO

DE

LA C

IMEN

TACI

ÓN

DEL

PU

ENTE

MA

RIO

CO

LÍN

RA

DIA

L TO

LTEC

AS

138

DIS

EÑO

GEO

TÉCN

ICO

DE

LA C

IMEN

TACI

ÓN

DEL

PU

ENTE

MA

RIO

CO

LÍN

RA

DIA

L TO

LTEC

AS

139

SECC

ION

ES T

IPO

DE

LOS

CABE

ZALE

S


140


141

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

SOCIEDAD MEXICANA DE MECÁNICA DE SUELOS A. C. Manual de Cimentaciones Profundas México, 2001, 376 pp. ARNAL, S. L., y BENTACOURT, S. M. Reglamento de Construcción para el Distrito Federal 4ta. edición México Trillas, 2001 BRAJA, M. D. Principios de Ingeniería de Cimentaciones 4ta. Edición Ed. Thomson Learning 2001, 862 pp. NORMAS TÉCNICAS COMPLEMENTARIAS PARA EL DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN DE CIMENTACIONES Ed. D.D.F., 2005. JUÁREZ, B. E., y RICO, R. A. Mecánica de Suelos. Fundamentos de la Mecánica de Suelos. Tomo I, segunda edición México Grupo Noriega Editores, Limusa 1992, 642 pp.


142

JUÁREZ, B. E., y RICO, R. A. Mecánica de Suelos. Teoría y aplicación de la Mecánica de Suelos. Tomo II, segunda edición México Grupo Noriega Editores, Limusa 1992, 704 pp.

JUÁREZ, B. E., y RICO, R. A.

Mecánica de Suelos. Flujo de Agua en Suelos. Tomo III México Grupo Noriega Editores, Limusa 2003, 414 pp. BOWLES, J. Foundation Analysis and Desing 5th edition E. U. International Edition Mc. Graw-Hill 1996, 1175 pp.

agradecimientos de juan · 3.2.2 mÉtodos de sondeo definitivo 38 3.2.3 mÉtodos geofÍsicos 43 3.3...

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