INSTITUTO POLITÉCNICO NACIONAL Escuela Superior de Ingeniería y Arquitectura Unidad Zacatenco DISEÑO GEOTÉCNICO DE UNA CIMENTACIÓN MIXTA A BASE DE UN CAJÓN CON SUSTITUCIÓN PARCIAL Y PILOTES DE FRICCIÓN, PARA UN EDIFICIO DE DIEZ NIVELES Y DOS SÓTANOS, EN LA ZONA LACUSTRE DE LA CIUDAD DE MÉXICO TESIS PARA OBTENER EL TÍTULO DE INGENIERO CIVIL PRESENTAN: Hugo Meneses Celestino Marcos Pérez Hernández ASESOR DE TESIS: Ing. Felipe Sánchez Ocampo México D.F., Julio de 2015 ÍNDICE ÍNDICE INTRODUCCIÓN ANTECEDENTES Página …………I …….…III CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA I.1 Métodos de Exploración I.1.1 Conceptos Generales I.1.2 Pozo a Cielo Abierto I.1.3 Sondeo de Penetración Estándar I.1.4 Sondeo con Cono Eléctrico I.1.5 Sondeo Mixto I.1.6 Sondeo Selectivo I.2 Técnicas y Equipo de Perforación I.2.1 Conceptos Generales I.2.2 Técnicas de Perforación I.2.3 Máquinas de Perforación I.2.4 Bombas de Presión I.2.5 Barras y Ademes I.2.6 Brocas de Perforación I.3 Muestreo de Suelos y Rocas I.3.1 Conceptos Generales I.3.2 Muestreo con Pozo a Cielo Abierto I.3.3 Muestreo con Herramientas Manuales I.3.4 Muestreo con Penetrómetro Estándar I.3.5 Muestreo con Tubo de Pared Delgada I.3.6 Muestreo con Tubo Dentado I.3.7 Muestreo con Barril Denison I.3.8 Muestreo con Doble Barril Giratorio I.4 Aplicación al Caso Práctico I.4.1 Conceptos Generales I.4.2 Número de Sondeos y Profundidad I.4.3 Técnicas Utilizadas I.4.4 Resultados de la Exploración …….......1 …….......1 …….......3 ………...6 ……….10 …….....10 …….....11 …..…...12 …….....13 …….....14 …….....15 …….....15 …….....18 …….....18 …….....19 …..…...20 …….....20 …..…...21 …….....22 …….....23 ……….25 ……….25 …….....26 ……….26 1 ÍNDICE Página CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO II.1 Pruebas Índice II.1.1 Conceptos Generales II.1.2 Contenido de Humedad II.1.3 Densidad de Sólidos II.1.4 Peso Volumétrico II.1.5 Límites de Atterberg II.1.6 Granulometría II.2 Pruebas Mecánicas II.2.1 Conceptos Generales II.2.2 Compresión Simple II.2.3 Compresión Triaxial II.2.4 Consolidación Unidimensional II.3 Clasificación de Suelos II.3.1 Conceptos Generales II.3.2 Clasificación de Suelos en Campo II.3.3 Clasificación con el Sistema Unificado de Clasificación de Suelos II.4 Aplicación al Caso Práctico II.4.1 Conceptos Generales II.4.2 Programa de pruebas II.4.3 Resultado de las pruebas de Laboratorio …….....29 …….....29 …..…...30 …..…...30 …….....31 ……….32 …….....33 ……….33 …….....34 ……….36 …….....38 …….....38 …….....41 …….....43 …….....43 …….....45 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo III.1.1 Conceptos Generales III.1.2 Interpretación Estratigráfica III.1.3 Propiedades Geotécnicas del Modelo Geomecánico III.2 Propuesta de Cimentación III.2.1 Conceptos Generales III.2.2 Tipos de Cimentación III.2.3 Elección del Tipo de Cimentación III.3 Diseño de una Cimentación Mixta III.3.1 Conceptos Generales III.3.2 Análisis de Cargas III.3.3 Capacidad de Carga de Pilotes III.3.4 Número de Pilotes III.3.5 Revisión por Capacidad de Carga III.3.6 Revisión por Asentamientos III.3.7 Distribución de Pilotes ……….47 ……….47 ……….48 ……….53 ……….53 ……….55 …….....57 …….....57 …….....59 …….....69 …….....83 …….....85 ……….90 2 ÍNDICE Página III.4 Diseño de la Excavación III.4.1 Conceptos Generales III.4.2 Sistema de Contención III.4.3 Estabilidad de la Excavación por Falla General de Fondo III.4.4 Estabilidad de la Excavación por Supresión III.4.5 Estabilidad del Empotramiento del Elemento de Contención III.4.6 Cargas en los Troqueles III.4.7 Estabilidad de los Taludes de Avance III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano III.5.1 Conceptos Generales III.5.2 Presiones Horizontales Debidas al Suelo Confinante III.5.3 Presiones Horizontales Debidas a Sobrecarga III.5.4 Presiones Horizontales Debidas al Agua III.5.5 Presiones Horizontales Debidas al Sismo III.5.6 Diagramas de Presiones Horizontales ……….91 …..…...91 ……….92 …..…...94 ……….95 …….....87 ……...106 ……...110 ……...110 ……...112 ……...113 ……...113 ……...115 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO IV.1 Procedimiento Constructivo IV.1.1 Conceptos Generales IV.1.2 Trabajos Preliminares e Instrumentación IV.1.3 Trazo y Nivelación IV.1.4 Construcción de Muro Milán IV.1.5 Hincado de Pilotes IV.1.6 Abatimiento del Nivel Freático IV.1.7 Excavación y Colocación de Troqueles IV.1.8 Construcción de Elementos Estructurales ……...116 ……...116 ……...118 ……...118 ……...123 ……...126 ……...130 ……...131 CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES V.1 Conclusiones V.1.1 Solución de Cimentación V.1.2 Procedimiento constructivo V.1.3 Comentarios Finales ……...132 ……...132 ……...134 3 ÍNDICE Página Referencias Índice de Figuras Índice de Tablas Anexos Anexo I Anexo II Anexo III Anexo IV …..…VIII …….…IX ..….…XII Proyecto Arquitectónico y Solicitaciones en la Estructura Memoria Fotográfica de Exploración Resultados de Laboratorio Solución de Cimentación 4 INTRODUCCIÓN INTRODUCCIÓN Objetivo La finalidad del presente trabajo es proporcionar una solución de cimentación a base de un cajón con sustitución parcial y pilotes de fricción para un edificio cuyo uso será alojar departamentos, el cual contará con diez niveles y dos sótano; lo anterior utilizando métodos racionales que permitan lograr un diseño que garantice la estabilidad y funcionalidad de la alternativa de cimentación propuesta, de igual manera se desarrollarán los lineamientos y consideraciones necesarias para la construcción de la cimentación. En el capítulo I (exploración geotécnica) se presentará una revisión general de los métodos de exploración, técnicas y equipos de perforación, así como de los métodos de muestreo de suelos y rocas más utilizados en nuestro medio, con la finalidad de presentar una base teórica sólida, para finalmente aplicar de manera práctica los conceptos descritos, en el caso particular presentado. En el capítulo II (pruebas de laboratorio) se realizará una descripción de las pruebas de laboratorio que normalmente se efectúan en un laboratorio de mecánica de suelos, de igual manera se describirán los procedimientos de clasificación de suelos, con el objetivo de programar la serie de pruebas de laboratorio a ejecutar, así como procesar los datos obtenidos. El capítulo III (diseño geotécnico) tiene como objetivo presentar los procedimientos de cálculo utilizados para desarrollar el diseño geotécnico de la cimentación propuesta, haciendo una exposición de los métodos utilizados y aplicándolos al caso particular en estudio. En el capítulo IV (procedimiento constructivo) se presentará la secuencia propuesta para llevar a cabo la construcción de la cimentación. El capítulo V (conclusiones) finalizará el desarrollo del presente trabajó, haciendo un resumen de los resultados obtenidos a partir de los procedimientos descritos, para poder emitir las recomendaciones pertinentes para el desarrollo del proyecto ejecutivo de la cimentación propuesta, así como de las recomendaciones para su construcción. En este mismo capítulo se emitirán comentarios acerca de la factibilidad y conveniencia de utilizar este tipo de cimentaciones para edificios altos en la zona lacustre de la cuenca del Valle de México. I INTRODUCCIÓN Justificación Durante los sismos de septiembre de 1985 en la ciudad de México, pudo verificarse que varias de las estructuras cimentadas por medio de cajones de cimentación y pilotes de fricción, tuvieron un comportamiento inadecuado el cual generó asentamientos diferenciales inadmisibles en las estructuras, y en el peor de los casos el colapso de las mismas, es debido a lo anterior que surgieron incertidumbres en los métodos de diseño que deberían utilizarse para este tipo de cimentaciones. A partir de entonces se generó una intensa investigación a través de pruebas de carga y cimentaciones instrumentadas, lo cual a pesar de la complejidad del comportamiento de este tipo de cimentaciones principalmente en condiciones de carga dinámica, ha proporcionado métodos racionales aceptables para el diseño geotécnico. Debido a lo anterior se consideró pertinente presentar una descripción de los trabajos necesarios para recopilar información en campo y laboratorio, así como de métodos de cálculo reconocidos para el diseño geotécnico de este tipo de cimentaciones. Alcances Se describirán los procedimientos de exploración y pruebas de laboratorio que normalmente se utilizan en México para la elaboración de un informe geotécnico, se realizará el diseño geotécnico de una cimentación mixta para un caso práctico proporcionando los datos necesarios para el diseño estructural de la cimentación, lineamientos para la estabilización de la excavación por medio de un muro Milán con paneles prefabricados, instalación de pilotes y abatimiento del nivel freático; lo anterior verificando los estados límites de falla y servicio a que estarán sometidos cada uno de los elementos de la cimentación durante su operación y durante el proceso de construcción, las revisiones se realizarán tomando en cuenta las recomendaciones de la NTC (norma técnica complementaria) para diseño y construcción de cimentaciones del RCDF (reglamento de construcción del Distrito Federal), así como de métodos reconocidos. Metodología Para la elaboración del presente trabajo se procedió a la recopilación de información pertinente para cada uno de los temas, por medio de libros, páginas web, artículos, manuales e información geotécnica obtenida en el sitio de estudio, para posteriormente aplicar los conceptos necesarios en cada uno de los apartados presentados al caso práctico, con lo cual se logrará realizar una metodología de diseño optima, apoyada de un marco teórico fiable. II ANTECEDENTES ANTECEDENTES Sitio de Estudio El sitio donde se ubicará el proyecto, es un predio localizado en la calle 298-A de la colonia el Coyol en la delegación Gustavo A. Madero, al nororiente de la ciudad de México; el predio cuenta con una superficie de 282.69 m² (12.78 x 22.12 m) colindando al norte, este y oeste con estructuras de un nivel las cuales están cimentadas con losas de cimentación desplantadas a 0.60 m de profundidad, al sur colinda con la calle 298-A; la topografía del sitio es sensiblemente plana y actualmente el predio se encuentra ocupado por una estructura de dos niveles la cual será demolida. Proyecto Arquitectónico El proyecto consiste en un edificio de un solo cuerpo que contará con dos sótano para estacionamiento cuyo nivel de piso terminado se proyecta a 7.00 m de profundidad con respecto al nivel de brocal del sondeo, se contemplan diez niveles para alojar departamentos los cuales alcanzarán una altura máxima de 41.82 m con respecto al nivel de brocal del sondeo; el área de desplante de la estructura será de 265.77 m² considerando una separación a las colindancias de 30 cm al este, oeste y norte; la geometría de la estructura es rectangular con ancho y largo de 12.18 y 21.82 m respectivamente. En el Anexo I, se muestran las plantas, cortes y fachadas arquitectónicas del proyecto. Proyecto Estructural La solución estructural adoptada para el proyecto es a base de marcos rígidos de concreto reforzado formados por trabes y columnas, para disminuir los efectos sísmicos se utilizaron muros de rigidez del mismo material, el sistema de piso adoptado será a base de losas nervuradas, para el sótano se construirá un muro perimetral de concreto reforzado para contener los empujes, la losa fondo del sótano será de concreto reforzado rigidizada con contra-trabes invertidas. III ANTECEDENTES Solicitaciones de Servicio Como resultado del análisis estructural, fueron proporcionadas las solicitaciones en condiciones estáticas y dinámicas de la estructura; para la revisión a estado límite de falla en condiciones estáticas se considerará la condición de carga máxima, mientras que para la revisión a estado límite de servicio se consideró la condición de carga media, por otra parte para las condiciones dinámicas se consideraron los efectos sísmicos actuando de manera ortogonal con la totalidad de su fuerza en un sentido y con el 30% de su fuerza en sentido perpendicular al primero, generando ocho combinaciones de carga con efecto sísmico con lo cual se realizará la revisión a estado límite de falla en condiciones dinámicas. Él análisis estructural fue realizado de acuerdo a lo estipulado en la norma técnica complementaria para edificaciones y sismo del reglamento de construcciones del distrito federal. Los datos del análisis de cargas proporcionado así como su interpretación, son mostrados en el Anexo I, cuyo resumen se presenta a continuación: Tabla A.1 Resumen del Análisis de Cargas Fuente: Propia; México 2014 Combinación CM+CV(max) CM+CV(med) CM+CV(ins)+Sx+0.30Sy CM+CV(ins)+Sx-0.30Sy CM+CV(ins)-Sx+0.30Sy CM+CV(ins)-Sx-0.30Sy CM+CV(ins)+0.30Sx+Sy CM+CV(ins)+0.30Sx-Sy CM+CV(ins)-0.30Sx+Sy CM+CV(ins)-0.30Sx-Sy Donde: Fz Mx My ex y e y XyY Fz (Ton) 3244.59 3072.76 3101.37 3101.37 3101.37 3101.37 3101.37 3101.37 3101.37 3101.37 Mx (T-m) My (T-m) ex (m) ey (m) 2564.81 2476.66 7187.76 -1246.96 6247.13 -2187.59 16699.05 -11416.69 16416.86 -11698.88 94.62 103.52 18008.29 17603.09 -17398.17 -17803.37 6088.76 4738.09 -4533.18 -5883.84 0.03 0.03 5.81 5.68 -5.61 -5.74 1.96 1.53 -1.46 -1.90 0.79 0.81 2.32 -0.40 2.01 -0.71 5.38 -3.68 5.29 -3.77 Centro de cargas a paños X (m) Y (m) 6.12 6.12 11.90 11.77 0.48 0.35 8.05 7.62 4.63 4.19 11.70 11.72 13.23 10.51 12.92 10.20 16.29 7.23 16.20 7.14 Peso total de la estructura. Momento de volteo alrededor del eje X. Momento de volteo alrededor del eje Y. Excentricidad en dirección X y Y respectivamente. Coordenadas del centro de cargas en los ejes X y Y. IV ANTECEDENTES Zonificación Geotécnica de la Cueva del Valle de México Con la extensa investigación realizada en el subsuelo de la ciudad de México y sus alrededores, se ha propuesto una zonificación geotécnica para la cuenca del Valle de México, la cual aparece en la norma técnica complementaria para diseño y construcción de cimentaciones, de acuerdo a la cual existen tres tipos de terreno característicos en la zona: lomas (zona I), transición (zona II) y lago (zona III). A) Zona de lomas (I) La zona de Lomas incluye las faldas de la Sierra de Guadalupe, la Sierra de las Cruces y se adicionan las partes altas de los cerros del Peñón de los Baños, Peñón del Marqués y el Cerro de la Estrella. Está formada por suelos areno-limosos (tobas) compactos, de alta capacidad de carga y baja deformabilidad, se incluyen los derrames de basalto del pedregal. B) Zona de transición (II) En esta zona es donde ocurren los cambios más notables en la estratigrafía. En esta zona se encuentran superficialmente depósitos de arcilla o limo orgánico de la formación Becerra cubriendo a estratos de arcilla muy compresible intercalados con lentes de arena, los cuales descansan sobre potentes mantos de arena y grava. Dependiendo con su cercanía a la zona de lomas o de lago, presenta variaciones estratigráficas notables, por lo que se a subdividió en transición alta y transición baja. C) Zona de lago (III) Los depósitos de la planicie del valle de México son los que comúnmente se conocen como zona de lago. Esta zona se caracteriza por los grandes espesores de arcillas blandas de alta compresibilidad, que subyacen a una costra superficial de espesor variable en cada sitio, dependiendo de la localización e historia de cargas. V 19.60 N 19.55 "CARACOL" TEXCOCO 19.50 PE RI FÉ AU T . OP X. MÉ -T . EX RI CO A O RM AEROPUERTO C FO VIADUCT O CO CIRCUITO INTERIOR Z FÉ RI 19.35 INS UR GE R NT E Y ES E S 19.40 - T E X C RE O 19.45 G IC A O R RI A R O PE AH UA C EHU ALC O IV. 19.20 19.15 -99.30 El sitio en estudio se encuentra ubicado en la zona de lago (III) -99.25 -99.20 -99.15 -99.10 C-T C. X ICO UAC - CHA LCO HUA O T LA H T LA E RT NO C HIMIL XOC ULY L DE 19.25 ALCO YEHU - TUL DISTRITO FEDERA L ESTADO DE MÉX ICO P . T L .D OL PR LA LP E A R N IF AV A É Z 19.30 T LATITUD ANTECEDENTES -99.05 -99.00 -98.95 -98.90 -98.85 LONGITUD Zona I Zona II Escala gráfica 0 1 2.5 5 10 15 20 Km Zona III ZONIFICACIÓN DEL DISTRITO FEDERAL (2004) FiguraGEOTÉCNICA A.1 Zonificación Geotécnica de la Ciudad de México Fuente: RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño y Construcción de Cimentaciones; México 2005 VI ANTECEDENTES Sismicidad 19.60 N 19.55 "CARACOL" TEXCOCO 19.50 PE RI FÉ AU TO P. MÉ X. -T . EX RI CO A O RM AEROPUERTO C FO - T E X C RE O 19.45 O VIADUCT O CIRCUITO INTERIOR ÉR IC 19.35 INS UR GE R NT E Y ES E S 19.40 G IC A O R R A IF Z PE R O UA C LCO OL 19.15 -99.30 - CHA C. X ICO LCO TLA TE OR 19.20 HU E TULY UAC HUA LN CO - HIMIL XOC TLAH C-T DE ULY E IV. HUA .D 19.25 ALCO DISTRITO FEDERA L ESTADO DE MÉX ICO AH P . T L PR LA LP E A R N IF AV A É Z 19.30 T LATITUD En la norma técnica complementaria para diseño por sismo del reglamento de construcciones del Distrito Federal, se presenta la zonificación de la cuenca del valle de México, para tomar en cuenta el coeficiente sísmico a utilizar en el análisis estructural. El sitio en estudio se encuentra ubicado en la zona de lago (IIIb), le corresponde un coeficiente sísmico de 0.45 -99.25 -99.20 -99.15 Zona I Zona IIIb Zona II Zona IIIc Zona IIIa Zona IIId -99.10 -99.05 -99.00 -98.95 -98.90 -98.85 LONGITUD Esta zona se considerará como II (transición) para fines de las Normas Técnicas Complementarias para Diseño de Cimentaciones Estas regiones no están suficientemente investigadas, por lo que la zonificación es solamente indicativa Escala gráfica 0 1 2.5 5 10 15 20 Km ZONIFICACIÓN SÍSMICA DEL DISTRITO FEDERAL (2004) Figura A.2 Zonificación del D.F. Para Fines de Diseño por Sismo Fuente: RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño por Sismo; México 2005 VII CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA I.1 Métodos de Exploración I.1.1 Conceptos Generales Para diseñar la cimentación de una obra civil, resulta necesario conocer la estratigrafía y propiedades del suelo; este conocimiento se obtiene a través de exploraciones, obtención de muestras y pruebas de laboratorio. La exploración se lleva a cabo en tres fases: el reconocimiento superficial del lugar, la exploración preliminar y la exploración detallada incluyendo el muestreo. La exploración debe permitir obtener resultados confiables en un mínimo de tiempo y costo. La confiabilidad del estudio geotécnico que se realice depende de los trabajos de exploración, éstos deben realizarse en forma cuidadosa, siguiendo métodos y normas adecuadas. Los métodos de exploración pueden dividirse en dos grupo: Métodos directos: Son aquellos mediante los cuales se obtienen muestras representativas de los diversos estratos o formaciones que subyacen al terreno. Métodos indirectos: Son los métodos de exploración en los que sin necesidad de obtener muestras, se obtienen resultados que permiten conocer en forma aproximada los estratos o materiales del subsuelo. En la Ciudad de México se realizan comúnmente los siguientes métodos de exploración: - Pozo a cielo abierto - Sondeo de penetración estándar - Sondeo con cono eléctrico - Sondeo mixto - Sondeo selectivo I.1.2 Pozo a Cielo Abierto El pozo a cielo abierto es un método directo, el cual se considera como el más satisfactorio para conocer las condiciones del subsuelo. 1 CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración El pozo a cielo abierto consiste en realizar una excavación con sección cuadrada, rectangular o circular, dependiendo de la técnica de estabilización de las paredes, de dicha excavación se puede realizar una inspección visual de la columna estratigráfica en el sitio, de igual forma es posible obtener muestras alteradas y muestras cúbicas inalteradas. La excavación se realiza de preferencia con pico y pala, a la profundidad que los trabajos puedan realizarse o se necesiten, teniendo como limitante que debajo del nivel freático se requiere de bombeo. Si las paredes de la excavación son inestables, se ademan con madera formando marcos estructurales. Figura I.1 Pozo a Cielo Abierto Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 Figura I.2 Pozo a Cielo Abierto Ademado Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Segunda Parte); México 2000 2 CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración I.1.3 Sondeo de Penetración Estándar El sondeo de penetración estándar (SPT), es un método directo el cual consiste en hincar una herramienta denominada penetrómetro de 45 o 60 cm de longitud con una masa de 64 kg, dejando caer la masa desde 75 cm de altura, durante el hincado se cuenta el número de golpes que corresponden a cada uno de los avances de 15 cm (el penetrómetro se divide en tramos de 15 cm). La resistencia a la penetración estándar se define como el número de golpes “N” necesarios para penetrar los últimos 30 cm (de 15 a 45 cm); los golpes en los primeros 15 cm se desprecian, porque se consideran no representativos por la alteración inducida a causa de la penetración. En el caso de que el número de golpes llegue a 50 y el muestreador ya no penetre se suspenderá la prueba. Un procedimiento alterno usual consiste en hincar 15 cm adicionales (60 cm en total); el número de golpes del último tramo se considera no representativo, por lo que la única ventaja de este procedimiento es que se muestrea un tramo ligeramente mayor; lo cual permite detallar más confiablemente la estratigrafía del sitio. En la operación del martinete debe vigilarse que su altura de caída sea constante y que el cable de manila tenga un máximo de dos vueltas en la cabeza de gato, para lograr el efecto de caída libre sin fricción. Figura I.3 Prueba de Penetración Estándar (SPT) Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 3 CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración La limpieza de la perforación es también significativa, ya que el exceso de azolves puede incrementar el número de golpes “N”. El Penetrómetro con válvula de esfera y varilla permite lavar inyectando agua a través de la tubería y el penetrómetro; después se deja caer la válvula hasta su posición y se realiza la prueba, de esta manera se asegura la limpieza de la perforación. Una vez hincado el Penetrómetro, se sube a la superficie y se extrae la muestra de él; la muestra se debe clasificar cuidadosamente de acuerdo con el criterio de campo del Sistema Unificado de Clasificación de suelos (SUCS) y se debe describir con símbolos y con los adjetivos más precisos, si es necesario se utilizan notas aclaratorias; esta labor la debe hacer una persona formalmente entrenada. Características: el penetrómetro estándar debe tener las dimensiones que se muestran en la figura I.4 y figura I.5; la zapata debe ser de acero endurecido y debe sustituirse cuando pierda su filo; el tubo intermedio puede ser partido o entero, en cuyo caso se identifica como tubo liso, y debe tener las mismas dimensiones; la válvula de la cabeza permite la salida del azolve durante el proceso de hincado y evita que la muestra salga del penetrómetro durante la extracción; se puede integrar en el muestreador una canastilla o trampa para retener las muestras de arena suelta, ver fig. I.6. Figura I.4 Características del Penetrómetro (A) Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 4 CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración Figura I.5 Características del Penetrómetro (B) Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 Figura I.6 Trampa o Canastilla Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 El equipo de hincado consta de una masa golpeadora de acero de 64 kg guiada con una barra de 19 mm de diámetro; el diámetro de la masa golpeadora es generalmente de 15 cm; la energía se trasmite al penetrómetro mediante una cabeza de golpeo y tubos de diámetro mínimo AW (4.44 cm); para evitar flambeo excesivo de la columna de tubos de perforación en sondeos que lleguen a profundidades mayores de 15 m, es recomendable utilizar barras de mayor diámetro BW (5.40 cm) y NW (6.67 cm). En la figura I.7 se muestra el diseño de un martinete de hincado más eficiente que el convencional. 5 CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración Figura I.7 Martinete de Hincado Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 I.1.4 Sondeo de Cono Eléctrico Es un método indirecto mediante el cual se determina con la profundidad las variaciones de la resistencia a la penetración de punta y fricción del cono, la interpretación de estos parámetros permite definir con precisión cambios a las condiciones estratigráficas del sitio y estimar la resistencia al corte de los suelos mediante correlaciones empíricas, en la figura I.8 se muestra el esquema de un cono eléctrico convencional. Figura I.8 Cono Eléctrico Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 6 CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración La identificación de los suelos se hace mediante correlaciones empíricas, de las cuales las más utilizadas son las elaboradas por Sanglerat y por Schmertman. En el caso del subsuelo de la ciudad de México, particularmente en la zona de lago, la identificación de los suelos se puede hacer comparando la variación de la resistencia de punta con la estratigrafía definida mediante sondeos con muestreo inalterado continuo. A) Gráficas para clasificación de materiales 200 (Compacta o cementada) Arenas con conchas Resistencia de punta qc, kg/cm ² 100 50 Mezclas lomo-arena, arenas arcillosas y limos Arcillas arenosas y limosas Arena Arcillas inorgánicas no sensitivas Muy duras (suelta) Duras 10 Medias Arcillas orgánicas y mezclas de suelos 5 Blandas Muy Blandas 2 1 2 4 3 5 6 7 Relacion de friccion fs/qc, en porcentaje Figura I.9 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (A) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 Resistencia de punta qc kg/cm ² 300 Arena gruesa y grava 200 Arena Limo, arcilla 100 Arcilla Turba 0 0 1 2 3 4 5 6 Friccion local fs, kg/cm² Figura I.10 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (B) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 7 CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración Resistencia de punta qc, kg/cm ² 50 Arena gruesa y grava 40 Arena 30 Limo, Arcilla Arcilla 20 10 Turba 0 0 0.5 1.0 1.5 2.0 Friccion local fs, kg/cm² Figura I.11 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (C) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 B) Parámetros de resistencia en suelos cohesivos La resistencia al corte de los suelos cohesivos en condiciones no drenadas se puede obtener aproximadamente con la expresión: Cuu qc Nx Donde: Cuu Resistencia no drenada, en T/m² qc Resistencia de punta de cono, en Kg/cm² Nk Coeficiente de correlación Los valores del coeficiente Nk, determinados para los suelos de la Ciudad de México, aparecen a continuación: Tabla I.1 Valores del Coeficiente de Relación Nk para la Ciudad de México Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 Tipo de Suelo qc Costra seca Arcillas blandas Limos arcillosos duros 5<qc<10 qc>5 qc>10 Prueba Compresión Triaxial Simple qc/14 qc/20 qc/13 qc/16 qc/24 qc/54 Torcómetro Laboratorio Campo Penetrómetro de Bolsillo qc/12 qc/14 - - - qc/29 8 CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración C) Parámetros de resistencia en suelos friccionantes muy sueltas 0 sueltas 20 Del análisis de SANGLERAT media 40 SCHMERTMANN 90% de los datos caen entre estas linaes densa 60 80 muy densa Compacidad relativa con muestras inalteradas, en porcentaje La correlación entre la resistencia de punta del cono y la compacidad relativa de las arenas finas se muestra en la siguiente figura. 100 0 1 2 5 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 150 200 250 Relacion de punta qc, en kg/cm² o ton/pie² Figura I.12 Correlación Entre la Resistencia de Punta y la Compacidad Relativa de Arenas Finas (A) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 Para determinar el ángulo de fricción interna ø’ se utilizan las fórmulas de capacidad de carga, empleando como datos la capacidad de carga ultima y la estimación del peso volumétrico; en la figura I.13 se presenta una solución gráfica para determinar el valor de ø’ en función de qc y de σo´ que es el esfuerzo vertical efectivo. Compacidad relativa muy suelta media Suelta Denso Muy densa 400 qc 0' 300 200 qc 0' 100 ' 1 tan ' tan 2 45 e tan ' 2 50 10 20° 25° 30° 35° 40° 45° Angulo de friccion interna Ø Figura I.13 Correlación Entre la Resistencia de Punta y la Compacidad Relativa de Arenas Finas (B) Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 9 CAPÍTULO I.-EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.1 Métodos de Exploración D) Parámetros de resistencia en suelos cohesivo-friccionante En este caso se resuelve considerando dos valores cercanos de la resistencia de punta, que corresponden a un mismo estrato (qc1 y qc2), pudiéndose plantear 2 expresiones de la capacidad de carga última, que considerándolas simultáneamente resulta: q q tan c 2 c1 z2 z1 N q 1 c 1 Donde: Cyø qc1 y qc2 z1 y z 2 Nc y N q qc1 qc 2 Nq 1 tan z1 z2 2 Nc (1 N q Nc ) Parámetros de la resistencia al corte Valores de la resistencia de punta (qc2 > qc1) Profundidades de medición Coeficientes de capacidad de carga Nq qc 2 qc1 1 tan z 2 z1 La prueba de penetración de cono es la técnica de exploración más eficiente y económica cuando se trata de suelos blandos. I.1.5 Sondeo Mixto Es un método directo el cual consiste en combinar procedimientos de exploración, generalmente penetración estándar y muestreo con tubo de pared delgada, este método de exploración depende de la experiencia e información estratigráfica estimada del sitio, en este tipo de exploración la profundidad en donde se realice el muestreo inalterado depende del tipo de material, número de golpes y estratigráfica en campo previamente detectada; este método de exploración es económico, sin embargo pueden presentarse problemas al momento de definir las profundidades donde se realizará el muestreo inalterado, principalmente cuando se carece de experiencia y no se tienen previamente una idea de la estratigrafía a encontrar. I.1.6 Sondeo Selectivo Un sondeo selectivo es un método directo del cual se obtienen muestras inalteradas, consiste en realizar previamente un sondeo de cono eléctrico o de penetración estándar que permita precisar la posición de los estratos específicos de los que conviene rescatar muestras inalteradas; este criterio optimiza el número de muestras y aumenta la calidad de la información geotécnica. 10 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación I.2 Técnicas y Equipo de Perforación I.2.1 Conceptos Generales La realización de un sondeo implica la ejecución alternada del muestreo, del avance y rimado de la perforación; la técnica de perforación es parte fundamental del trabajo de campo que influye en la calidad del muestreo. Para realizar una perforación adecuada, se requiere de ciertos equipos y herramientas, los cuales generalmente consisten en: - Maquinas de Perforación - Bombas de presión - Barras y ademes - Brocas de perforación Horquilla y Perno Polea Gancho de Seguridad Swetvel Para Agua Perforadora Tripie Manguera para Agua de Alta Presión Bomba para Agua Grapa de Seguridad ADEME Figura I.14 Perforadora, Tripié y Bomba de Agua Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006 En lo siguiente se describirán las características más importantes de las técnicas de perforación, así como de los equipos y herramientas necesarios. 11 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación I.2.2 Técnicas de Perforación Las técnicas de perforación que más se han utilizado en México son las siguientes: - Perforación a rotación y por lavado - Perforación con cuchara de impacto - Perforación con barrena helicoidal - Perforación con ademe helicoidal - Perforación con aire a presión Cable Barra de Perforación Agua o Lodo hd he NAF NAF h he Presión Estática (+) Z h= perdida de presión (-) hd Presión Dinámica (+) Válvula de pie Cuchara de Impacto Broca Perforación a rotación y por lavado Perforación con cuchara de impacto Perforación Perforación Previo al Muestreo NAF NAF NAF NAF Succion (p) Tapón hr V Presión (p) Presión (p) hr = Recuperación del Nivel Freático V = Cambio de Volumen del Suelo Perforación con barrena helicoidal Perforación con ademe helicoidal Figura I.15 Técnicas de Perforación Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 A) Perforación a Rotación y por Lavado La perforación a rotación con broca tricónica es la técnica más común para la ejecución de los sondeos, por otra parte la perforación por lavado ha caído en desuso, en ambas técnicas se utiliza como fluido de perforación agua o lodos bentoníticos. 12 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación Cuando se perfora con alguna de estas técnicas, se observa frecuentemente perdida del fluido de perforación, y las muestras que se rescatan de esas profundidades resultan casi siempre fisuradas, estas fisuras se identifican fácilmente por la bentonita o azolve que penetra en ellas y por ello no son útiles para obtener las propiedades mecánicas de los suelos. B) Perforación con Cuchara de Impacto Esta técnica ha sido abandonada por su lentitud; durante la perforación a razón de los impactos de la cuchara se remoldea el suelo, por ello la parte superior de todas las muestras exhibe alteraciones y remoldeo. C) Perforación con Barrena Helicoidal Esta técnica de perforación ha caído en desuso; se extrae suelo por efecto de tornillo y al sacar las columnas de barras se desarrolla succión que frecuentemente colapsaba al suelo; las muestras que se obtienen de esta técnica, están siempre remoldeadas. D) Perforación con Ademe Helicoidal Esta técnica se encuentra en desuso, con esta técnica se extrae suelo durante el avance y se generan deformaciones volumétricas cuando se quita el tapón central del ademe. El ademe helicoidal ha funcionado satisfactoriamente en los aluviones, en arcillas blandas no es admisible adoptar este procedimiento, por el remoldeo que induce al suelo. E) Perforación con Aire a Presión Puede utilizarse en dos formas diferentes: con equipo y herramienta convencionales de la perforación a rotación recurriendo al aire como fluido de perforación para enfriar la broca y trasportar los residuos de la perforación a la superficie, y mediante martillos neumáticos de fondo, en el segundo caso la máquina de perforación podrá ser también de operación neumática. I.2.3 Máquinas de Perforación Las máquinas de perforación pueden ser del tipo rotatorias o de percusión, sin embargo cuando se trata de obtención de muestras de suelo, la maquinaria a emplear debe ser siempre rotatoria; a continuación se presentan las características de las máquinas de perforación más utilizadas: 13 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación Tabla I.2 Características de las Máquinas de Perforación Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006 Capacidad en m Máquina Peso en kg Espirales 4 1/2” Diámetro NW Fuerza de Empuje en kg Longyear (*) 1130 --260 3200 Mod. 34 Mobile drill 1826 75 300 8568 Mod. B53 Mobile drill 3721 90 450 4800 Mod. B61 Acker Mod. 2310 76 300 7200 AD-11 Acker Mod. 1996 46 300 3200 MP-50 Simco Mod. 1200 35 90 2950 2800 Hs CME 2720 75 300 7257 Mod. 55 CME 1280 45 150 4080 Mod. 45 (*) Máquina para exploración minera y geológica. Velocidad de Rotación En rmp Par Máximo en Kg-m Carrera de Perforación en m Potencia en hps 22-1510 --- 0.6 36 27-716 824 1.2 97 65-850 1230 1.7 97 55-553 632 1.8 50 43-287 518 1.8 48 0-300 207 1.9 32 100-650 970 1.8 --- 75-475 414 1.7 36 I.2.4 Bombas de Presión Las bombas que se utilicen para perforación, deben ser capaces de operar con lodos bentoníticos; a continuación se presentan las características de las bombas de presión más utilizadas: Tabla I.3 Características de las Bombas Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006 Marca Tipo Moyno Mod. 3L6 Barnes Mod. Caracol Capacidad progresiva Centrifuga de alta presión Gasto en l/min Presión en Kg/cm² Potencia en hp Diámetro en Pulg 162 16 7.5 3x2 150 8 10 3x2 Maneja Lodos densos Lodos medios 14 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación I.2.5 Barras y Ademes A continuación se describen las características de las barras y ademes más utilizados en la realización de perforaciones con fines geotécnicos: Tabla I.4 Medidas de Barras de Perforación Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006 Øe Øi Barra Pulg mm Pulg EW 1 3/8 34.9 7/8 AW 1 23/32 44.4 1 7/32 BW 2 1/8 54.0 1 3/4 NW 2 5/8 66.7 2 1/4 Logitud estándar: 3.05 m (10 ft) Øe = Diámetro exterior Øi = Diámetro interior Øc = Diámetro interior del cople Øc Pulg mm 7/16 12.7 5/8 15.9 3/4 19.0 1 3/8 34.9 mm 22.2 30.9 44.5 57.2 Peso kg/m Cuerdas por pulgada 4.6 6.5 6.2 8.0 3 3 3 3 Tabla I.5 Medidas de Ademes Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006 Ademe Øe Øi Pulg mm NW 3 1/2 88.9 HW 4 1/2 114.3 Øe = Diámetro exterior Øi = Diámetro interior Pulg 3 4 mm 76.2 101.6 Peso kg/m Cuerdas por Pulgada 12.8 16.8 4 4 I.2.6 Brocas de Perforación A continuación se describen las características de las brocas de perforación más utilizadas en la realización de perforaciones con fines geotécnicos: a) Triconica b) Drag d) De aleta c) Cola de pescado Figura I.16 Brocas de Perforación Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 15 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación A) Broca Tricónica La broca tricónica se manufactura en diferentes diámetros como 2 7/16”, 4”, 5”, 6”, durante su operación se utiliza fluido de perforación (lodo, agua o aire) que sale al centro de la broca para enfriar y arrastrar el material cortado a la superficie. Este tipo de brocas se puede utilizar para perforar desde rocas duras a suelos duros. B) Broca Drag Esta broca cuenta con tres planos radiales de corte, cada uno de ellos con pastillas de carbono de tungsteno, se manufacturan desde 2” de diámetro. Durante su operación se utiliza fluido de perforación (lodo, agua o aire), que sale al centro de la broca, para enfriarla y arrastrar el material cortado a la superficie. Este tipo de broca se puede utilizar en materiales que van de rocas blandas a suelos blandos. C) Broca de Aletas Está formada por dos placas de acero duro, que son las aletas dispuestas de tal manera que formen una hélice corta. En el vástago se tiene 2 salidas de agua o lodo que incide en la parte superior de las aletas. La broca es de fabricación artesanal y los diámetros que se manejan son generalmente de 2”. En general se utilizan en suelos de consistencia media a blanda, es adecuada para hacer perforaciones, sondeos e instalaciones de posos de bombeo, tiene la ventaja de dejar agujeros limpios y poco alterados, es más económica que la tricónica o la drag y más eficiente. D) Broca cola de pescado Esta broca tiene la forma de cola de pescado y está constituida por dos cuchillos triangulares ligeramente alabeados, con su vértice en la parte inferior, en algunas ocasiones estas placas o cuchillas son rectangulares y entonces la parte inferior es recta. No tiene salida para fluido de perforación, por lo que su uso está restringido a la llamada perforación de batido (sin eliminar el material cortado) la cual se requiere para el hincado de pilotes y para los cuales se agrega algo de agua al inicio de la perforación. Se utiliza para perforar las capas duras que no permiten el hincado del cono eléctrico. 16 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.2 Técnicas y Equipo de Perforación Tabla I.6 Brocas de perforación Fuente: CFE; Geotecnia; México 2006 Tipo de broca Tricónica Drag Fluido de perforación Material Basalto y tobas muy duras Tobas y suelos blandos Aire, agua y lodo Aire, agua y lodo De aletas Suelos blandos Agua y lodo Cola de pescado Suelos blandos No requiere Aplicación En sondeos de instalación de aparatos, en basaltos es más eficiente el martillo neumático y en tobas la broca drag. En sondeos de instalación de aparatos, utilizando aire a presión cuando se perfora arriba del nivel freático En sondeos a pozos de bombeo. Si en los sondeos se presenta fracturamiento hidráulico se requerirá también perforar con la posteadora rimadora. Cuando se requiere remoldear (perforación de batido) para el hincado de pilotes y penetración de lentes duros que impiden el hincado del cono eléctrico. A continuación se presenta un esquema de la forma de seleccionar una broca de perforación, de acuerdo a la resistencia al corte del material a perforar. TIPO DE BROCA Rocas Duras Suelos Blandas Duros Blandos Broca Tricónica Broca Drag Broca de Aletas Broca Cola de pescado RESISTENCIA AL CORTE Figura I.17 Criterios para la Selección de Brocas de Perforación en Suelos y Rocas Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987 17 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas I.3 Muestreo de Suelos y Rocas I.3.1 Conceptos Generales Para la clasificación preliminar de un suelo, o para determinar sus propiedades en el laboratorio, es necesario contar con muestras tomadas del sitio en estudio. En cuanto al propósito con que se toman las muestras, estas se clasifican en muestras de inspección y de laboratorio; para las muestras de inspección solo se requieren que sean muestras representativas alteradas, y las que se destinan a estudios de laboratorio pueden ser muestras representativas inalteradas preferentemente o muestras representativas alteradas, dependiendo del tipo de ensaye a realizar. A) Muestras representativas alteradas Son aquellas cuyo acomodo estructural está afectado en forma significativa por el muestreo; sirven para clasificar los suelos y hacer determinaciones de propiedades índices. B) Muestras representativas inalteradas Son aquellas cuyo acomodo estructural no está afectado en forma significativa por el muestreo; se utilizan para clasificar los suelos y hacer determinaciones de propiedades índice y mecánicas. No obstante aunque el muestreo se realice con cuidado, las muestras representativas inalteradas sufren cambios volumétricos debidos al cambio en el estado de esfuerzos. I.3.2 Muestreo con Pozo a Cielo Abierto De los pozos a cielo abierto es posible obtener muestras cubicas inalteradas, las cuales conservan la estructura y el contenido de agua natural del suelo en el lugar de donde se tomó la muestra, por lo que su obtención, envase y trasporte requieren cuidados especiales a fin de no alterarlas. Son generalmente cubicas de aproximadamente 40 cm por lado, que se cubre con una membrana impermeable hecha de manta de cielo, parafina y brea para protegerlas y evitar la pérdida de agua durante el transporte y almacenamiento. Las herramientas a utilizar consisten en picos, palas, barretas, cuchillos, espátulas, cucharas de albañil, machete, arcos con seguetas o con alambre de acero, parafina, brea, manta de cielo, estufa o lámpara de gas, recipiente metálico para calentar y mezclar la parafina con la brea (una parte de brea y cuatro de parafina), brochas, cajones de madera para empacar las muestras, aserrín, viruta o paja, cinta métrica de 20 m de longitud y flexómetro de 5 m de longitud. 18 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas Figura I.18 Herramienta para Muestreo de Pozo a Cielo Abierto Fuente: SCT; Manual de Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M-MMP-1-01/03; México 2003 Las muestras cubicas inalteradas se obtienen de suelos finos o arenosos que puedan labrarse sin que se disgreguen. Una vez excavado el pozo a cielo abierto a la profundidad deseada, se limpia la superficie donde se extraerá la muestra, eliminando toda la materia orgánica, polvo, basura o cualquier otra substancia que pueda contaminar. Antes de empezar el muestreo se prepara una mezcla de cuatro partes de parafina por una parte de brea, fluidificadas por medio de calor; dicha mezcla se conserva a temperatura tal que la mantenga en estado líquido hasta ser empleada. La obtención de las muestras se efectúa en las paredes de una excavación o en la superficie del terreno natural. Se marca sobre el terreno un cuadro de aproximadamente 40 cm por lado y con ayuda de la herramienta se excava alrededor de sus bordes para labrar un cubo; esta excavación tendrá dimensiones tales que permitan las operaciones de labrado y extracción de las muestras sin dañar la estructura del material ya sea por presión o por impacto y se lleva hasta la profundidad necesaria para efectuar un corte horizontal en la base del cubo y desprenderlo. Inmediatamente después de haber labrado el cubo y antes de desprenderlo, se cubren sus caras expuestas con manta de cielo recién embebida en la mezcla de parafina y brea, de tal manera que quede bien adherida a la muestra. Una vez protegidas las 5 caras descubiertas del cubo, se procede a efectuar el corte en su base y a separarlo cuidadosamente para no dañarlo, cubriendo inmediatamente su cara inferior con una capa de manta de cielo embebida en la mezcla de parafina y brea. I.3.3 Muestreo con Herramientas Manuales Existen herramientas manuales de muestreo tales como la barrena helicoidal y pala posteadora, las cuales son adecuadas para aquellos casos en los que la profundidad de la exploración sean menores a 12 m, con estas herramientas se obtienen muestras alteradas de arenas, limos, arcillas y mezclas de estos, que no contengan gravas o cantos rodados o estén endurecidos por cementación de sus partículas. Son herramientas útiles y fáciles de operar hasta profundidades de 10 a 12 m si la pared de la perforación es estable. 19 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas Barrena Helicoidal Pala Posteadora Figura I.19 Barrena Helicoidal y Pala Posteadora Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 Con este tipo de herramientas no es posible determinar la compacidad de las arenas ni la consistencia de las arcilla, pero se puede combinar con pruebas de penetración dinámica. I.3.4 Muestreo con Penetrómetro Estándar Una vez terminada la prueba de penetración estándar, el suelo se introduce en el penetrómetro con lo cual es posible obtener muestras representativas alteradas de los tramos donde se ejecutó la prueba. Las muestras deben conservarse en frascos o en bolsas herméticas que mantengan constante el contenido de agua; los envases se colocarán en un lugar fresco, protegido de los rayos del sol. I.3.5 Muestreo con Tubo de Pared Delgada El empleo de tubos abiertos de pared delgada (conocidos como tubos Shelby) permite obtener muestras de suelo relativamente inalteradas. Para fines prácticos, esta técnica debe aplicarse selectivamente para suministrar al laboratorio especímenes en los cuales se determinen las características de resistencia y compresibilidad que se requieran para el diseño geotécnico de detalle. 20 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas Figura I.20 Tubo de Pared Delgada o Tubo Shelby Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 Las muestras de suelos blandos que se obtienen con los tubos Shelby utilizando técnicas de perforación a rotación o por lavado, frecuentemente resultan fisuradas. El muestreador Shelby se debe hincar con una velocidad constante entre 15 y 30 cm/s una longitud de 75 cm; queda sin muestra una longitud mínima de 15 cm donde se alojan los azolves que pudieran haber quedado dentro del tubo. Después del hincado se deja el muestreador en reposo durante 3 minutos, para que la muestra se expanda en el interior y aumenta su adherencia contra las paredes; en seguida se corta la base del espécimen girando dos vueltas el muestreador, se saca al exterior y se limpia sus extremos y se identifica el tubo. I.3.6 Muestreo con Tubo Dentado Esta herramienta permite obtener muestras de arcillas duras y limos compactos o cementados con un mínimo de alteración; en estos materiales presenta claras ventajas de operatividad y costo sobre muestreadores de barril doble. Este muestreador se hinca operándolo a rotación con velocidades menores de 10 r.m.p. y presión vertical para que avance con velocidad constante de 1 cm/s, hasta penetrar 75 cm; de esta manera queda sin muestrear un longitud mínima de 15 cm donde se alojan los azolves que pudieran haber quedado dentro del tubo. 21 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas Después del hincado se deja el muestreador en reposo tres minutos a fin de que la muestra se expanda en su interior y aumenta su adherencia contra las paredes del tubo enseguida se corta la base del espécimen, girando dos vueltas el muestreador y se procede a sacarlo al exterior, donde se limpia sus extremos e identificación. Las muestras obtenidas con esta técnica presentan alteraciones en un anillo perimetral de 2 a 4 mm de espesor. Figura I.21 Tubo de Pared Delgada o Tubo Shelby Dentado Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 I.3.7 Muestreo con Barril Denison Este muestreador consta de dos tubos concéntricos montados en una cabeza con baleros; el tubo exterior gira para cortar al suelo mientras que el interior permanece sin girar y por presión toma la muestra. Durante el muestreo se inyecta agua y lodo que circule entre los tubos, enfriando así la broca y arrastrando al exterior el material cortado. El barril puede muestrear los suelos en los que el tubo Shelby no puede penetrar, como el caso de las arcillas duras, limos compactados o cementados con pocas gravas. Abajo del nivel freático se puede utilizar agua o lodo como fluido de perforación, arriba del nivel freático es necesario utilizar lodos para disminuir la contaminación que provoca el agua. 22 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas Se baja el muestreador al fondo de la perforación, ajustando previamente la distancia según el suelo que se esté muestreando, se hinca unos centímetros para evita que el tubo inferior gire y después se inicia la rotación aplicando continuamente presión. La velocidad de rotación varía entre 50 y 200 r.p.m. la longitud de muestreo debe ser menor que la longitud del tubo para poder alojar los azolves; una vez alcanzada la longitud de muestreo se extrae el muestreador y de él la muestra, protegiéndola inmediatamente después de hacer la clasificación. Figura I.22 Barril Denison Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 I.3.8 Muestreo con Doble Barril Giratorio El muestro de suelos muy duros y rocas se realizan con barriles muestreadores que tienen broca de insertos de carburo de tungsteno o diamantes industriales. Es el más confiable para obtener muestras de buena calidad, consta de dos tubos concéntricos montados en una cabeza con baleros que permiten que el tubo interior permanezca sin girar. Los barriles muestreadores se identifican según su diámetro como EX, AX, BX y NX las muestras que se recuperan varían de 22 mm a 54 mm de diámetro; en la exploración geotécnica se debe obtener muestras NX de 54 mm de diámetro ya que a mayor diámetro se incrementa la calidad del muestreo. En el muestreo con brocas de diamantes los factores más significativos que deben considerarse son la velocidad de rotación, la fuerza axial sobre la broca y el gasto del fluido de perforación que se inyecte. La experiencia del operador y el cuidado en la supervisión son también muy significativos. 23 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.3 Muestreo de Suelos y Rocas La velocidad de rotación de las brocas es función de la dureza de la roca y del diámetro de aquellas, el fluido que se inyecta a la perforación, agua o lodo, sirve para arrastrar el material cortado y enfriar la broca; considerando que los fragmentos de roca tienen un tamaño medio de 1 mm y que el fluido sea agua, se requiere una velocidad de flujo de 0.3 a 0.6 m/seg dada la dimensión del espesor anular. Figura I.23 Muestreador de Barril Doble Giratorio Fuente: PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000 24 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.4 Aplicación al Caso Práctico I.4 Aplicación al Caso Práctico I.4.1 Conceptos Generales Para realizar el diseño geotécnico de la solución de cimentación del proyecto, fue necesario realizar una campaña de exploración del subsuelo en el sitio de estudio, con la cual se podrá definir la estratigrafía del sitio y programarse la serie de ensayes de laboratorio pertinentes para definir las propiedades índice y mecánicas del suelo; con lo anterior podrán identificarse los principales puntos particulares del sitio en estudio, que deberán ser atendidos para lograr un diseño óptimo y económico de la cimentación. Con la información estratigráfica disponible de sondeos cercanos, se sabe que la costra superficial tiene un espesor variable ente 2 y 3.5 m, seguida de un potente manto de arcilla muy blanda de alta compresibilidad la cual alcanza una profundidad que varía entre 33 y 34 m que es en donde comienza el primer depósito resistente cuyo espesor varía entre 2 y 3.5 m, seguido de una capa de arcilla de consistencia blanda y alta deformabilidad que alcanza una profundidad que varía entre 40 y 41.50 m, seguida de un segundo depósito resistente cuyo espesor no fue precisado en las exploraciones que se tienen disponibles. I.4.2 Número de Sondeos y Profundidad Tomando en consideración las recomendaciones de la NTC para diseño y construcción de cimentaciones, así como de la información estratigráfica disponible de sondeos cercanos al sitio en estudio, se programó la exploración geotécnica necesaria para definir los parámetros necesarios para realizar el diseño geotécnico de la cimentación, dicha exploración consistió en lo siguiente: A) Número de sondeos Debido a que la zona en estudio está identificada plenamente como zona de lago, y a que el área en planta del proyecto es reducida, se prevé que no existirán cambios abruptos en la estratigrafía dentro del predio, por lo cual se decidió realizar un solo sondeo para definir las propiedades mecánicas de los estratos profundos, completado con un pozo a cielo abierto que servirá para definir las propiedades de los depósitos superficiales, así como precisar el espesor de los materiales de relleno que pudieran existir en el sitio. 25 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.4 Aplicación al Caso Práctico B) Profundidad de sondeos Debido a la magnitud de la edificación a construir se prevé que la solución de cimentación para el proyecto consistirá en una cimentación del tipo profunda; tomando en consideración toda la información disponible, se decidió realizar un sondeo hasta 45 m de profundidad con lo cual se verificará que el segundo depósito resistente tenga un espesor mayor a 3 m, por otra parte el pozo a cielo abierto se realizará a una profundidad de 3 metros, o hasta donde sea localizado el nivel de aguas freáticas. I.4.3 Técnicas Utilizadas Considerando que la estratigrafía del sitio es conocida de manera aproximada, se decidió realizar un sondeo del tipo mixto, combinando las técnicas de penetración estándar y muestreo inalterado con tubo de pared delgada; la prueba de penetración estándar servirá para obtener muestras alteradas con las cuales podrá definirse de manera continua el perfil estratigráfico del sitio pudiéndose determinar contenidos de humedad de cada muestra y realizar su inspección visual y al tacto, de igual manera esta prueba servirá para definir la compacidad de los depósitos resistentes; por otra parte el muestreo con tubo de pared delgada servirá para obtener muestras inalteradas de los depósitos de arcilla, ya que es muy importante definir con la mayor precisión posible la resistencia al esfuerzo cortante así como la compresibilidad de dichos depósitos, la perforación se realizará con una maquina Longyear 34 y una bomba tipo Moyno, utilizando el método de rotación y lavado, en caso de ser necesario se recurrirá al empleo de broca tricónica para atravesar los depósitos resistentes; el muestreo en el pozo a cielo abierto consistirá en realizar una excavación con pico y pala, para obtener una muestra cúbica inalterada. I.4.4 Resultados de la Exploración Una vez terminados los trabajos de exploración en campo, se determinó del pozo a cielo abierto que el espesor del material de relleno es de aproximadamente 0.60 m, seguido de un depósito de limo arenoso color gris verdoso hasta 2.00 m de profundidad, que fue la profundidad alcanzada en el pozo a cielo abierto debido a la presencia del nivel freático a dicha profundidad. Del sondeo mixto se obtuvo el siguiente registro de la exploración realizada, en el cual se presenta el número de golpes necesarios para penetrar tramos de 15 cm del penetrómetro estándar, la longitud de las muestras recuperadas y la clasificación preliminar de los materiales: 26 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.4 Aplicación al Caso Práctico Tabla I.7a Registro de Campo del Sondeo Mixto No 1 Fuente: Propia; México 2014 Muestra No. 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 Prof. (m) De A 0.00 0.60 0.60 1.20 1.20 1.80 1.80 2.40 2.40 3.00 3.00 3.60 3.60 4.20 4.20 4.80 4.80 5.70 5.70 6.30 6.30 6.90 6.90 7.50 7.50 8.10 8.10 8.70 8.70 9.30 9.30 9.90 9.90 10.50 10.50 11.40 11.40 12.00 12.00 12.60 12.60 13.20 13.20 13.80 13.80 14.40 14.40 15.00 15.00 15.90 15.90 16.50 16.50 17.10 17.10 17.70 17.70 18.30 18.30 18.90 18.90 19.50 19.50 20.10 20.10 20.70 20.70 21.30 21.30 21.90 21.90 22.50 22.50 23.10 23.10 23.70 23.70 24.60 24.60 25.20 25.20 25.80 25.80 26.40 26.40 27.00 27.00 27.60 27.60 28.20 28.20 28.80 28.80 29.40 15 1 2 1 1 1 PH 1 1 1 1 1 PH 1 2 PH 2 1 1 1 1 PH 1 1 PH 1 1 2 1 1 1 2 1 1 1 1 1 1 1 2 1 1 13 7 Penetración (cm) 30 45 1 3 1 2 1 1 1 2 1 1 1 1 1 1 1 PH Tubo Shelby 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 PH PH 1 2 Tubo Shelby 2 1 1 1 PH 1 1 1 1 PH 2 2 Tubo Shelby 1 1 1 1 PH PH 1 1 1 1 1 2 PH 1 1 1 2 2 2 1 1 2 2 1 1 1 Tubo Shelby 2 1 2 1 1 2 1 1 1 1 1 1 17 25 3 1 60 2 4 2 3 1 PH 1 1 2 PH 1 1 2 1 1 1 1 1 1 2 1 1 1 2 1 1 2 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 2 1 18 35 PH Recuperación (cm) 21 41 22 26 49 35 48 32 27 22 28 24 30 38 35 54 38 S/R 40 28 39 28 32 42 52 28 25 30 25 37 20 28 30 30 40 34 30 28 67 25 27 24 48 28 28 40 20 Material Relleno Limo arenoso Limo arenoso Limo arenoso Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla con lente de arena fina Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla arenosa Arcilla con arena fina Arcilla con arena fina Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla con lente de arena fina Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla Arcilla con arena fina Arena limosa cementada Limo arcilloso 27 CAPÍTULO I.- EXPLORACIÓN GEOTÉCNICA: I.4 Aplicación al Caso Práctico Tabla I.7b Registro de Campo del Sondeo Mixto No 1 Fuente: Propia; México 2014 Muestra Prof. (m) Penetración (cm) Recuperación Material No. De A 15 30 45 60 (cm) 47 29.40 30.00 1 1 1 1 18 Arcilla - 30.00 30.60 1 1 1 2 S/R - 48 30.60 31.20 1 1 1 1 25 Arcilla 49 31.20 31.80 PH PH 1 PH 8 Arcilla - 31.80 32.40 PH PH PH PH S/R - 50 32.40 33.00 50 Arcilla 51 33.00 33.60 PH 3 30 Arcilla 52 33.60 33.90 18 50/15 19 Arena limosa cementada - 33.90 34.20 53 34.20 34.40 - 34.40 34.80 54 34.80 35.15 - 35.15 35.40 55 35.40 36.00 7 56 36.00 36.60 57 36.60 37.20 - 37.20 37.80 58 37.80 38.40 59 38.40 39.00 1 2 2 60 39.00 39.60 PH 1 61 39.60 40.20 1 62 40.20 40.80 1 63 40.80 41.40 64 41.40 41.60 - 41.60 42.00 65 42.00 42.10 - 42.10 42.60 Avance con Broca Tricónica - - - 42.60 42.80 Avance con Broca Tricónica - - 66 42.80 43.40 - 43.40 43.60 67 43.60 44.20 - 44.20 44.40 68 44.40 45.00 Tubo Shelby 3 10 Avance con Broca Tricónica 21 - 50/05 17 Avance con Broca Tricónica 17 37 - 50/5 27 Avance con Broca Tricónica - Arena limosa cementada Arena limosa cementada - 1 PH 2 25 Arcilla 1 3 3 4 22 Arcilla 8 11 6 8 20 Arcilla con arena fina 2 1 3 3 S/R - 50 Arcilla 3 24 Arcilla 1 2 30 Arcilla PH 5 11 25 Arcilla 3 5 7 20 Limo arcilloso 20 17 19 23 27 Arena limosa cementada 25 50/5 16 Arena limosa cementada Tubo Shelby Avance con Broca Tricónica - 50/10 26 14 27 27 25 Avance con Broca Tricónica 24 26 25 20 Avance con Broca Tricónica 35 26 29 30 30 - 19 30 Arena limosa cementada Arena limosa cementada Arena limosa cementada Arena limosa cementada 28 CAPÍTULO II.- PRUEBAS DE LABORATORIO: II.1 Pruebas Índice CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO II.1 Pruebas Índice II.1.1 Conceptos Generales Para poder comprender el comportamiento de un determinado depósito de suelo, es necesario recurrir a pruebas de laboratorio, las cuales tradicionalmente en ingeniería geotécnica consisten en realizar ensayes para determinar las propiedades índice y mecánicas del suelo. En lo que sigue, se presenta una descripción de las pruebas índice que rutinariamente se realizan en un laboratorio de mecánica de suelos, las cuales son las siguientes: - Contenido de humedad - Densidad de sólidos - Peso volumétrico - Límites de Atterberg - Granulometría II.1.2 Contenido de Humedad El contenido de agua es la relación entre el peso del agua contenida en una muestra de suelo y el peso de las partículas sólidas del mismo, generalmente se expresa en porcentaje. % Wa 100 WS Donde: ω% Contenido de humedad, en % Wa Peso del agua, en gr Ws Peso de los sólidos, en gr Procedimiento: Se coloca una porción de suelo húmedo en una tara de peso conocido, se pesa y se introduce en el horno a temperatura constante de 105°C durante 24 horas o hasta que la muestra este completamente seca, se retira el conjunto del horno y se enfría con ayuda del desecador, una vez frío el conjunto, se pesa. 29 CAPÍTULO II.- PRUEBAS DE LABORATORIO: II.1 Pruebas Índice II.1.3 Densidad de Sólidos o Peso Específico Relativo: La densidad de sólidos es la relación entre el peso volumétrico de las partículas sólidas de un suelo y el peso volumétrico del agua. Ss s w Donde: Ss Densidad de sólidos, adimensional Υs Peso volumétrico de los sólidos, en gr/cm³ Υw Peso volumétrico del agua, en gr/cm³ Procedimiento: Se coloca una porción de suelo seco y disgregado en un matraz calibrado que contenga agua; por medio de un sistema de succión de aire y de aplicación de calor al matraz, se extrae el aire contenido en el agua y el suelo, una vez realizado lo anterior se determina la temperatura de la prueba, así como el peso del conjunto matraz-suelo-agua, con ayuda de las gráficas de calibración del matraz se obtiene el peso del matraz lleno de agua a la temperatura de la prueba. II.1.4 Peso Volumétrico El peso volumétrico es la relación entre el peso de una muestra de suelo y el volumen del mismo. m Wm Vm Donde: Υw Peso volumétrico del suelo, en gr/cm³ Wm Peso de la muestra, en gr Vm Volumen de la muestra, en cm³ Procedimiento: De una muestra inalterada de suelo, se labra un cubo de aproximadamente 2 cm de lado, el cubo se pesa y se baña de parafina, una vez fría la parafina, se sumerge en agua contenida en una vaso deprecipitado con el objetivo de determinar su volumen por diferencia de pesos. 30 CAPÍTULO II.- PRUEBAS DE LABORATORIO: II.1 Pruebas Índice II.1.5 Límites de Atterberg Atterberg en forma experimental propuso 4 estados por los que pueden pasar los suelos al ir disminuyendo su contenido de humedad, definiendo 3 fronteras, a las que llamo límites de consistencias, dichos límites son conocidos como límite liquido (LL), límite plástico (LP) y límite de contracción (LC). Sólido Semisólido Límite de contracción Plástico Límite plástico Líquido Contenido de agua creciente Límite líquido Figura II.1 Estados de Consistencia de los Suelos Fuente: Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001 Límite líquido Es la frontera comprendida entre el estado semi-líquido y plástico, definiéndose como el contenido de humedad que requiere un suelo previamente remoldeado, que al darle una forma trapecial sus taludes fallen simultáneamente al sufrir el impacto de 25 golpes consecutivos, cerrándose la ranura longitudinalmente 13 mm en la copa de Casagrande. Límite plástico Es la frontera comprendida entre el estado plástico y semi-solido, definiéndose como el contenido de humedad que posee un cilindro de material de 11 cm de longitud y 3.2 mm de diámetro al comenzar a sufrir agrietamientos en su estructura, el cilindro se forma al rolarlo con la mano sobre una superficie lisa. Límite de contracción Es la frontera comprendida entre el estado semi-sólido y sólido, definiéndose como el contenido de humedad que tiene un suelo el cual tras un secado posterior ya no provoca disminución de volumen. 31 CAPÍTULO II.- PRUEBAS DE LABORATORIO: II.1 Pruebas Índice II.1.6 Granulometría Consiste en separar por tamaños las partículas de suelos gruesos y finos que componen una muestra de material, y en función de esto poder clasificarlo. El material al que se realice la prueba, debe estar previamente secado, disgregado y cuarteado, se hace pasar por un juego de tamices estandarizados con el objetivo de determinar la proporción de los tamaños de partículas contenidas en la muestra. De esta prueba se genera una gráfica de % de peso vs tamaño de partículas, de la cual se obtiene la graduación del material con ayuda de los coeficientes de uniformidad (Cu) y curvatura (Cc). Figura II.2 Curva Granulométrica Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972 32 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas II.2 Pruebas Mecánicas II.2.1 Conceptos Generales Para realizar el diseño geotécnico de una cimentación, es necesario determinar los parámetros de resistencia al esfuerzo cortante y de compresibilidad de los diferentes depósitos de suelo que se localicen en el sitio en estudio hasta la profundidad donde el incremento de esfuerzos inducidos por la estructura tengan incidencia, lo anterior se logra por medio de pruebas mecánicas de laboratorio, las cuales consisten en realizar pruebas de compresión simple, compresión Triaxial y pruebas de consolidación, dichos ensayes se describen en lo siguiente. II.2.2 Compresión Simple Consiste en determinar la resistencia a la compresión simple de una muestra cilíndrica de suelo, la cual se coloca entre dos placas con piedras porosas, con la ayuda de un vástago se aplica una carga axial hasta la falla de la muestra por medio de una prensa, tomando lecturas de la carga aplicada y las deformaciones en la muestra cilíndrica, para así determinar la curva esfuerzo deformación del material en estudio. Figura II.3 Ensaye de Compresión Simple Fuente: Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001 33 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas De la curva esfuerzo deformación, la ordenada máxima es el máximo esfuerzo a que se sometió la probeta de suelo durante el ensaye, cuyo valor es la resistencia a la compresión simple, de igual manera puede ser determinado el módulo de elasticidad y el módulo de Poisson de la misma gráfica. Figura II.4 Curva Esfuerzo Deformación Fuente: Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001 II.2.3 Compresión Triaxial La prueba determina el ángulo de rozamiento interno y la cohesión del suelo, que permiten establecer su resistencia al corte, aplicando a las probetas esfuerzos verticales y laterales que tratan de reproducir los esfuerzos a los que está sometido el suelo en condiciones naturales. El ensaye se realiza en una cámara de pared transparente llena de líquido (cámara triaxial), en la que se coloca la probeta cilíndrica de suelo que tiene una altura igual a dos y medio veces su diámetro forrada con una membrana de caucho, esta membrana está sujeta a un pedestal y a un cabezal sobre los que se apoyan los extremos de la probeta. Generalmente se ensayan tres probetas de la misma muestra de suelo, haciendo variar el esfuerzo confinante inducido con presión de aire hacia la cámara, y transmitido a la probeta por medio del líquido al interior de la misma, con la variación del esfuerzo confinante se hace variar el esfuerzo desviador con el cual fallan las probetas. 34 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas Figura II.5 Prueba Triaxial Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972 Con las lecturas de carga y deformación de las probetas, se genera una gráfica esfuerzo deformación, a partir de la cual se puede determinar el módulo de elasticidad y los esfuerzos verticales y horizontales al momento de fallar la probeta; con los datos anteriores es posible trazar los círculos de Mohr para una serie de probetas del mismo suelo, de los cuales se traza la envolvente de falla para determinar el ángulo de fricción interna y la cohesión del material. Figura II.6 Círculos de Mohr en una Prueba Triaxial Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972 35 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas II.2.4 Consolidación El ensaye permite determinar los parámetros necesarios para calcular los hundimientos por consolidación de una estructura y los tiempos en que estos se producen. El aparato para realizar este ensayo se denomina edómetro o consolidómetro, con el cual se aplican cargas en intervalos de 24 hrs, tomando lecturas de deformación a diferentes tiempos a una muestra de suelo de altura pequeña con relación al diámetro, confinada lateralmente por un anillo rígido, y colocada entre 2 discos porosos. Figura II.7 Ensaye de Consolidación Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972 Con cada uno de los incrementos de carga y sus lecturas tiempo-deformación, se generan gráficas llamas curvas de consolidación, de las cuales pueden determinarse los parámetros necesarios para determinar el tiempo que transcurre para que el suelo presente cierta deformación. Figura II.8 Curvas de Consolidación Fuente: Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001 36 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.2 Pruebas Mecánicas Con las máximas deformaciones registradas en cada incremento de carga, se puede generar una gráfica relación de vacíos-esfuerzo, dicha gráfica es llamada curva de compresibilidad, de la cual se pueden obtener los parámetros necesarios para determinar la magnitud de las deformaciones que tendrá el suelo bajo un estado de esfuerzos determinado. Figura II.9 Curva de Compresibilidad Fuente: Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972 37 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos II.3 Clasificación de Suelos II.3.1 Conceptos Generales Para poder caracterizar el material encontrado durante una exploración geotécnica, es necesario realizar la clasificación de los distintos materiales encontrados, para lo anterior se recurre a una clasificación preliminar la cual es conocida como “clasificación de campo”, completada con una clasificación basada en el sistema unificado de suelos “SUCS” propuesto por Casagrande; a continuación se describen los criterios que toman ambos métodos. II.3.2 Clasificación de Suelos en Campo La clasificación en campo se realiza de manera visual y al tacto, tomando en cuenta las características de granulometría, plasticidad, color y olor. A) Granulometría Para determinar de forma aproximada la granulometría del material en estudio, es necesario separa las partículas sólidas en tres fracciones como se muestra a continuación: - Partículas mayores de 0.50 cm (Grava) - Partículas comprendidas entre el menor tamaño que pueda apreciarse a simple vista y menores de 0.50 cm (Arena) - Partículas en que no se pueda observar su tamaño a simple vista (Finos) B) Plasticidad Para determinar de manera aproximada la plasticidad de los suelos que pasen la malla No 40, se recurren a tres pruebas de campo llamadas prueba de dilatancia, tenacidad y resistencia en estado seco. Dilatancia: Consiste en determinar la movilidad del agua que contenga una pastilla de suelo de consistencia suave no fluida, por medio de impactos en la mano, se reporta como dilatancia rápida, lenta o nula. 38 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos Tenacidad: De una porción de suelo tomada de la muestra preparada para la prueba de dilatancia, se rola un rollito de aproximadamente 3 mm de diámetro las veces que sea necesario para que al llegar a tal diámetro el rollito se fracture, el tiempo necesario para llegar a esta condición, así como la resistencia que opone el rollito a ser comprimido, se reportan como tenacidad nula (tiempo corto y resistencia muy pequeña), media (tiempo medio y resistencia media) o alta (tiempo largo y resistencia alta). Resistencia en estado seco: Se forma una pastilla de suelo de aproximadamente 4 cm de diámetro y 1 cm de espesor, la cual se deposita en un medio adecuado para que se evapore el agua que contiene, una vez seca se procede a romper la pastilla con los dedos, se reporta como resistencia en estado seco nula, media o alta. C) Color El color de una muestra de suelo, es muy útil para diferenciar cambios estratigráficos; la descripción del color de una muestra de suelos se realiza indicando un color y una tonalidad distintiva. D) Olor El olor es importante para distinguir suelos con un alto contenido de materia orgánica, ya que despiden un apreciable olor a materia en descomposición a diferencia de los suelos de origen mineral cuyo olor es mucho menos intenso, por otra parte el olor de una muestra puede ser indicativo de la contaminación del suelo por algún agente químico principalmente en lugares donde se almacenen dichos producto y pudieran existir filtraciones al suelo. A continuación se presenta una tabla en la que se muestran los criterios resumidos para realizar la clasificación de campo de un suelo en base a las consideraciones referentes a su granulometría, plasticidad, color y olor; dicha tabla abarca la clasificación de gravas, arenas, suelos finos (limos y arcilla), así como aquellos con un alto contenido de materia orgánica, agrupándolos y dando su simbología aproximada según el sistema unificado de clasificación de suelos, así como la designación que comúnmente se utiliza para describirlo. 39 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos Tabla II.1 Clasificación Aproximada de Suelos en Campo Fuente: SCT; Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M.MMP.1.02/03, México 2003 Símbolo de grupo[1] Grava Más de la mitad de la fracción gruesa es mayor de 5 mm (malla No 4)[3] Arena Más de la mitad de la fracción gruesa es menor de 5 mm (malla No 4)[3] Menos del 5% respecto al total son partículas del tamaño mínimo que se puede observar a simple vista Más del 12% respecto al total son partículas del tamaño mínimo que se puede observar a simple vista Menos del 5% respecto al total son partículas del tamaño mínimo que se puede observar a simple vista Denominación común Amplio rango en los tamaños de las partículas y cantidades apreciables de todos los tamaños intermedios GW Predominio de un tamaño o un rango de tamaños con ausencia de algunas tamaños intermedios GP Fracción fina no plástica (para identificación véase grupo ML, abajo) GM Fracción fina plástica (para identificación véase grupo CL, abajo) GC Amplio rango en los tamaños de las partículas y cantidades apreciables de todos los tamaños intermedios SW Arena bien graduada, arena con grava y poco o nada de finos Predominio de un tamaño o un rango de tamaños con ausencia de algunas tamaños intermedios SP Arena mal graduada, arena con grava y poco o nada de finos SM Arena limosa, mezcla de arena, grava y limo SC Arena arcillosa, mezcla de arena, grava y arcilla Más del 12% respecto al Fracción fina no plástica (para total son partículas del identificación véase grupo ML, abajo) tamaño mínimo que se Fracción fina plástica (para puede observar a simple identificación véase grupo CL, abajo) vista Identificación de la fracción que pasa la malla No 40 (0.425 mm) Resistencia en estado Dilatancia Tenacidad seco Limo y Arcilla Suelos de partículas finas Más de la mitad del material son partículas menores que el tamaño mínimo que se puede observar a simple vista[4] Suelos de partículas gruesas[2] Más de la mitad del material es de tamaño mayor que el mínimo que se puede observar a simple vista Tipo de Suelo Grava bien graduada, mezcla de grava y arena, con poco o nada de finos. Grava mal graduada, mezclas de grava y arena, con poco o nada de finos Grava limosa, mezclas de grava, arena y limo, mal graduadas Grava arcillosa, mezclas de grava, arena y arcilla, mal graduadas Limo y arena muy fina, polvo de roca, arena fina limosa Limo de alta compresibilidad, limo micáceo o diatomaceo Arcilla de baja o mediana compresibilidad, arcilla con grava, arcilla arenosa Arcilla de alta compresibilidad Rápida Nula Nula ML Lenta Media Nula MH Lenta a nula Media Media CL Nula Alta Alta CH Rápida Media Media OL Limo orgánico de baja compresibilidad Rápida a lenta Media Media OH Limo orgánico de alta compresibilidad Suelos altamente Fácilmente identificables por su color, olor, sensación esponjosa y Pt Turba orgánicos frecuentemente por su textura fibrosa [1] Tratándose de suelos con partículas gruesas, en que el porciento en masa que pasa la malla No 200 queda comprendido entre 5 y 12%, son casos de frontera que requieren el uso de símbolos dobles, como por ejemplo GW-GC que corresponde a una mezcla de grava y arena bien graduada arcillosa, o SW-SM que corresponde a una arena bien graduada limosa. [2] Las cantidades y porcentajes que se manejan son en volumen. [3] Puede considerarse 5 mm como equivalente a la abertura de la malla No 4. [4] Se estima que las partículas más pequeñas apreciables a simple vista corresponden al tamaño de 0.075 mm (malla No 200) 40 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos II.3.3 Clasificación con el Sistema Unificado de Clasificación de Suelos El sistema unificado de clasificación de suelos “SUCS” indica que un suelo es aquella partícula cuyo tamaño es menor de 7.50 cm; considera dos grupos principales: suelos gruesos dentro de los cuales se encuentran las gravas (G) y arenas (S), y suelos finos dentro de los cuales se encuentran los limos (M) y las arcillas (C). La identificación de los suelos según el criterio de clasificación unificado, contempla las características granulométricas de los suelos gruesos y las características plásticas de los suelos finos. A) Granulometría Para deteminar las características granulometricas de un suelo, es necesario realizar una prueba granulométrica completa, de la cual puede trazarse la curva granulométrica del material y determinar los porcentajes de cada uno de los materiales que constituyen al suelo, así como determinar los coeficientes de curvatura y uniformidad, que sirven para saber si el material presenta una buena o mala graduación. B) Plasticidad Las características de plasticidad de los suelos finos, se determinan a partir de los límites de Atterberg, en particular del límite líquido y el límite plástico, de los cuales se determina el índice plástico del suelo; a partir de los resultados de los ensayes de límites de consistencia, y con ayuda de la carta de plasticidad, es posible agrupar al suelo de parículas finas, como limo o arcilla, ya sea de baja o alta compresibilidad, asi como en suelos orgánicos. Figura II.10 Carta de plasticidad Fuente: SCT; Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M.MMP.1.02/03, México 2003 41 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.3 Clasificación de Suelos Tabla II.2 Clasificación de Suelos con Base en el SUCS Fuente: SCT; Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M.MMP.1.02/03, México 2003 Grava Más de la mitad de la fracción gruesa se retiene en la malla No 4 Altamente orgánicos Símbolo de Grupo Identificación Arena Más de la mitad de la fracción gruesa pasa la malla No 4 Grava limpia (Poco o nada de partículas finas) Grava con finos (Cantidad apreciable de partículas finas) Arena limpia Menor de 50% (Poco o nada de partículas finas) Mayor de 50% Limo y arcilla Límite líquido Suelos gruesos Más de la mitad del material se retiene en la malla No 200 (0.075 mm) Sub-Tipos Suelos finos Más de la mitad del material pasa la malla No 200 (0.075 mm) Suelo (Partículas menores de 7.50 cm) Tipo Grava bien graduada: mezcla de grava y arena con poco o nada de finos. Debe tener un coeficiente de uniformidad (Cu) mayor de 4 y un coeficiente de curvatura (Cc) entre 1 y 3[1] Grava mal graduada: mezcla de grava y arena con poco o nada de finos. No satisface los requisitos de graduación para GW. Grava limosa: mezcla de grava, arena y limo. Grava arcillosa: mezcla de grava, arena y arcilla. Arena bien graduada: mezcla de arena y grava con poco o nada de finos. Debe tener un coeficiente de uniformidad (Cu) mayor de 6 y un coeficiente de curvatura (Cc) entre 1 y 3[1] Arena mal graduada: mezcla de arena y grava con poco o nada de finos. No satisface los requisitos de graduación para SW. Arena con finos Arena limosa: mezcla de arena, grava y limo. (Cantidad apreciable de partículas finas) Arena arcillosa: mezcla arena, grava y arcilla. Menos del 5% en masa pasa la malla No 200. GW Menos del 5% en masa pasa la malla No 200. GP Más del 12% en masa pasa la malla No 200 y las pruebas de límites de consistencia clasifican a la fracción fina como ML o MH (véase abajo los grupos ML y MH). Más del 12% en masa pasa la malla No 200 y las pruebas de límites de consistencia clasifican a la fracción fina como CL o CH (véase abajo los grupos CL y CH). GM GC Menos del 5% en masa pasa la malla No 200. SW Menos del 5% en masa pasa la malla No 200. SP Más del 12% en masa pasa la malla No 200 y las pruebas de límites de consistencia clasifican a la fracción fina como ML o MH (véase abajo los grupos ML y MH). Más del 12% en masa pasa la malla No 200 y las pruebas de límites de consistencia clasifican a la fracción fina como CL o CH (véase abajo los grupos CL y CH). SM SC Limo de baja compresibilidad; mezcla de limo de baja plasticidad, arena y grava; polvo de roca. Se localiza dentro de la zona I de la carta de plasticidad. ML Arcilla de baja compresibilidad; mezcla de arcilla de baja plasticidad, arena y grava. Se localiza dentro de la zona II de la carta de plasticidad. CL Limo orgánico de baja compresibilidad; mezcla de limo orgánico de baja plasticidad, arena y grava. Se localiza dentro de la zona I de la carta de plasticidad. OL Limo de alta compresibilidad; mezcla de limo de alta plasticidad, arena y grava. Se localiza dentro de la zona III de la carta de plasticidad. MH Arcilla de alta compresibilidad; mezcla de arcilla de alta plasticidad, arena y grava. Se localiza dentro de la zona IV de la carta de plasticidad. CH Limo orgánico de alta compresibilidad; mezcla de limo orgánico de alta plasticidad, arena y grava. Se localiza dentro de la zona III de la carta de plasticidad. OH Turba, fácilmente identificables por su color, olor, sensación esponjosa y frecuentemente por su textura fibrosa. Pt [1] Los coeficientes de uniformidad (Cu) y de curvatura (Cc), que se utilizan para determinar la graduación de los suelos GW, SP, SW y SP están dados por las siguientes expresiones: 2 60 30 u c 10 10 60 C D D C D D D Donde D10, D30 y D60 son los tamaños de las partículas para el cual el 10, 30 y 60% en masa del material es menor que esos tamaños, respectivamente, determinados gráficamente de la curva granulométrica. 42 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.4 Aplicación al Caso Práctico II.4 Aplicación al Caso Práctico II.4.1 Conceptos Generales Una vez finalizada la campaña de exploración, las muestras obtenidas fueron ensayadas en laboratorio con la finalidad de determinar las propiedades índice y mecánicas de las mismas. Las pruebas se realizaron siguiendo procedimientos y equipos adecuados de acuerdo a las normativas para ejecución de pruebas en el laboratorio de mecánica de suelos. II.4.2 Programa de pruebas El tipo de prueba a realizar en cada muestra se determinó tomando en cuenta si el tipo de muestra a ensayar es alterada (tubo partido) o inalterada (tubo Shelby y muestra cubica). A continuación se presenta el programa de pruebas de laboratorio que se realizó a cada una de las muestras del sondeo mixto SM-1 y pozo a cielo abierto PCA-1. Tabla II.3a Programa de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014 Muestra No. 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 Pruebas Índice Pruebas Mecánicas Tipo ω (%) % F Ss Υm LL LP C. Simple TXUU Consolidación SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT TS SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT 43 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.4 Aplicación al Caso Práctico Tabla II.3b Programa de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014 Muestra No. 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 65 66 67 68 PCA-1 Pruebas Índice Pruebas Mecánicas Tipo ω (%) % F Ss Υm LL LP C. Simple TXUU Consolidación TS SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT TS SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT TS SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT TS SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT SPT MC 44 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.4 Aplicación al Caso Práctico Donde: SPT PCA TS MC ω% %F Ss Sondeo de penetración estándar Pozo a cielo abierto Tubo Shelby Muestra cúbica Contenido de humedad Porcentaje de finos Densidad de sólidos Υm Peso volumétrico LL Límite liquido LP Límite plástico TXUU Prueba triaxial no drenada no consolidada II.4.3 Resultado de las pruebas de Laboratorio Una vez realizados los ensayes de laboratorio correspondientes, los resultados fueron calculados e interpretados, a continuación se presenta una tabla que resume las propiedades índice y mecánicas obtenidas a partir de las pruebas de laboratorio. Tabla II.4a Resultados de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014 Sondeo Muestra Profundidad (m) ω (%) F (%G-%A-%F) SM-1 1 0.00-0.60 28.36 SM-1 2 0.60-1.20 87.54 SM-1 3 1.20-1.80 75.85 SM-1 4 1.80-2.40 98.79 SM-1 5 2.40-3.00 257.42 SM-1 6 3.00-3.60 309.54 SM-1 7 3.60-4.20 290.24 SM-1 8 4.20-4.80 379.01 0.00%-42.68%-57.32% SM-1 9 4.80-5.70 316.63 0.00%-2.92%-97.08% SM-1 10 5.70-6.30 240.86 SM-1 11 6.30-6.90 247.84 SM-1 12 6.90-7.50 364.11 SM-1 13 7.50-8.10 306.65 SM-1 14 8.10-8.70 72.99 SM-1 15 8.70-9.30 220.29 SM-1 16 9.30-9.90 250.59 SM-1 17 9.90-10.50 196.93 SM-1 18 11.40-12.00 236.58 SM-1 19 12.00-12.60 279.75 SM-1 20 12.60-13.20 259.91 SM-1 21 13.20-13.80 272.81 SM-1 22 13.80-14.40 262.71 SM-1 23 14.40-15.00 229.03 SM-1 24 15.00-15.90 277.24 SM-1 25 15.90-16.50 196.77 SM-1 26 16.50-17.10 263.12 SM-1 27 17.10-17.70 283.70 SM-1 28 17.70-18.30 253.24 SM-1 29 18.30-18.90 270.06 Ss Υm (T/m³) LL (%) LP Cu Ф E (%) (T/m²) (°) (T/m²) 2.40 1.40 146.35 76.40 344.70 99.34 2.30 1.16 2.33 1.16 321.90 88.09 2.30 1.18 2.54 1.15 351.20 98.02 2.31 1.22 313.60 92.32 Cr Cc Ce P’c (T/m²) 0.00%-44.18%-55.82% 2.95 0 328.16 0.254 5.632 0.364 4.75 3.52 4 430.39 0.278 3.936 0.361 5.25 0.00%-13.79%-86.21% 0.00%-5.67%-94.33% 0.00%-15.28%-84.72% 0.00%-32.87%-67.13% 2.34 1.16 2.31 1.16 272.55 86.34 2.34 1.17 286.50 74.42 1.82%-26.53%-71.65% 0.00%-30.27%-69.73% 0.00%-0.74%-99.26% 0.00%-7.74%-92.26% 45 CAPÍTULO II.-PRUEBAS DE LABORATORIO: II.4 Aplicación al Caso Práctico Tabla II.4b Resultados de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014 Sondeo Muestra Profundidad (m) ω (%) SM-1 30 18.90-19.50 288.60 SM-1 31 19.50-20.10 262.91 SM-1 32 20.10-20.70 250.18 SM-1 33 20.70-21.30 279.92 SM-1 34 21.30-21.90 320.09 SM-1 35 21.90-22.50 211.38 SM-1 36 22.50-23.10 194.17 SM-1 37 23.10-23.70 207.77 SM-1 38 23.70-24.60 191.65 SM-1 39 24.60-25.20 213.82 SM-1 40 25.20-25.80 190.19 SM-1 41 25.80-26.40 219.60 SM-1 42 26.40-27.00 140.44 SM-1 43 27.00-27.60 134.29 SM-1 44 27.60-28.20 37.73 SM-1 45 28.20-28.80 51.54 SM-1 46 28.80-29.40 97.13 SM-1 47 29.40-30.00 127.94 SM-1 48 30.60-31.20 120.56 SM-1 49 31.20-31.80 88.49 SM-1 50 32.40-33.00 148.05 SM-1 51 33.00-33.60 132.35 SM-1 52 33.60-33.90 44.47 SM-1 53 34.20-34.40 31.66 SM-1 54 34.80-35.15 36.68 SM-1 55 35.40-36.00 156.39 SM-1 56 36.00-36.60 148.28 SM-1 57 36.60-37.20 88.39 SM-1 58 37.80-38.40 128.20 SM-1 59 38.40-39.00 104.41 SM-1 60 39.00-39.60 81.90 SM-1 61 39.60-40.20 70.77 SM-1 62 40.20-40.80 51.78 SM-1 63 40.80-41.40 47.31 SM-1 64 41.40-41.60 40.06 SM-1 65 42.00-42.10 28.66 SM-1 66 42.80-43.40 58.26 SM-1 67 43.60-44.20 46.06 SM-1 68 44.40-45.00 48.21 PCA-1 MC 1.40-1.80 87.14 Ss Υm (T/m³) LL (%) LP (%) 2.32 1.16 296.80 84.62 2.30 1.19 0.00%-13.67%-86.33% 2.31 1.21 0.00%-14.97%-85.03% 2.43 1.24 192.00 52.48 290.60 83.49 2.30 1.30 2.46 1.65 54.04 45.28 2.31 1.27 128.45 60.86 152.55 48.88 F (%G-%A-%F) Cu (T/m²) Ф (°) E (T/m²) Cr Cc Ce P’c (T/m²) 4.75 1 539.35 0.256 1.392 0.108 7.00 3.30 3 347.20 0.187 1.673 0.211 9.00 4.80 2 651.23 0.090 0.819 0.091 11.60 2.55 15 481.32 0.071 0.468 0.043 5.80 0.00%-0.95%-99.05% 0.00%-6.47%-93.53% 6.67%-2.93%-90.40% 12.74%-26.16%-61.10% 0.00%-57.46%-42.54% 2.29 1.68 0.00%-39.09%-60.91% 2.32 1.31 2.35 1.46 2.31 1.56 90.35 34.83 56.16 34.23 0.00%-22.76%-77.24% 0.00%-54.29%-45.71% 2.54 1.62 2.40 1.40 0.00%-51.57%-48.43% 46 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo III.1.1 Conceptos Generales Una vez realizados los trabajos de exploración en campo y de pruebas de laboratorio, es necesario realizar la interpretación estratigráfica del sitio agrupando los depósitos de suelo detectados en unidades estratigráficas de las cuales se considerará que cada unidad presenta un comportamiento similar en todo su espesor; a pesar de que en la realidad esto no se cumple cabalmente, este criterio puede considerarse satisfactorio en la práctica. III.1.2 Interpretación Estratigráfica Para realizar la interpretación estratigráfica se tomo en cuenta la clasificación de los materiales de acuerdo al sistema unificado de clasificación de suelos, la consistencia o compacidad del material, asi como su deformabilidad. Una vez interpretada la columna de materiales detectados en el sitio, se determino que la estratigráfia hasta 45.00 m de profundidad esta contituida por ocho unidades estratigráficas las cuales se describen a continuación: Tabla III.1 Descripción de las Unidades Estratigráficas Fuente: Propia; México 2014 I Profundidad (m) 0.00 a 0.60 II 0.60 a 2.40 1.80 III 2.40 a 28.20 25.80 IV 28.20 a 28.80 0.60 V 28.80 a 33.60 4.80 VI 33.60 a 35.40 1.80 VII 35.40 a 40.80 5.40 VIII 40.80 a 45.00 4.20 Estrato Espesor(m) Descripción 0.60 Material de relleno: Arena limosa con gravillas, color café. Limo arenoso (arena fina) color gris verdoso, presenta una consistencia muy blanda a blanda, y alta deformabilidad. Arcilla con arena fina color gris verdoso, contiene lentes de arena fina, presenta una consistencia muy blanda, y alta deformabilidad. Arena fina limosa cementada, color gris claro, presenta una compacidad densa, y baja deformabilidad. Arcilla limosa color gris obscuro, presenta una consistencia muy blanda, y alta deformabilidad Arena media, limosa cementada, color gris claro, presenta una compacidad muy densa, y baja deformabilidad. Arcilla limosa con arena fina, color gris claro a obscuro, presenta una consistencia blanda a media, y alta deformabilidad. Arena fina limosa cementada, color café claro, presenta una compacidad densa a muy densa, y baja deformabilidad. El nivel de aguas freáticas fue detectado a una profundidad de 2.00 m bajo el nivel de terreno natural 47 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo III.1.3 Propiedades Geotécnicas del Modelo Geomecánico Para realizar el diseño geotécnico de la cimentación, es necesario elaborar un modelo geomecánico del sitio, en el cual se incluyan las propiedades mecánicas de las unidades estratigráficas detectadas. A) Propiedades geotécnicas determinadas con ensayes de laboratorio Para determinar las propiedades geotécnicas, fue necesario subdividir el estrato número III en tres subestratos (IIIa, IIIb y IIIc), con la finalidad de tomar en cuenta la variación de las propiedades mecánicas de resistencia y deformabilidad de dicho estrato; las propiedades mecánicas del estrato II fueron determinadas a partir de ensayes triaxiales no drenados no consolidados y ensayes de consolidación realizados en la muestra cúbica inalterada del PCA-1, mismas que fueron asignadas al estrato I (relleno); para los estratos IIIa, IIIb, IIIc, V y VII las propiedades fueron determinadas a partir de ensayes triaxiales no drenados no consolidados y ensayes de consolidación realizados en muestras inalteradas obtenidas con tubo Shelby. Los resultados se muestran a continuación: Tabla III.2 Propiedades Mecánicas Determinadas a Partir de Ensayes de Laboratorio Fuente: Propia; México 2014 Estrato I II IIIa IIIb IIIc IV V VI VII VIII Donde: γ C ф E Cr Cc Ce P’c Profundidad (m) 0.00 a 0.60 0.60 a 2.40 2.40 a 8.70 8.70 a 21.90 21.90 a 28.20 28.20 a 28.80 28.80 a 33.60 33.60 a 35.40 35.40 a 40.80 40.80 a 45.00 γ (T/m³) 1.40 1.40 1.16 1.16 1.24 1.65 1.27 1.68 1.31 1.62 C (T/m²) 2.55 2.55 2.95 3.52 4.75 3.30 4.80 - Ф (°) 15 15 0 4 1 3 2 - E (T/m²) 481.32 328.16 430.39 539.35 347.20 651.23 - Cr Cc Ce 0.071 0.254 0.278 0.256 0.187 0.090 - 0.468 5.632 3.936 1.392 1.673 0.819 - 0.043 0.364 0.361 0.108 0.211 0.091 - P´c (T/m²) 5.80 4.75 5.25 7.00 9.00 11.60 - Peso volumétrico del material, húmedo o saturado Cohesión del suelo Ángulo de fricción interna del suelo Módulo de elasticidad del suelo Índice de recompresión Índice de compresión virgen Índice de expansión Presión de preconsolidación 48 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo B) Propiedades geotécnicas determinadas con correlaciones al número de gólpes Las propiedades de los estratos IV, VI y VIII fueron determinadas a partir de correlaciones al número de golpes en la prueba de penetración estándar considerando al material como puramente friccionante, para lo cual Peck recomienda modificar los valores del número de golpes por medio de dos factores de corrección por dilatancia (arenas finas ó arenas limosas en estado semicompacto o compacto, bajo el nivel freático, con N>15) y por presión confinante (para presiones verticales efectivas mayores de 0.50 kg/cm²): Tabla III.3 Propiedades Mecánicas Determinadas a Partir de Correlaciones al Número de Golpes Fuente: Propia; México 2014 Estrato I II IIIa IIIb IIIc IV V VI VII VIII Donde: γ N N’ σo Cn N’’ ф E Profundidad (m) 0.00 a 0.60 0.60 a 2.40 2.40 a 8.70 8.70 a 21.90 21.90 a 28.20 28.20 a 28.80 28.80 a 33.60 33.60 a 35.40 35.40 a 40.80 40.80 a 45.00 γ (T/m³) 1.40 1.40 1.16 1.16 1.24 1.65 1.24 1.68 1.31 1.62 N 42 50 50 N’ 28.50 32.50 32.50 σo (T/m²) 7.79 9.89 13.48 Cn 1.08 1.01 0.90 N’’ 31 33 29 Ф (°) 34 34 33 E (T/m²) 1172.27 1223.24 1121.30 Peso volumétrico del material, húmedo o saturado Número de golpes medidos en campo durante la prueba SPT Número de golpes corregidos por dilatancia Presión vertical efectiva Factor de corrección por presión de confinamiento Número de golpes corregidos por dilatancia y presión confinante Ángulo de fricción interna del suelo Módulo de elasticidad del suelo Determinación del número de golpes corregidos por dilatancia: Esta determinación se realizó bajo la siguiente expresión propuesta por Peck: N ' 15 0.5N 15 Estrato IV: N ' 15 0.542 15 28.50 Estrato VI: N ' 15 0.550 15 32.50 Estrato VIII: N ' 15 0.550 15 32.50 49 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo Determinación de la presión efectiva al centro del estrato: Estrato IV (28.50 m): 0 0.60 1.40 1.40 1.40 0.40 0.40 6.30 0.16 13.20 0.16 6.30 0.24 0.30 0.65 7.79 T/m2 Estrato VI (34.50 m): 0 7.79 0.30 0.65 4.80 0.27 0.90 0.68 9.89 T/m 2 Estrato VIII (42.90 m): 0 9.89 0.90 0.68 5.40 0.31 2.10 0.62 13.48 T/m 2 Determinación del factor de corrección por presión de confinamiento: Esta determinación se realizó bajo la siguiente expresión propuesta por Peck: Cn 0.77 log20 o Donde la presión vertical efectiva se expresa en kg/cm². Estrato IV: Cn 0.77 log20 0.79 1.08 Estrato VI: Cn 0.77 log20 0.989 1.01 Estrato VIII: Cn 0.77 log20 1.348 0.90 Determinación del número de golpes corregidos por dilatancia y presión confinante Esta determinación se realizó bajo la siguiente expresión propuesta por Peck: N ' ' N ' Cn Estrato IV: N ' ' 28.50 1.08 31 Estrato VI: N ' ' 32.50 1.01 33 Estrato VIII: N ' ' 32.50 0.90 29 Determinación del ángulo de fricción interna del suelo Para la determinación del ángulo de fricción interna, se hará uso de la gráfica de correlación propuesta por Terzaghi y Peck, en la cual se entra con el número de golpes corregidos (N’’), cortando la curva que corresponda al material en cuestión. 50 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo Figura III.1 Correlación del Número de Golpes SPT vs Ángulo de Fricción Interna (Fuente: Juárez Badillo, Rico Rodríguez; Mecánica de Suelos: Tomo 1 Fundamentos de la Mecánica de Suelos; México 2007) Estrato IV: 34 Estrato VI: 34 Estrato VIII: 33 Determinación del módulo de elasticidad del suelo El módulo de elasticidad se determinó en base a correlaciones al número de golpes de penetración estándar considerando al material como una arena saturada, bajo la siguiente expresión: E 250N 15 9.81 Donde: E Módulo de elasticidad del suelo, en T/m². N Número de golpes corregidos de la prueba SPT Estrato IV: E 250 31 15 9.81 1172.27 T/m2 Estrato VI: E 250 33 15 9.81 1223.24 T/m 2 Estrato VIII: E 250 29 15 9.81 1121.30 T/m2 51 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.1 Definición del Modelo Geomecánico del Suelo Modelo geomecánico de los depósitos de suelo detectados Simbología Estrato SUCS 0.00 m 0.60 m I RELLENO 0.60 m 2.00 m NAF = 1.40 T/m³ E = 481.32 T/m² Ce = 0.043 P´c = 5.80 T/m² C = 2.55 T/m² Cr = 0.071 Cc = 0.468 = 15° CH = 1.16 T/m³ C = 2.95 T/m² = 0° E = 328.16 T/m² Cr = 0.254 Cc = 5.362 Ce = 0.364 P´c = 4.75 T/m² CH = 1.16 T/m³ C = 3.52 T/m² = 4° E = 430.39 T/m² Cr = 0.278 Cc = 3.936 Ce = 0.361 P´c = 5.25 T/m² CH = 1.24 T/m³ C = 4.75 T/m² = 1° E = 539.35 T/m² Cr = 0.256 Cc = 1.392 Ce = 0.108 P´c = 7.00 T/m² SM = 1.65 T/m³ C = 0.00 T/m² = 34° E = 1172.27 T/m² CH = 1.27 T/m³ C = 3.30 T/m² = 3° E = 347.20 T/m² Cr = 0.187 Cc = 1.673 Ce = 0.211 P´c = 9.00T/m² SM = 1.68 T/m³ C = 0.00 T/m² = 34° E = 1223.24 T/m² CH = 1.31 T/m³ C = 4.80 T/m² = 2° E = 651.23 T/m² Cr = 0.090 Cc = 0.819 Ce = 0.091 P´c = 11.60 T/m² SM = 1.62 T/m³ C = 0.00 T/m² = 33° E = 1121.30 T/m² 2.40 m 6.30 m IIIa = 1.40 T/m³ C = 2.55 T/m² = 15° MH II 1.80 m Propiedades Mecánicas 8.70 m 13.20 m IIIb 21.90 m 6.30 m IIIc 28.20 m 0.60 m IV 28.80 m 4.80 m V 33.60 m 1.80 m VI 35.40 m 5.40 m VII 40.80 m 4.20 m VIII 45.00 m Figura III.2 Modelo Geomecánico (Fuente: Propia; México, 2014) 52 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.2 Propuesta de Cimentación III.2 Propuesta de Cimentación III.2.1 Conceptos Generales En la ciudad de México se han utilizado diversos tipos de cimentaciones superficiales y profundas. Dentro de las cimentaciones profundas se han desarrollado algunas variantes con la finalidad de atacar los aspectos peculiares de los depósitos característicos de la ciudad de México, sin embargo algunas de estas variantes han caído en desuso debido a un comportamiento inadecuado y su alto costo en la práctica. III.2.2 Tipos de Cimentación A continuación se describen los tipos de solución de cimentación que se han utilizado frecuentemente en las estructuras de la ciudad de México. Figura III.3 Tipos de Cimentaciones Empleadas en la Ciudad de México (Fuente: TGC Geotecnia S.A. de C.V. y TGC Ingeniería S.A. de C.V.; Enrique Santoyo Villa, Efraín Ovando Shelley, Federico Mooser, Elvira León Plata; Síntesis Geotécnica de la Cuenca del Valle de México; México 2005) 53 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.2 Propuesta de Cimentación A) Zapatas de Piedra y Concreto Pueden ser corridas o aisladas, en la ciudad de México se utilizan para contrucciones ligeras de hasta 3 nivele. B) Losas de Cimentación Consisten en losas de concreto rigidizadas con contratrabes, en la ciudad de México se han utilizado en estructuras de 3 a 4 niveles. Su finalidad principal es distribuir las cargas en toda el área de construcción. C) Cajones de Cimentación Consisten en cajones huecos de concreto reforzado rigidizados con contratrabes, en la ciudad de México son las cimentaciones mas frecuentes en estructuras de 4 a 6 niveles. Su finalidad principal es distribuir las cargas en toda el área de construcción, asi como compensar parte o la totalidad de la carga por medio del retiro de material. D) Cajones y Pilotes de Fricción Consisten en cajones de cimentación unidos a pilotes de concreto reforzado que trabajan principalmente por fricción en su fuste, en la ciudad de México se han utilizado en estructuras de 5 a 12 niveles. Su finalidad principal es transmitir las cargas a depósitos mas resistentes y menos deformables. E) Pilotes de Punta Consisten en pilotes de concreto reforzado que trabajan principalmente en su punta, en la ciudad de México se han utilizado en estructuras de mas de 11 niveles. Su finalidad principal es transmitir las cargas a depósitos resistentes y de baja deformabilidad. F) Pilotes de Control Consisten en pilotes de punta provistos de un sistema en su cabeza que permite regular el descenso de la estructura. Su finalidad principal es evitar las emerciones aparentes de la estructura, provocadas por el hundimiento regional del suelo. 54 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.2 Propuesta de Cimentación G) Pilotes de Punta Penetrante Consisten en pilotes de punta provistos de una punta de acero la cual penetra en la capa dura. Su finalidad principal es aprovechar la capacidad de fricción positiva que se desarrolla en el fuste de sección reducida, debido a la incertidumbre en su diseño y al mal comportamiento registrado durante los sismos de 1985, este tipo de cimentación ah caído en desuso. H) Pilotes Entrelazados Consisten en 2 tipos de pilotes, de los cuales unos estan ligados a la estructura y trabajan como pilotes de fricción convencionales, mientras que otros estan desligados de la estructura apoyados en un estrato duro. Su finalidad principal es que los pilotes desligados absorvan la fricción negativa. I) Pilotes con Funda Consisten en pilotes de punta con una funda de neopreno y coples aislados de acero, entre la funda y el concreto se aplica una capa de grasa mineral. Su finalidad principal es eliminar la fricción negativa. J) Micropilotes Consisten en pilotes de diámetro reducido, se han aplicado principalmente en recimentaciones de estructuras. K) Inclusiones Consisten en perforaciones rellenas de mortero, cuya finalidad principal es reducir la deformabilidad del suelo, asi como aumentar la resistencia del mismo. III.2.3 Elección del Tipo de Cimentación La elección de la cimentacion que mejor interactue con el sistema suelo-cimentación, se realiza tomando en cuenta las características de deformabilidad y resistencia del suelo, las características del proyecto arquitectonico, asi como la magnitud de las solicitaciones que transmitirá la estructura al suelo de cimentación. 55 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.2 Propuesta de Cimentación El Ing. Enrique Tamez desarrolló en base a experiencia un cuadro conceptual que puede servir como guía para realizar una selección preliminar del tipo de cimentación a emplear, a partir del cual puede iniciarse el diseño. Figura III.4 Selección Preliminar del Tipo de Cimentación (Fuente: TGC Geotecnia S.A. de C.V.; Enrique Tamez González; Ingeniería de Cimentaciones: Conceptos Básicos de la Práctica; México 2001) Tomando en consideración las características arquitectónicas del proyecto, la magnitud de las solicitaciones que transmitirá la estructura, asi como las propiedades mecánicas de los depósitos de suelo en el sitio en estudio, se determinó que podra utilizarse como solución de cimentación, una cimentación mixta a base de un cajón de cimentación con sustitución parcial el cual conformará el espacio destinado a los sótanos, dicho cajón estará apoyado en pilotes de fricción los cuales se diseñarán para soportar los incrementos de carga asi como las tensiones inducidas por el momento de volteo sísmico. Debido a que la profundidad de desplante del cajón quedará por debajo del nivel de aguas freáticas, se prevé la instalación de un sistema de bombeo con el cual podrá abatirse el nivel del agua hasta un nivel que permita la ejecución de los trabajos de excavación y construcción, de igual manera para estabilizar las paredes de la excavación se utilizará un sistema de contención a base de muro Milán con piezas prefabricadas. 56 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta III.3 Diseño de una Cimentación Mixta III.3.1 Conceptos Generales Una vez determinado el modelo geomecánico del suelo en el sitio y definida la alternativa de cimentación, se procede a realizar el diseño geotécnico, el cual consistirá en determinar el número de pilotes con su distribución, así como realizar las revisiones a estado límite de falla y de servicio. III.3.2 Análisis de Cargas El resultado del análisis de cargas resumido en la sección de Antecedentes, muestra que la estructura presenta una excentricidad de carga en condiciones estáticas del orden de 0.24% en la dirección X y de 3.62% en la dirección Y; tomando en cuenta que con una excentricidad mayor del 1% se generan distribuciones de carga no uniformes que originarían asentamientos diferenciales, se procedió a corregir la excentricidad en la dirección Y con la finalidad de mantenerla en un rango tolerable; de igual manera se determinará el peso de los muros perimetrales y losa fondo del sótano. A) Peso de los muros y losa fondo del sótano Se considerará que los muros perimetrales quedarán conformados por el elemento de retención, el cual será a base de un muro Milán con piezas prefabricadas, se estima que tendrá una longitud de 10.30 m y un ancho de 0.40 m, el espesor de la losa fondo del sótano se estima de 0.30 m. Tabla III.4 Determinación del Peso de los Muros y Losa Fondo del Sótano Fuente: Propia; México 2014 Elemento Muro largo Muro corto Losa fondo Suma Cantidad 2 2 1 Largo (m) 21.82 11.38 21.02 Ancho (m) 10.30 10.30 11.38 Espesor (m) 0.40 0.40 0.30 Volumen (m³) 179.80 93.77 71.76 γ (T/m³) 2.40 2.40 2.40 Peso (T) 431.51 225.05 172.23 828.79 Determinación del peso de cada elemento: Muros largos: W 2 21.82 10.30 0.40 2.40 431.51 T Muros cortos: W 2 11.38 10.30 0.40 2.40 225.05 T Losa fondo: W 1 21.02 11.38 0.30 2.40 172.23 T Determinación del peso total del cajón: Peso cajón: Wcajón 431.51 225.05 172.23 828.79 T 57 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta B) Corrección de la excentricidad Se corregirá la excentricidad en la dirección Y, para lo cual se propone colocar un lastre de concreto ciclópeo con un ancho de 5.00 m, largo de 11.38 m y 1.50 m de espesor, bajo la losa fondo en el sentido contrario a la excentricidad, el concreto ciclópeo tendrá una proporción de 60:40 (Concreto-Piedra) con f’c = 100 kg/cm² y peso volumétrico de 2.20 T/m³. Tabla III.5 Determinación del Peso del Lastre de Concreto Ciclópeo Fuente: Propia; México 2014 Elemento Lastre Suma Cantidad 1 Largo (m) 11.38 Ancho (m) 5.00 Espesor (m) 1.50 Volumen (m) 85.35 γ (T/m³) 2.20 Peso (T) 187.77 187.77 Determinación del peso del lastre: Lastre: Wlastre 1 11.38 5.00 1.50 2.20 187.77 T C) Resumen del análisis de cargas Con la incorporación del peso de los muros y losa fondo del sótano, así como del lastre de concreto ciclópeo, se logró reducir la excentricidad en el sentido Y a un valor de 1.25%, el cual es aceptable; de igual manera los elementos mecánicos a nivel de cimentación fueron afectados por la incorporación de los nuevos pesos, en el Anexo I se muestra el análisis realizado, cuyo resumen se presenta a continuación: Tabla III.6 Resumen del Análisis de Cargas con Excentricidad Corregida Fuente: Propia; México 2014 Combinación CM+CV(max) CM+CV(med) CM+CV(ins)+Sx+0.30Sy CM+CV(ins)+Sx-0.30Sy CM+CV(ins)-Sx+0.30Sy CM+CV(ins)-Sx-0.30Sy CM+CV(ins)+0.30Sx+Sy CM+CV(ins)+0.30Sx-Sy CM+CV(ins)-0.30Sx+Sy CM+CV(ins)-0.30Sx-Sy Fz (Ton) 4261.15 4089.32 4117.93 4117.93 4117.93 4117.93 4117.93 4117.93 4117.93 4117.93 Mx (T-m) My (T-m) ex (m) ey (m) 1162.43 1074.27 5785.38 -2649.34 4844.75 -3589.97 15296.67 -12819.07 15014.48 -13101.26 186.11 195.01 18099.78 17694.58 -17306.68 -17711.88 6180.25 4829.59 -4441.69 -5792.35 0.04 0.05 4.40 4.30 -4.20 -4.30 1.50 1.17 -1.08 -1.41 0.27 0.26 1.40 -0.64 1.18 -0.87 3.71 -3.11 3.65 -3.18 Centro de cargas a paños X (m) Y (m) 6.13 6.14 10.49 10.39 1.89 1.79 7.59 7.26 5.01 4.68 11.18 11.17 12.31 10.27 12.09 10.04 14.62 7.80 14.56 7.73 58 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta III.3.3 Capacidad de Carga de Pilotes Se calcularon las capacidades de carga a compresión y a tensión de pilotes de sección cuadrada con anchos de 40, 45 y 50 cm, con largo de 28.70 m y desplantados en la cota 36.00 m con respecto al nivel de terreno natural (0.00 m). A) Capacidad de carga última por resistencia en el fuste La capacidad de carga en el fuste del pilote, se estimó bajo la siguiente expresión basada en la teoría de Tomlinson, considerando que los pilotes serán hincados: Q fu CAf Suelo cohesivo Q fu h tan Af Suelo friccionan te Donde: Qfu Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote α Factor de adherencia para pilotes hincados, cuyos valores varían de 1 para arcillas muy blandas a 0.25 para arcillas duras, tomando en cuenta la estratigrafía que tiene que atravesar el pilote durante su hincado el factor α puede determinarse con las gráficas de la figura III.5 C Resistencia al corte, no drenada de la arcilla en contacto con el fuste del pilote σh Presión horizontal media en el tramo considerado del fuste, determinada de la siguiente forma: h o Ko σo Ko Presión vertical efectiva Coeficiente de empuje de tierras en reposo K o 1 sen δ Coeficiente de fricción lateral pilote-suelo 2 3 ф Af Ángulo de fricción interna del suelo Área lateral del pilote 59 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Factor de adherencia, 1.00 Arena o grava 0.75 arenosa 0.50 B 0.25 L Arcilla dura L < 10 B L = 20 B L > 40 B 0.00 0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 Resistencia al corte no drenada cu , kg/cm2 a) Pilotes hincados a través de arenas o gravas arenosas hasta arcilla dura. Factor de adherencia, 1.00 Arcilla blanda 0.75 B L Arcilla dura 0.50 L > 20 B 0.25 L = 10 B 0.00 0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 Resistencia al corte no drenada cu , kg/cm2 b) Pilotes hincados a través de arcilla blanda hasta arcilla dura. Factor de adherencia, 1.00 0.75 B L 0.50 Arcilla dura 0.25 L > 40 B L = 10 B 0.00 0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 2 Resistencia al corte no drenada c u , kg/cm c) Pilotes sin estratos arriba de la arcilla dura. NOTAS: 1. Las gráficas no son aplicables a secciones H o en cruz, ni a pilotes o pilas coladas in situ 2. El factor de seguridad no deberá ser menor de 2.5 excepto para diseños basados en resultados confiables de pruebas de carga Figura III.5 Factor de Adherencia α vs Resistencia al Corte, Para Diferentes Condiciones de Hincado (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Cimentaciones Profundas; México 2001) 60 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Para calcular la capacidad de carga por resistencia en el fuste de los pilotes, se consideró que dichos elementos comenzarán a una profundidad igual al nivel del lecho inferior de la losa fondo del sótano (7.300 m) y tendrán una longitud de 28.70 m, se calcularon capacidades de carga para una sección cuadrada con anchos de 40, 45 y 50 cm. Tabla III.7 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia en el Fuste Fuente: Propia; México 2014 Estrato IIIa IIIb IIIc IV V VI VII Estrato IIIa IIIb IIIc IV V VI VII Estrato IIIa IIIb IIIc IV V VI VII De (m) 7.30 8.70 21.90 28.20 28.80 33.60 35.40 De (m) 7.30 8.70 21.90 28.20 28.80 33.60 35.40 De (m) 7.30 8.70 21.90 28.20 28.80 33.60 35.40 Donde: H B A σh R Qfu Hasta (m) 8.70 21.90 28.20 28.80 33.60 35.40 36.00 Hasta (m) 8.70 21.90 28.20 28.80 33.60 35.40 36.00 Hasta (m) 8.70 21.90 28.20 28.80 33.60 35.40 36.00 H (m) 1.40 13.20 6.30 0.60 4.80 1.80 0.60 H (m) 1.40 13.20 6.30 0.60 4.80 1.80 0.60 H (m) 1.40 13.20 6.30 0.60 4.80 1.80 0.60 B (m) 0.40 B (m) 0.45 B (m) 0.50 A (m²) 2.24 21.12 10.08 0.96 7.68 2.88 0.96 A (m²) 2.52 23.76 11.34 1.08 8.64 3.24 1.08 A (m²) 2.80 26.40 12.60 1.20 9.60 3.60 1.20 C (T/m²) 2.95 3.52 4.75 3.30 4.80 C (T/m²) 2.95 3.52 4.75 3.30 4.80 C (T/m²) 2.95 3.52 4.75 3.30 4.80 Ф (°) 34 34 Ф (°) 34 34 Ф (°) 34 34 - α Ko 1 1 1 1 1 0.441 0.441 - α Ko 1 1 1 1 1 0.441 0.441 - α Ko 1 1 1 1 1 0.441 0.441 - σh (T/m²) 3.43 4.36 σh (T/m²) 3.43 4.36 σh (T/m²) 3.43 4.36 - δ (°) 22.67 22.67 δ (°) 22.67 22.67 δ (°) 22.67 22.67 - R (T) 6.61 74.34 47.88 1.38 25.34 5.24 4.61 R (T) 7.43 83.64 53.87 1.55 28.51 5.90 5.18 R (T) 8.26 92.93 59.85 1.72 31.68 6.55 5.76 Qfu (T/pilote) 165.40 Qfu (T/pilote) 186.08 Qfu (T/pilote) 206.75 Espesor del estrato Ancho o diámetro del pilote Área lateral del pilote en contacto con el estrato correspondiente Presión horizontal media en el fuste del pilote Resistencia por adherencia o fricción en el estrato correspondiente Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote De acuerdo al modelo geomecánico realizado, se consideró a los estratos IIIa, IIIb, IIIc, V y VII como puramente cohesivos, y a los estratos IV y VI como puramente friccionantes. 61 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación del espesor de los estratos en contacto con el pilote: Estrato IIIa: H 8.70 7.30 1.40 m Estrato IIIb: H 21.90 8.70 13.20 m Estrato IIIc: H 28.20 21.90 6.30 m Estrato IV: H 28.80 28.20 0.60 m Estrato V: H 33.60 28.80 4.80 m Estrato VI: H 35.40 33.60 1.80 m Estrato VII: H 36.00 35.40 0.60 m Determinación del área lateral de los pilotes en cada estrato: * Pilote con ancho de 0.40 m Estrato IIIa: A (0.40 4) 1.40 2.24 m2 Estrato IIIb: A (0.40 4) 13.20 21.12 m 2 Estrato IIIc: A (0.40 4) 6.30 10.08 m 2 Estrato IV: A (0.40 4) 0.60 0.96 m 2 Estrato V: A (0.40 4) 4.80 7.68 m 2 Estrato VI: A (0.40 4) 1.80 2.88 m 2 Estrato VII: A (0.40 4) 0.60 0.96 m2 * Pilote con ancho de 0.45 m Estrato IIIa: A (0.45 4) 1.40 2.52 m2 Estrato IIIb: A (0.45 4) 13.20 23.76 m 2 Estrato IIIc: A (0.45 4) 6.30 11.34 m 2 Estrato IV: A (0.45 4) 0.60 1.08 m 2 Estrato V: A (0.45 4) 4.80 8.64 m 2 2 Estrato VI: A (0.45 4) 1.80 3.24 m Estrato VII: A (0.45 4) 0.60 1.08 m2 * Pilote con ancho de 0.50 m Estrato IIIa: A (0.50 4) 1.40 2.80 m2 Estrato IIIb: A (0.50 4) 13.20 26.40 m 2 Estrato IIIc: A (0.50 4) 6.30 12.60 m 2 Estrato IV: A (0.50 4) 0.60 1.20 m 2 Estrato V: A (0.50 4) 4.80 9.60 m 2 Estrato VI: A (0.50 4) 1.80 3.60 m 2 Estrato VII: A (0.50 4) 0.60 1.20 m2 62 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación del factor α, en los estratos IIIa, IIIb, IIIc, V y VII: Debido a que los estratos de arcilla que atravesará el pilote, presentan una consistencia blanda, se considerará un factor α = 1.00. Determinación del coeficiente de empuje de tierras en reposo Ko, en el estratos IV y VI: Estrato IV: K o 1 sen(34) 0.441 Estrato VI: K o 1 sen(34) 0.441 Determinación del esfuerzo efectivo, en los estratos IV y VI: Estrato IV superior (28.20 m): 0 0.60 1.40 1.40 1.40 0.40 0.40 6.30 0.16 13.20 0.16 6.30 0.24 7.59 T/m 2 Estrato IV inferior (28.80 m): 0 0.60 1.40 1.40 1.40 0.40 0.40 6.30 0.16 13.20 0.16 6.30 0.24 0.60 0.65 7.98 T/m 2 Estrato VI superior (33.60 m): 0 0.60 1.40 1.40 1.40 0.40 0.40 6.30 0.16 13.20 0.16 6.30 0.24 0.60 0.65 4.80 0.27 9.28 T/m 2 Estrato VI inferior (35.40 m): 0 0.60 1.40 1.40 1.40 0.40 0.40 6.30 0.16 13.20 0.16 6.30 0.24 0.60 0.65 4.80 0.27 1.80 0.68 10.50 T/m 2 Determinación del esfuerzo horizontal, en los estratos IV y VI: Estrato IV: h 7.59 0.441 7.98 0.441 3.43 T/m 2 2 9.28 0.441 10.50 0.441 4.36 T/m2 Estrato VI: h 2 Determinación del coeficiente de fricción lateral pilote-suelo, en el estratos IV y VI: Estratos IV y VI: 2 34 22.67 3 63 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación de la resistencia por adherencia o fricción, en cada estrato: * Pilote con ancho de 0.40 m Estrato IIIa: R 1.00 2.95 2.24 6.61 T Estrato IIIb: R 1.00 3.52 21.12 74.34 T Estrato IIIc: R 1.00 4.7510.08 47.88 T Estrato IV: R 3.43 tan22.67 0.96 1.38 T Estrato V: R 1.00 3.30 7.68 25.34 T Estrato VI: R 4.36 tan22.67 2.88 5.24 T Estrato VII: R 1.00 4.80 0.96 4.61 T * Pilote con ancho de 0.45 m Estrato IIIa: R 1.00 2.95 2.52 7.43 T Estrato IIIb: R 1.00 3.52 23.76 83.64 T Estrato IIIc: R 1.00 4.7511.34 53.87 T Estrato IV: R 3.43 tan22.67 1.08 1.55 T Estrato V: R 1.00 3.30 8.64 28.51 T Estrato VI: R 4.36 tan22.67 3.24 5.90 T Estrato VII: R 1.00 4.80 1.08 5.18 T * Pilote con ancho de 0.50 m Estrato IIIa: R 1.00 2.95 2.80 8.26 T Estrato IIIb: R 1.00 3.52 26.40 92.93 T Estrato IIIc: R 1.00 4.75 12.60 59.85 T Estrato IV: R 3.43 tan22.67 1.20 1.72 T Estrato V: R 1.00 3.30 9.60 31.68 T Estrato VI: R 4.36 tan22.67 3.60 6.55 T Estrato VII: R 1.00 4.80 1.20 5.76 T Determinación de la capacidad de carga última por resistencia en el fuste, para pilotes con anchos de 40, 45 y 50 cm: Pilote de 40 cm: Q fu 6.61 74.34 47.88 1.38 25.34 5.24 4.61 165.40 T/Pilote Pilote de 45 cm: Q fu 7.43 83.64 53.87 1.55 28.51 5.90 5.18 186.08 T/Pilote Pilote de 50 cm: Q fu 8.26 92.93 59.85 1.72 31.68 6.55 5.76 206.75 T/Pilote 64 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta B) Capacidad de carga última por resistencia en la punta La capacidad de carga en la punta del pilote, se estimó bajo la siguiente expresión basada en la teoría de Skempton: Qpu CN c' Ap Donde: Qpu Capacidad de carga última por resistencia en la punta del pilote C Resistencia al corte, no drenada de la arcilla en contacto con la punta del pilote N´c Factor de capacidad de carga para pilotes, propuestos por Skempton, será igual a 9 para pilotes con diámetro menor a 0.50 m y de 7 para pilotes con diámetros comprendidos entre 0.50 y 1.00 m: Ap Área transversal de la punta del pilote Para calcular la capacidad de carga por resistencia en la punta de los pilotes, se consideró que dichos elementos se encuentran apoyados a 36.00 m de profundidad (Estrato VII), se calcularon capacidades de carga para una sección cuadrada con anchos de 40, 45 y 50 cm. Tabla III.8 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia en la Punta Fuente: Propia; México 2014 Estrato de apoyo Desplante (m) VII 36.00 B (m) 0.40 0.45 0.50 A (m²) 0.16 0.20 0.25 C (T/m²) N´c 4.80 9 Qpu (T/pilote) 6.91 8.75 10.80 Donde: B Ancho o diámetro del pilote A Área transversal del pilote en contacto con el suelo de apoyo Qpu Capacidad de carga última por resistencia en la punta del pilote De acuerdo al modelo geomecánico realizado, se consideró al estrato de apoyo (estrato VII) como puramente cohesivo. Determinación del área transversal de la punta, para pilotes con ancho de 40, 45 y 50 cm: Pilote de 40 cm: A 0.40 0.40 0.16 m 2 Pilote de 45 cm: A 0.45 0.45 0.20 m 2 Pilote de 50 cm: A 0.50 0.50 0.25 m 2 Determinación del factor de capacidad de carga: El factor N´c se determinó tomando en cuenta las recomendaciones realizadas por Skempton, por lo cual dicho factor será considerado igual a 9 ya que los anchos de los pilotes son menores a 0.50 m. 65 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación de la capacidad de carga última por resistencia en la punta, para pilotes con ancho de 40, 45 y 50 cm: Pilote de 40 cm: Qpu 4.80 9 0.16 6.91 T/Pilote Pilote de 45 cm: Qpu 4.80 9 0.20 8.75 T/Pilote Pilote de 50 cm: Qpu 4.80 9 0.25 10.80 T/Pilote C) Capacidad de carga última por resistencia a tensión La capacidad de carga a tensión del pilote, se estimó bajo la siguiente expresión, considerando que la aportación de resistencia es igual a la resistencia en el fuste del pilote, más el peso propio del pilote. Qtu Q fu Wpilote Donde: Qtu Capacidad de carga última por resistencia a tensión del pilote Qfu Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote Wpilote Peso propio del pilote Para calcular la capacidad de carga por resistencia a tensión de los pilotes, se consideró que dichos elementos tienen una longitud de 28.70 m y que son de concreto reforzado con un peso volumétrico de 2.40 T/m³, se calcularon capacidades de carga para una sección cuadrada con anchos de 40, 45 y 50 cm. Tabla III.9 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia a Tensión Fuente: Propia; México 2014 B (m) 0.40 0.45 0.50 Donde: B Qfu Lpilote Vconcreto γconcreto Wpilote Qtu Qfu (T/Pilote) 165.40 186.08 206.75 Lpilote (m) 28.700 Vconcreto (m³) 4.59 5.81 7.18 γconcreto (T/m³) Wpilote (T) 2.40 11.02 13.95 17.22 Qtu (T/pilote) 176.42 200.03 223.97 Ancho o diámetro del pilote Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote Longitud del pilote Volumen de concreto de cada pilote Peso volumétrico del concreto reforzado Peso del pilote Capacidad de carga última por resistencia a tensión del pilote 66 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación de la resistencia en el fuste del pilote El aporte de la resistencia a tensión a lo largo del fuste del pilote, se consideró igual a la resistencia a compresión por resistencia en el fuste del pilote. Pilote de 40 cm: Q fu 165.40 T/pilote Pilote de 45 cm: Q fu 186.08 T/pilote Pilote de 50 cm: Q 206.75 T/pilote fu Determinación del peso del pilote Pilote de 40 cm: Wpilote 0.40 0.40 28.70 2.40 11.02 T Pilote de 45 cm: Wpilote 0.45 0.45 28.70 2.40 13.95 T Pilote de 50 cm: Wpilote 0.50 0.50 28.70 2.40 17.22 T Determinación de la capacidad de carga última por resistencia a tensión, para pilotes con ancho de 40, 45 y 50 cm: Pilote de 40 cm: Qtu 165.40 11.02 176.42 T/Pilote Pilote de 45 cm: Qtu 186.08 13.95 200.03 T/Pilote Pilote de 50 cm: Qtu 206.75 17.22 223.97 T/Pilote D) Capacidad de carga admisible La capacidad de carga admisible fue determinada tomando en cuenta las recomendaciones realizadas por el ingeniero Enrique Tamez en su libro de “Ingeniería de Cimentaciones”, donde propone factores de seguridad para la capacidad de carga a compresión de cimentaciones profundas, del orden de 2 y 3 en condiciones estáticas para la resistencia del fuste y la punta respectivamente, y de 1.70 y 2 en condiciones dinámicas para la resistencia del fuste y la punta respectivamente, además tanto para condiciones estáticas y dinámicas se restará el peso propio del pilote y se sumará el peso del suelo desalojado por la instalación del mismo con la finalidad de considerar el peso del elemento de cimentación y el efecto de compensación al desalojar un volumen de suelo para su hincado. 67 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Por otra parte la capacidad de carga admisible a tensión se determina utilizando un factor de seguridad de 1.70 para disminuir la resistencia a lo largo del fuste, bajo las siguientes expresiones: Qadm( est ) Q fu 2 Q pu 3 Qadm( din) W pilote Wsuelo Qadm(ten ) Q fu 1.7 Q fu 1.7 Q pu 2 W pilote Wsuelo Wpilote Donde: Qadm(est) Capacidad de carga admisible total a compresión, en condiciones estáticas Qadm(din) Capacidad de carga admisible total a compresión, en condiciones dinámicas Qadm(ten) Capacidad de carga admisible total a tensión Qfu Capacidad de carga última por resistencia en el fuste del pilote Qpu Capacidad de carga última por resistencia en la punta del pilote Wpilote Peso del pilote Wsuelo Peso del suelo desalojado por la instalación del pilote Determinación del peso del suelo desalojado por la instalación de los pilotes con ancho de 40, 45 y 50 cm, y longitud de 28.70 m: * Pilote con ancho de 0.40 m Estrato IIIa: Wsuelo 8.70 7.30 0.40 * 0.40 1.16 0.22 T Estrato IIIb: Wsuelo 21.90 8.70 0.40 * 0.40 1.16 2.45 T Estrato IIIc: Wsuelo 28.20 21.90 0.40 * 0.40 1.24 1.25 T Estrato IV: Wsuelo 28.80 28.20 0.40 * 0.40 1.65 0.16 T Estrato V: Wsuelo 33.60 28.80 0.40 * 0.40 1.27 0.98 T Estrato VI: Wsuelo 35.40 33.60 0.40 * 0.40 1.68 0.48 T Estrato VII: Wsuelo 36.00 35.40 0.40 * 0.40 1.31 0.13 T Peso total desalojado: Wsuelo 0.26 2.45 1.25 0.16 0.98 0.48 0.13 5.70 T * Pilote con ancho de 0.45 m Estrato IIIa: Wsuelo 8.70 7.30 0.45 * 0.45 1.16 0.33 T Estrato IIIb: Wsuelo 21.90 8.70 0.45 * 0.451.16 3.10 T Estrato IIIc: Wsuelo 28.20 21.90 0.45 * 0.451.24 1.58 T Estrato IV: Wsuelo 28.80 28.20 0.45 * 0.451.65 0.20 T Estrato V: Wsuelo 33.60 28.80 0.45 * 0.451.27 1.23 T Estrato VI: Wsuelo 35.40 33.60 0.45 * 0.451.68 0.61 T Estrato VII: Wsuelo 36.00 35.40 0.45 * 0.45 1.31 0.16 T Peso total desalojado: Wsuelo 0.33 3.10 1.58 0.20 1.23 0.61 0.16 7.22 T 68 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta * Pilote con ancho de 0.50 m Estrato IIIa: Wsuelo 8.70 7.30 0.50 * 0.50 1.16 0.41 T Estrato IIIb: Wsuelo 21.90 8.70 0.50 * 0.501.16 3.83 T Estrato IIIc: Wsuelo 28.20 21.90 0.50 * 0.501.24 1.95 T Estrato IV: Wsuelo 28.80 28.20 0.50 * 0.501.65 0.25 T Estrato V: Wsuelo 33.60 28.80 0.50 * 0.501.27 1.52 T Estrato VI: Wsuelo 35.40 33.60 0.50 * 0.501.68 0.76 T Estrato VII: Wsuelo 36.00 35.40 0.50 * 0.50 1.31 0.20 T Peso total desalojado: Wsuelo 0.41 3.83 1.95 0.25 1.52 0.76 0.20 8.91 T Determinación de la capacidad de carga admisible total a compresión y a tensión en condiciones estáticas y dinámicas, para pilotes con ancho de 40, 45 y 50 cm, y longitud de 28.70 m: 165.40 6.91 11.02 5.70 79.68 T/Pilote 2 3 165.40 6.91 11.02 5.70 95.43 T/Pilote Pilote de 40 cm (dinámica): Qadm( din) 1.70 2 165.40 11.02 108.31 T/Pilote Pilote de 40 cm (tensión): Qadm( din) 1.70 186.08 8.75 13.95 7.22 89.23 T/Pilote Pilote de 45 cm (estática): Qadm( est ) 2 3 186.08 8.75 13.95 7.22 107.10 T/Pilote Pilote de 45 cm (dinámica): Qadm( din) 1.70 2 186.08 13.95 123.41 T/Pilote Pilote de 45 cm (tensión): Qadm( din) 1.70 206.75 10.80 17.22 8.91 98.67 T/Pilote Pilote de 50 cm (estática): Qadm( est ) 2 3 206.75 10.80 17.22 8.91 118.71 T/Pilote Pilote de 50 cm (dinámica): Qadm( din) 1.70 2 206.75 17.22 138.84 T/Pilote Pilote de 50 cm (tensión): Qadm( din) 1.70 Pilote de 40 cm (estática):Qadm( est ) III.3.4 Número de Pilotes El número de pilotes necesarios para garantizar la estabilidad mecánica de la cimentación, fue determinado tomando en cuenta las recomendaciones realizadas por el ingeniero Enrique Tamez en su libro de “Ingeniería de Cimentaciones”, para lo cual se utilizarán pilotes de sección cuadrada de 0.50 m de ancho, de 28.70 m de longitud y desplantados en la cota 36.00 m (estrato VII) bajo el nivel 0.00 m (nivel de terreno natural); los pilotes estarán conectados estructuralmente a un cajón de cimentación el cual conformará el 69 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta espacio destinado para los sótanos del edificio; los pilotes serán hincados en una perforación previa con diámetro del 75% del ancho del pilote. Debido a que la distribución de las columnas es irregular, se decidió colocar a los pilotes en una retícula simétrica de cinco ejes en el sentido corto y de siete ejes en el sentido largo; con la finalidad de poder realizar el hincado de los pilotes más cercanos al perímetro del predio, los ejes extremos para la colocación de los pilotes estarán separados 0.85 m del perímetro del área de construcción; el arreglo de la retícula se presenta en la siguiente figura: 1 2 3 4 5 12.18 0.85 0.85 A 1.65 3.59 3.59 1.65 0.85 1A 2A 3A 4A 5A 1B 2B 3B 4B 5B 1C 2C 3C 4C 5C 1D 2D 3D 4D 5D 1E 2E 3E 4E 5E 1F 2F 3F 4F 5F 2G 3G 4G 5G 3.25 B 3.4 C 3.4 D 21.82 3.4 E 3.4 F 3.25 G 1G 0.85 Figura III.6 Distribución de los Ejes Donde se Colocarán los Pilotes (Fuente: Propia; México 2014) 70 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta A) Geometría del proyecto El área de desplante del proyecto presenta una geometría rectangular, con ancho de 12.18 m, largo de 21.82 m, y un área total de 265.77 m². B) Carga compensada Debido a la construcción de un cajón de cimentación (espacio destinado para los sótanos), y a la construcción de un lastre de concreto ciclopeo (para corregir excentricidad), se generará un efecto de compensación a consecuencia del retiro de material. Tabla III.10 Determinación del Peso Compensado por la Construcción del Cajón de Cimentación Fuente: Propia; México 2014 Estrato I II IIIa Suma Largo (m) 21.82 21.82 21.82 Ancho (m) 12.18 12.18 12.18 Espesor (m) 0.60 1.80 4.90 Volumen (m) 159.46 478.38 1302.26 γ (T/m³) 1.40 1.40 1.16 Peso (T) 223.24 669.73 1510.62 2403.60 Determinación del peso compensado por la construcción del cajón, en cada estrato: Estrato I: W 21.82 12.18 0.60 1.40 223.24 T Estrato II: W 21.82 12.18 1.80 1.40 669.73 T Estrato IIIa: W 21.82 12.18 4.90 1.16 1510.62 T Determinación del peso compensado por la construcción del cajón: Peso compensado: Wcomp 223.24 669.73 1510.62 2403.60 T Tabla III.11 Determinación del Peso Compensado por la Construcción del Lastre de Concreto Ciclópeo Fuente: Propia; México 2014 Estrato IIIa Suma Largo (m) 11.38 Ancho (m) 5.00 Espesor (m) 1.50 Volumen (m) 85.35 γ (T/m³) 1.16 Peso (T) 99.01 99.01 Determinación del peso compensado por la construcción del lastre de concreto ciclópeo: Peso compensado: Wcomp 11.38 5.00 1.50 1.16 99.01 T 71 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación del peso compensado total, en términos de esfuerzo: Presión compensada: Pcomp 2403.60 99.01 9.42 T/m 2 21.82 12.18 C) Elementos mecánicos de diseño De acuerdo al análisis de cargas, los elementos mecánicos que estarán actuando a nivel de cimentación, serán los siguientes: CM+Cv(max) = 4261.15 T CM+Cv(med) = 4089.32 T CM+Cv(ins) = 4117.93 T ex y ey = 0.04 y 0.27 m (para condiciones estáticas) Los momentos máximos corresponden a la combinación de CM+CV(ins)+Sx+0.30Sy: Msx = 5785.38 T-m Msy = 18099.78 T-m Determinación de las presiones transmitidas a nivel de desplante del cajón de cimentación: Para determinar estas presiones, se dividió el peso total del edificio para las condiciones de CM+Cv(max), CM+Cv(med) y CM+Cv(ins), entre el área de desplante del cajón de cimentación: Pemax 4261.15 16.03 T/m 2 21.82 12.18 Pemed 4089.32 15.39 T/m 2 21.82 12.18 Pd 4117.93 15.49 T/m 2 21.82 12.18 Donde: Pe(max) Presión estática, para la condición de carga viva máxima Pe(med) Presión estática, para la condición de carga viva media Pd Presión en condiciones dinámicas (sin incremento por momento de volteo) 72 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación de las presiones netas transmitidas a nivel de desplante del cajón de cimentación: Para determinar estas presiones, se restó la presión compensada (Pcomp), a las presiones para los estados de CM+Cv(max), CM+Cv(med) y CM+Cv(ins): Pnemax 16.03 9.42 6.62 T/m2 Pnemed 15.39 9.42 5.97 T/m2 Pnd 15.49 9.42 6.08 T/m2 Donde: Pcomp Pne(max) Pne(med) Pnd Presión compensada Presión neta estática, para la condición de carga viva máxima Presión neta estática, para la condición de carga viva media Presión neta dinámica (sin incremento por momento de volteo) D) Determinación del número de pilotes La determinación del número de pilotes necesarios, se realizó considerando que en cada eje de distribución de pilotes, el número de pilotes sea capas de resistir las fuerzas inducidas por la carga neta dinámica, mas el incremento de carga causado por el momento de volteo sísmico, bajo la siguiente expresión: N pi Wdti Qadm(din) Donde: Npi Número de pilotes en el eje (i) Qadm(din) Capacidad de carga admisible total, en condiciones dinámicas Wdti Carga dinámica total en el eje (i) (con incremento por momento de volteo sísmico) Wdti Wnd Wsx Ws y i Wnd Carga neta dinámica (sin incremento por momento de volteo) para cada nodo dentro del eje (i) Wnd Pnd At Pnd At Presión neta dinámica (sin incremento por momento de volteo) Área tributaria de cada nodo en el eje (i) Wsx Incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje X, en cada nodo del eje (i) Wsx qsx Lt Lt Longitud tributaria en cada nodo del eje (i) 73 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta qsx Carga lineal unitaria en el eje (i), considerando el sismo alrededor del eje X qs x Ltotal Fi Fi Ltotal Longitud total del eje (i) Carga sísmica en el eje (i) Fi Ms x yi i m y i l Msx yi 2 i Momento sísmico alrededor del eje X Distancia ortogonal medida del centro de gravedad de la cimentación, al eje considerado i m y i l 2 i Wsy Sumatoria de las distancias ortogonales medidas del centro de gravedad de la cimentación, a todos los ejes en el sentido del sismo Incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje Y, en cada nodo del eje (i) Ws y qs y Lt Lt Longitud tributaria en cada nodo del eje (i) qsy Carga lineal unitaria en el eje (i), considerando el sismo alrededor del eje Y qs y Ltotal Fi Fi Ltotal Longitud total del eje (i) Carga sísmica en el eje (i) Fi Ms y xi i m x i l Msy xi 2 i Momento sísmico alrededor del eje Y Distancia ortogonal medida del centro de gravedad de la cimentación, al eje considerado i m x i l 2 i Sumatoria de las distancias ortogonales medidas del centro de gravedad de la cimentación, a todos los ejes en el sentido del sismo Acontinuación se presenta el cálculo del número de pilotes para los ejes 5, 4 y 3, considerando que la carga del eje 2 sera igual a la del eje 4, y que la carga del eje 1 sera igual a la del eje 5. 74 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Tabla III.12 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 5 Fuente: Propia; México 2014 Carga estática At Wnd Nodo (T) (m²) 5A 4.17 25.31 5B 5.59 33.98 5C 5.71 34.70 5D 5.71 34.70 5E 5.71 34.70 5F 5.59 33.98 5G 4.17 25.31 222.68 Sismo alrededor de X qsx Lt Wsx Fi (T) (T/m) (m) (T) 182.86 15.01 25.22 123.79 10.16 17.07 61.80 5.07 8.52 0.00 0.00 1.68 0.00 61.80 5.07 8.52 123.79 10.16 17.07 182.86 15.01 25.22 101.64 Sismo alrededor de Y qsy Lt Wsy Fi (T) (T/m) (m) (T) 2.48 133.59 3.33 179.38 3.40 183.15 1175.38 53.87 3.40 183.15 3.40 183.15 3.33 179.38 2.48 133.59 1175.38 Wdti (T) Npi N’pi 184.12 230.43 226.37 217.85 226.37 230.43 184.12 1.55 1.94 1.91 1.84 1.91 1.94 1.55 2 2 2 2 2 2 2 14 Wdti (T) Npi N’pi 170.33 202.52 192.88 179.59 192.88 202.52 170.33 1.43 1.71 1.62 1.51 1.62 1.71 1.43 1 2 2 2 2 2 1 12 Wdti (T) Npi N’pi 107.98 109.10 92.36 74.15 92.36 109.10 107.98 0.91 0.92 0.78 0.62 0.78 0.92 0.91 1 1 1 1 1 1 1 7 Tabla III.13 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 4 Fuente: Propia; México 2014 Carga estática At Wnd Nodo (T) (m²) 4A 6.50 39.47 4B 8.72 53.00 4C 8.91 54.11 4D 8.91 54.11 4E 8.91 54.11 4F 8.72 53.00 4G 6.50 39.47 347.27 Sismo alrededor de X qsx Lt Wsx Fi (T) (T/m) (m) (T) 182.86 15.01 39.33 123.79 10.16 26.63 61.80 5.07 13.29 0.00 0.00 2.62 0.00 61.80 5.07 13.29 123.79 10.16 26.63 182.86 15.01 39.33 158.51 Sismo alrededor de Y qsy Lt Wsy Fi (T) (T/m) (m) (T) 2.48 91.52 3.33 122.89 3.40 125.48 805.27 36.91 3.40 125.48 3.40 125.48 3.33 122.89 2.48 91.52 805.27 Tabla III.14 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 3 Fuente: Propia; México 2014 Carga estática At Wnd Nodo (T) (m²) 3A 8.90 54.08 3B 11.95 72.62 3C 12.21 74.15 3D 12.21 74.15 3E 12.21 74.15 3F 11.95 72.62 3G 8.90 54.08 475.84 Sismo alrededor de X qsx Lt Wsx Fi (T) (T/m) (m) (T) 182.86 15.01 53.90 123.79 10.16 36.49 61.80 5.07 18.22 0.00 0.00 3.59 0.00 61.80 5.07 18.22 123.79 10.16 36.49 182.86 15.01 53.90 217.20 Sismo alrededor de Y Fi qsy Lt Wsy (T) (T/m) (m) (T) 2.48 0.00 3.33 0.00 3.40 0.00 0.00 0.00 3.40 0.00 3.40 0.00 3.33 0.00 2.48 0.00 0.00 75 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación del área tributaria de cada nodo en los ejes 5, 4 y 3 El área tributaria de cada nodo, se deduce de la siguiente figura: 1 2 3 4 5 12.18 0.85 0.85 A 1A 1.65 3.59 2A 3.59 1.65 3A 4A 0.85 5A 2.48 3.25 B 1B 2B 3B 4B 5B 3.33 3.4 C 10.06 1C 2C 3C 4C 5C 1D 2D 3D 4D 5D 1E 2E 3E 4E 5E 1F 2F 3F 4F 5F 2G 3G 4G 5G 3.4 6.81 3.4 D 21.82 3.4 3.4 E 3.4 3.4 F 3.33 3.25 G 1G 2.48 0.85 1.68 2.62 3.59 2.62 1.68 3.59 5.24 Figura III.7 Áreas Tributarias en Cada Nodo (Fuente: Propia; México 2014) 76 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Nodo 5A y 5G: At 2.48 1.68 4.17 m 2 Nodo 5B y 5F: At 3.33 1.68 5.59 m 2 Nodo 5C, 5D y 5E: At 3.40 1.68 5.71 m 2 Nodo 4A y 4G: At 2.48 2.62 6.50 m 2 Nodo 4B y 4F: At 3.33 2.62 8.72 m 2 Nodo 4C, 4D, y 4E: At 3.40 2.62 8.91 m 2 Nodo 3A y 3G: At 2.48 3.59 8.90 m 2 Nodo 3B y 3F: At 3.33 3.59 11.95 m 2 Nodo 3C, 3D, y 3E: At 3.40 3.59 12.21 m 2 Determinación de la carga neta dinámica para cada nodo *Eje 5 Nodo 5A y 5G: Wnd 6.07 4.17 25.31 T Nodo 5B y 5F: Wnd 6.07 5.59 33.98 T Nodo 5C, 5D y 5E: Wnd 6.07 5.71 34.70 T Total en el eje 5: Wnd 25.31 2 33.98 2 34.70 3 222.68 T *Eje 4 Nodo 4A y 4G: Wnd 6.07 6.50 39.47 T Nodo 4B y 4F: Wnd 6.07 8.72 53.00 T Nodo 4C, 4D y 4E: Wnd 6.07 8.91 54.11 T Total en el eje 4: Wnd 39.47 2 53.00 2 54.11 3 347.27 T *Eje 3 Nodo 3A y 3G: Wnd 6.07 8.90 54.08 T Nodo 3B y 3F: Wnd 6.07 11.95 72.62 T Nodo 3C, 3D y 3E: Wnd 6.07 12.21 74.15 T Total en el eje 3: Wnd 54.08 2 72.62 2 74.15 3 475.84 T Determinación de la carga sísmica en cada eje, con sismo alrededor del eje X (las distancias se deducen de la figura III.7) Fi Ms x yi i m y i l 2 i Msx = 5785.38 T-m yi (eje A y G) = 10.06 m yi (eje B y F) = 6.81 m yi (eje C y E) = 3.40 m yi (eje D) = 0.00 m 77 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta i m y i l 2 i 10.06 2 6.812 3.40 2 3.40 2 6.812 10.06 2 318.28 m 2 5785.38 10.06 182.86 T 318.28 5785.38 6.81 Eje B y F: Fi 123.79 T 318.28 5785.38 3.40 61.80 T Eje C y E: Fi 318.28 5785.38 0.00 0.00 T Eje D: Fi 318.28 Eje A y G: Fi Determinación de la carga lineal unitaria en los ejes A, B, C, D, E, F y G, considerando el sismo alrededor del eje X (las distancias se deducen de la figura III.7) 182.86 15.01 T/m 12.18 123.79 Eje B y F: qs x 10.16 T/m 12.18 61.80 5.07 T/m Eje C y E: qs x 12.18 0.00 Eje D: qs x 0.00 T/m 12.18 Eje A y G: qs x Determinación de la longitud tributaria en los ejes 5, 4 y 3 (las distancias se deducen de la figura III.7) Eje 5: Lt = 1.68 m Eje 4: Lt = 2.62 m Eje 3: Lt = 3.59 m Determinación del incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje X, en cada nodo *Eje 5 Nodo 5A y 5G: Ws x 15.011.68 25.22 T Nodo 5B y 5F: Ws x 10.16 1.68 17.07 T Nodo 5C y 5E: Ws x 5.07 1.68 8.52 T Nodo 5D: Ws x 0.00 1.68 0.00 T Total eje 5: Ws x 25.22 17.07 8.52 0.00 8.52 17.07 25.22 101.64 T 78 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta *Eje 4 Nodo 4A y 4G: Ws x 15.01 2.62 39.33 T Nodo 4B y 4F: Ws x 10.16 2.62 26.63 T Nodo 4C y 4E: Ws x 5.07 2.62 13.29 T Nodo 4D: Ws x 0.00 2.62 0.00 T Total eje 4: Ws x 39.33 26.63 13.29 0.00 13.29 26.63 39.33 158.51 T *Eje 3 Nodo 3A y 3G: Ws x 15.01 3.59 53.90 T Nodo 3B y 3F: Ws x 10.16 3.59 36.49 T Nodo 3C y 3E: Ws x 5.07 3.59 18.22 T Nodo 3D: Ws x 0.00 3.59 0.00 T Total eje 3: Ws x 53.90 36.49 18.22 0.00 18.22 36.49 53.90 217.20 T Determinación de la carga sísmica en cada eje, con sismo alrededor del eje Y (las distancias se deducen de la figura III.7) Fi Ms y xi i m x i l 2 i Msy = 18099.78 T-m xi (eje 5) = 5.24 m xi (eje 4) = 3.59 m xi (eje 3) = 0.00 m i m x i l 2 i 5.24 2 3.59 2 3.59 2 5.24 2 80.69 m 2 18099.78 5.24 1175.38 T 80.69 18099.78 3.59 Eje 4: Fi 805.27 T 80.69 18099.78 0.00 0.00 T Eje 3: Fi 80.69 Eje 5: Fi 79 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación de la carga lineal unitaria en los ejes 5, 4 y 3, considerando el sismo alrededor del eje Y (las distancias se deducen de la figura III.7) 1175.38 53.87 T/m 21.82 805.27 Eje 4: qs y 36.91 T/m 21.82 0.00 0.00 T/m Eje 3: qs y 21.82 Eje 5: qs y Determinación de la longitud tributaria en los ejes A, B, C, D, E ,F y G (las distancias se deducen de la figura III.7) Eje A y G: Lt = 2.48 m Eje B y F: Lt = 3.33 m Eje C, D y E: Lt = 3.40 m Determinación del incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje Y, en cada nodo *Eje 5 Nodo 5A y 5G: Ws y 53.87 2.48 133.59 T Nodo 5B y 5F: Ws y 53.87 3.33 179.38 T Nodo 5C, 5D y 5E: Ws y 53.87 3.40 183.15 T Total eje 5: Ws y 133.59 2 179.38 2 183.15 3 1175.38 T *Eje 4 Nodo 4A y 4G: Ws y 36.91 2.48 91.52 T Nodo 4B y 4F: Ws y 36.91 3.33 122.89 T Nodo 4C, 4D y 4E: Ws y 36.91 3.40 125.48 T Total eje 4: Ws y 91.52 2 122.89 2 125.48 3 805.27 T *Eje 3 Nodo 3A y 3G: Ws y 0.00 2.48 0.00 T Nodo 3B y 3F: Ws y 0.00 3.33 0.00 T Nodo 3C, 3D y 3E: Ws y 0.00 3.40 0.00 T Total eje 3: Ws y 0.00 T 80 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación de la carga dinámica en cada nodo Wdt i Wnd Ws x Ws y *Eje 5 Nodo 5A, 5G: Wdti 25.31 25.22 133.59 184.12 T Nodo 5B, 5F: Wdti 33.98 17.07 179.38 230.43 T Nodo 5C, 5E: Wdti 34.70 8.52 183.15 226.37 T Nodo 5D: Wdti 34.70 0.00 183.15 217.85 T *Eje 4 Nodo 4A, 4G: Wdti 39.47 39.33 91.52 170.33 T Nodo 4B, 4F: Wdti 53.00 26.63 122.89 202.52 T Nodo 4C, 4E: Wdti 54.11 13.29 125.48 192.88 T Nodo 4D: Wdti 54.11 0.00 125.48 179.59 T *Eje 3 Nodo 3A, 3G: Wdti 54.08 53.90 0.00 107.98 T Nodo 3B, 3F: Wdti 72.62 36.49 0.00 109.10 T Nodo 3C, 3E: Wdti 74.15 18.22 0.00 92.36 T Nodo 3D: Wdti 74.15 0.00 0.00 74.15 T Determinación del número de pilotes en cada nodo *Eje 5 Nodo 5A, 5G: N pi 184.12 1.55 2 118.71 Nodo 5B, 5F: N pi 230.43 1.94 2 118.71 Nodo 5C, 5E: N pi 226.37 1.91 2 118.71 Nodo 5D: N pi 217.85 1.84 2 118.71 Total en el eje 5: N pi 2 7 14 81 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta *Eje 4 Nodo 4A, 4G: N pi 170.33 1.43 1 118.71 Nodo 4B, 4F: N pi 202.52 1.71 2 118.71 Nodo 4C, 4E: N pi 192.88 1.62 2 118.71 Nodo 4D: N pi 179.59 1.51 2 118.71 Total en el eje 4: N pi 1 2 2 5 12 *Eje 3 Nodo 3A, 3G: N pi 107.98 0.91 1 118.71 Nodo 3B, 3F: N pi 109.10 0.92 1 118.71 Nodo 3C, 3E: N pi 92.36 0.78 1 118.71 Nodo 3D N pi 74.15 0.62 1 118.71 Total en el eje 3: N pi 1 7 7 Determinación del número total de pilotes Ntp = (14x2)+(12x2)+7 = 59 82 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta III.3.5 Revisión por Capacidad de Carga Se revisará que el número de pilotes en cada eje, movilice una resistencia admisible mayor que la carga actuante, lo anterior para las condiciones de carga estática y dinámica. Debido a que la rigidez del cajón de cimentación en su interacción con los pilotes genera distribuciones de carga no uniformes, la revisión por capacidad de carga se realizará con cargas redistribuidas: A) Revisión por capacidad de carga en condiciones dinámicas Para realizar esta revisión, se verificará el cumplimiento de la siguiente expresión: Pd i Qadm(din) Donde: Qadm(din) Capacidad de carga admisible total, en condiciones dinámicas Pdi Carga dinámica redistribuida por rigidez, en cada pilote del eje (i) Pd i Wnd Ntp Wsx Wsy Npi Wnd Wsx Ws y Ntp N pi Carga neta dinámica total (sin incremento por momento de volteo), en toda el área del edificio Número de pilotes totales, en toda el área del edificio Incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje X, en el eje (i) Incremento de carga por momento de volteo sísmico alrededor del eje Y, en el eje (i) Número de pilotes, en el eje (i) Tabla III.15 Revisión Por Capacidad de Carga en Condiciones Dinámicas Fuente: Propia; México 2014 Eje 5 4 3 Wsx (T) 101.64 158.51 217.20 Wsy (T) 1175.38 805.27 0.00 Ntp Npi 59 59 59 14 12 7 Wnd (T) 1614.40 1614.40 1614.40 Pdi (T) 118.58 107.68 58.39 Qadm(din) (T/pilote) 118.71 118.71 118.71 Condición Pdi< Qadm(din) Cumple Cumple Cumple Determinación de la carga neta dinámica total, en toda el área del edificio Wnd Pnd Adesplante Donde: Pnd Presión neta dinámica (sin incremento por momento de volteo) Adesplante Área de desplante de la estructura Wnd 6.07 12.18 21.82 1614.40 T 83 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación de la carga dinámica redistribuida por rigidez en los ejes 5, 4 y3 1614.40 101.64 1175.38 118.58 T 59 14 1614.40 158.51 805.27 Eje 4: pd i 107.68 T 59 12 1614.40 217.20 0.00 Eje 3: pd i 58.39 T 59 7 Eje 5: pd i Revisión del cumplimiento por capacidad de carga en condiciones dinámicas Eje 5: 118.58 T<118.71 T Eje 4: 107.68 T<118.71 T Eje 3: 58.39 T<118.71 T Cumple Cumple Cumple B) Revisión por capacidad de carga en condiciones estáticas Para realizar esta revisión, se verificará el cumplimiento de la siguiente expresión: Wnemax Qadm( est ) N pi Donde: Wnemax Carga neta estática, en el eje (i) Npi Número de pilotes, en el eje (i) Qadm(est) Capacidad de carga admisible total, en condiciones estáticas Tabla III.16 Revisión Por Capacidad de Carga en Condiciones Estáticas Fuente: Propia; México 2014 Eje 5 4 3 Wnemax (T) 242.43 378.08 518.05 Npi 14 12 7 Wnemax/ Npi (T/pilote) 17.32 31.51 74.01 Qadm(est) (T/pilote) 98.67 98.67 98.67 Condición (Wnemax/ Npi)< Qadm(est) Cumple Cumple Cumple Revisión del cumplimiento por capacidad de carga en condiciones estáticas Eje 5: (242.43/14) = 17.32 T<98.67 T Cumple Eje 4: (378.08/12) = 31.51 T<98.67 T Cumple Eje 3: (518.05/7) = 74.01 T<98.67 T Cumple 84 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta III.3.6 Revisión por Asentamientos Se revisará que el asentamiento de los pilotes sea menor a 15 cm, ya que al encontrarse el proyecto en zona de lago y presentar construcciones colindantes, la NTC para diseño y construcciones de cimentaciones del RCDF, marca dicho valor como asentamiento máximo para tales condiciones. Los asentamientos que presentará la estructura serán del tipo diferidos, es decir los generados por la consolidación de los estratos de arcillas, por lo cual se empleará la teoría de la consolidación, desarrollada por el Dr. Karl Terzaghi. Para determinar los asentamientos de la estructura, se considerará que los pilotes estarán desplantados en la cota 36.00 m bajo el nivel de terreno natural, y que los mismos trabajarán en grupo, de tal forma solamente se calculará la deformación que presentará el estrato de arcilla VII, despreciando la deformación del estrato VIII ya que dicho estrato presenta un material de alta compacidad cuya deformación será mínima; para determinar los parámetros de deformabilidad del estrato VII, se utilizará la curva de compresibilidad de la muestra No 58 del SM-1; además para tomar en cuenta la influencia de la forma de transmisión de carga de los pilotes trabajando como grupo, el incremento de esfuerzos en el suelo del estrato VII se calculará utilizando el concepto de zapata equivalente desarrollado por Terzaghi, y modificado de acuerdo a la experiencia del Ingeniero Enrique Tamez en las arcillas de la Ciudad de México La expresión general de la teoria de la consolidación para determinar asentamientos diferidos se muestra a continuación: Sc Donde: Sc eo Δe H e H 1 e0 Asentamiento por consolidación primaria Relación de vacíos inicial del suelo Variación de la relación de vacíos del suelo, en función del estado de esfuerzos Espesor del estrato compresible, antes de que se transmita la carga por la cimentación Esta ecuación puede quedar expresada en función de la historia de esfuerzos del suelo, es decir en función del índice de recompresión (Cr), del índice de compresión virgen (Cc) y del esfuerzo de preconsolidación (P’c), determinados a partir de la curva de compresibilidad del material en cuestión, las formas que adopta la ecuación se describen a continuación. 85 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Para un suelo normalmente consolidado: En este caso el incremento de esfuerzo vertical es tomado enteramente por la zona virgen de la curva de compresibilidad del suelo ya que teóricamente el esfuerzo de preconsolidación es igual al esfuerzo efectivo medio del suelo donde se calcularán los asentamientos, quedando la expresión de la siguiente forma: Sc H Cc log 0 1 e0 0 Para un suelo normalmente consolidado se debe cumplir con lo siguiente: 0 p'C Para un suelo preconsolidado: En este caso el incremento de esfuerzo vertical puede ser tomado por la zona de recompresión, por la zona virgen o parcialmente por ambas zonas de la curva de compresibilidad del suelo ya que teóricamente el esfuerzo de preconsolidación es mayor al esfuerzo efectivo medio del suelo donde se calcularán los asentamientos, pudiendose generar dos casos dependiendo de la magnitud del esfuerzo de trabajo con respecto al esfuerzo de preconsolidación, las expresiones se muestran a continuación: Caso I: El esfuerzo de preconsolidación es mayor al esfuerzo efectivo del suelo, y el esfuerzo de trabajo es menor al esfuerzo de preconsolidación, es decir: 0 P 'C 1 P 'C Quedando la expresión de la siguiente forma: Sc H Cr log 0 1 e0 0 Caso II: El esfuerzo de preconsolidación es mayor al esfuerzo efectivo del suelo, y el esfuerzo de trabajo es mayor al esfuerzo de preconsolidación, es decir: 0 P 'C 1 P 'C Quedando la expresión de la siguiente forma: Sc H 1 e0 P'C Cc log 1 Cr log 0 P'C 86 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Donde: Sc H eo Cr Cc H σo Δσ P’c σ1 Asentamiento por consolidación primaria Espesor del estrato compresible, antes de que se transmita la carga por la cimentación Relación de vacíos inicial del suelo Índice de recompresión Índice de compresión virgen Espesor del estrato compresible, antes de que se transmita la carga por la cimentación Esfuerzo efectivo medio en el estrato analizado Incremento de esfuerzo medio en el estrato analizado, causado por la carga neta transmitida Esfuerzo de preconsolidación Esfuerzo de trabajo, igual a la suma del esfuerzo efectivo y del incremento de esfuerzos (σo+ Δσ) Costra superficial Wn Depósitos compresibles l 4 1 WL Wn l l B L 2 2 2 H Zi i 1 Wn l l ' B Z Z i' i L 2 2 Z i' Depósitos resistentes Wn Carga neta transmitida por la cimentación i Incremento de esfuerzo vertical a una profundidad que este ubicada entre el desplante de los pilotes y los depósitos resistentes l Longitud de los pilotes WL Incremento de esfuerzo vertical a nivel de desplante de los pilotes B...L Ancho y largo de la cimentación respectivamente Z i' Profundidad medida desde el nivel de desplante de los pilotes H Espesor del suelo deformable, entre el desplante de los pilotes y los depósitos resistentes Figura III.8 Criterio Para el Análisis de Asentamientos de Grupo de Pilotes Según Enrique Tamez (Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987) 87 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta A) Cálculo del asentamiento por consolidación del grupo de pilotes Para realizar este cálculo, se tomarán las siguientes consideraciones: Ancho de la envolvente de los pilotes (B) = 10.98 m Largo de la envolvente de los pilotes (L) = 20.62 m Longitud de los pilotes (l) = 28.70 m Peso neto a largo plazo transmitido por la cimentación Wn (T/m²) Wn Pnemed A Wpilote Ntp 5.97 10.98 20.62 17.22 59 2602.61 T Tabla III.17 Cálculo del Asentamiento por Consolidación del Grupo de Pilotes Fuente: Propia; México 2014 Estrato VII Z’i (m) 0.00 2.40 4.80 Donde: Z’i H ∆σi ∆σiprom σo σ1 P’c Cr eo Sc H (cm) 480 ∆σi (kg/cm²) 0.29 0.25 0.22 ∆σiprom (kg/cm²) σo (kg/cm²) σ1 (kg/cm²) P’c (kg/cm²) Cr Cc eo Sc (cm) 0.25 1.14 1.40 1.16 0.090 0.819 3.05 7.86 Profundidad medida desde el nivel de desplante de los pilotes Espesor del suelo deformable Incremento de esfuerzo en cada punto (Calculado con el concepto de zapata equivalente) Incremento de esfuerzo promedio en el estrato Esfuerzo efectivo medio en el estrato analizado Esfuerzo de trabajo, igual a la suma del esfuerzo efectivo y del incremento de esfuerzos (σo+ Δσ) Esfuerzo de preconsolidación Índice de recompresión Relación de vacíos inicial del suelo Asentamiento por consolidación Determinación de la profundidad donde se calculará el incremento de esfuerzos El desplante de la cimentación se definió a una profundidad de 36.00 m, ademas el final del estrato compresible VII se encuentra ubicado en la cota 40.80 m; por lo anterior los puntos donde se definirá el incremento de esfuerzos medidos a partir de la cota de desplante de los pilotes, serán a 0.00, 2.40 y 4.80 m bajo el desplante de los pilotes. Determinación del espesor del estrato compresible H = (40.80-36.00) = 4.80 m = 480 cm 88 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta Determinación del incremento de esfuerzos en cada punto, con el concepto de zapata equivalente Cota 0.00 m: i 2602.61 2.94 T / m 2 0.29 kg / cm 2 28.70 28.70 0.00 20.62 0.00 10.98 2 2 Cota 2.40 m: i 2602.61 2.51 T / m 2 0.25 kg / cm 2 28.70 28.70 2.40 20.62 2.40 10.98 2 2 Cota 4.80 m: i 2602.61 2.17 T / m 2 0.22 kg / cm 2 28.70 28.70 4.80 20.62 4.80 10.98 2 2 Determinación del incremento de esfuerzos promedio en el estrato i prom 0.29 4 0.25 0.22 0.25 kg / cm 2 6 Determinación del esfuerzo efectivo 0 0.60 1.40 1.40 1.40 0.40 0.40 6.30 0.16 13.20 0.16 6.30 0.24 0.60 0.65 4.80 0.27 1.80 0.68 3.00 0.31 11.43 T/m2 1.14 Kg/cm 2 Determinación del esfuerzo de trabajo 1 1.14 0.25 1.40 Kg/cm 2 Determinación de la expresión a utilizar de acuerdo a la historia de esfuerzos del suelo Debido a que el esfuerzo de preconsolidación es mayor al esfuerzo efectivo, y que el esfuerzo de trabajo es mayor al esfuerzo de preconsolidación, se puede concluir que se trata de un suelo preconsolidado trabajando dentro de la zona de recompresión y compresión virgen de la curva de compresibilidad del material (Caso II), por lo cual se ocupará la siguiente expresión: P'C H Sc Cc log 1 Cr log 1 e0 0 P'C Sc Determinación del asentamiento por consolidación del estrato VII 480 1.16 1.40 0.090 log 0.819 log 7.86cm 1 3.05 1.14 1.16 89 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.3 Diseño de una Cimentación Mixta El asentamiento determinado es menor al asentamiento permisible, por lo cual cumple con los requisitos a estado limite de servicio. III.3.7 Distribución de Pilotes El arreglo en planta de los pilotes, se efectuó cuidando que los pilotes tuvieran una separación centro a centro mínima y máxima de 3 y 7 veces el ancho del pilote respectivamente, con la finalidad de que trabajen como grupo. 1 2 3 4 5 12.18 0.85 0.85 A 1A 1.65 3.59 2A 3.59 3A 1.65 0.85 4A 5A 3.25 B 1B 2B 3B 4B 5B 1C 2C 3C 4C 5C 1D 2D 3D 4D 5D 1E 2E 3E 4E 5E 1F 2F 3F 4F 3.4 C 3.4 D 21.82 3.4 E 3.4 F 5F 3.25 G 1G 2G 3G 4G 5G 0.85 Figura III.9 Planta de Distribución de Pilotes (Fuente: Propia, México 2014) 90 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación III.4 Diseño de la Excavación III.4.1 Conceptos Generales A continuación se describen las revisiones realizadas para verificar la estabilidad de la excavación necesaria para la construcción de la cimentación del proyecto. La verificación de la seguridad de la excavación incluirá la revisión de los mecanismos de falla de fondo, falla por subpresión y empotre del elemento de retención, además de la revisión de la estabilidad de los taludes de avance. Se consideró una sobrecarga uniforme de 1.50 ton/m². La seguridad y estabilidad de las excavaciones se revisará tomando en cuenta la influencia de las condiciones de presión del agua en el subsuelo así como la profundidad de la excavación y la inclinación de los taludes. III.4.2 Sistema de Contención Son elementos que se emplean para realizar excavaciones verticales en aquellos casos en los que el terreno, los edificios o estructuras cimentadas no serían estables sin sujeción. Si la excavación se realiza por debajo del nivel freático, habrá que prever la impermeabilización del concreto. A continuación se presentan algunos de los elementos de contención tradicionales utilizados para excavaciones. Tabla III.18 Tipos de Muros (Fuente: Manual de Mecánica de Suelos y Cimentaciones, Capitulo 2, Elementos de Contención, Autor: Ángel Muelas Rodríguez) Los muros se harán enteramente in situ. Muros de elementos prefabricados Muros de concreto Muros con pilotes Hincados o Muros de concreto armado o pretensado o Tablestacas de acero o Tablestacas de madera o Paneles de concreto armado o pretensado 91 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación Los muros pueden requerir sujeción en uno o varios puntos de su altura libre, además del empotramiento en el terreno por debajo del nivel de excavación, por estabilidad, resistencia o para impedir excesivas deformaciones horizontales o verticales del terreno. Para el caso en estudio se utilizará un sistema de contención a base de un muro Milán prefabricados con longitud de 10.30 m, quedando un empotre bajo el nivel máximo de excavación de 1.50 m. dicho muro se colocará en todo el perímetro del área de influencia de la excavación. El muro Milán tendrá un espesor de 40 centímetros y será alojado en una perforación previa estabilizada con una mezcla de agua-bentonita, además el sistema de contención contará con tres niveles de troquelamiento conformados por perfiles estructurales de acero. Para cumplir con los factores de seguridad recomendados, será necesario realizar la excavación en dos etapas con taludes de avance de 50º. El análisis de la estabilidad de los mecanismos de falla involucrados en la propuesta planteada, son descritos en los subcapítulos siguientes. III.4.3 Estabilidad de la Excavación por Falla general de Fondo A continuación se presenta el análisis de la estabilidad general del fondo de la excavación, tomando en consideración que la excavación cuenta con elementos de retención empotrados bajo el nivel máximo de la misma. Figura III.10 Mecanismo de Falla General de Fondo (Fuente: Manuel de Diseño Geotécnico, Volumen 1) 92 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación 𝐻𝑝 𝐶 (𝑁𝑐 + 2 𝐿 ) 𝐹𝑆 = 𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃 𝑁𝑐 = 5.14 (1 + 0.2 Donde: C Nc Hm Hp B L YHe P 𝐻𝑚 𝐵 ) (1 + 0.2 ) 𝐵 𝐿 Valor medio de la resistencia al corte no drenada de la arcilla, hasta una profundidad igual a Hm + B. Factor de estabilidad. Profundidad de desplante del muro. Longitud de la pata del muro. Ancho de la excavación. Longitud del tramo a excavar. Presión total inicial al nivel máximo de excavación. Valor de la presiones de sobrecarga en la superficie. La ecuación anterior es válida para las siguientes condiciones: 𝐻𝑚 𝐵 ≤ 2.50 𝑦 ≤ 1.00 𝐵 𝐿 Para valores mayores, estas relaciones se consideran constantes e iguales a su límite superior (2 y 1 respectivamente). El termino 2 𝐻𝑝 𝐿 toma en cuenta la influencia de la profundidad de la pata en la estabilidad del fondo; esta influencia debe despreciarse cuando 𝐻𝑝 𝐿 sea mayor de 0.50. En caso de no satisfacer los valores de seguridad mínimos, será necesario limitar la longitud de avance de la excavación o aumentar la profundidad del muro Milán. 𝐻𝑝 𝐶 (𝑁𝑐 + 2 𝐿 ) 𝐹𝑆 = 𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃 𝐻𝑚 10.30 = = 0.944 ≤ 2.50 𝐵 10.91 𝐵 10.91 = = 0.851 ≤ 1.00 𝐿 12.81 𝑁𝑐 = 5.14 (1 + 0.2 𝐻𝑚 𝐵 + 0.2 ) 𝐵 𝐿 93 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación 𝑁𝑐 = 5.14 ∗ (1 + 0.2 ∗ 0.9441 + 0.2 ∗ 𝑂. 851) Nc = 5.14*1.188*1.170 𝑁𝑐 = 6.99 𝑆𝐼 𝐻𝑝 < 0.5 ( 𝑁𝑜 𝑠𝑒 𝑡𝑜𝑚𝑎 𝑒𝑛 𝑐𝑢𝑒𝑛𝑡𝑎) 𝐿 𝐻𝑝 1.50 = = 0.117 < 0.50 ( 𝑁𝑜 𝑠𝑒 𝑡𝑜𝑚𝑎 𝑒𝑛 𝑐𝑢𝑒𝑛𝑡𝑎) 𝐿 12.81 𝐶 ∗ (𝑁𝑐) = 2.95 ∗ 6.98) = 20.59 𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃 = ((1.40 ∗ 1.8) + (1.16 ∗ 6.30) + (1.16 ∗ 0.10)) + 1.50 𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃 = 10.78 + 1.50 = 11.44 𝐻𝑝 𝐶 (𝑁𝑐 + 2 𝐿 ) 20.59 𝐹𝑆 = = = 1.80 𝑌 ∗ 𝐻𝑒 + 𝑃 11.44 𝐹𝑆 = 1.80 III.4.4 Estabilidad de la Excavación por Subpresión A continuación se presenta el análisis de la estabilidad de la excavación por subpresión, tomando en consideración que la excavación cuenta con elementos de retención empotrados bajo el nivel máximo de la misma. 94 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación NAF hw hf P hp S S Figura III.11 Mecanismo de Falla del Fondo por Subpresión (Fuente: Manuel de Diseño Geotécnico, Volumen 1) 𝐹𝑆(𝑠) = 𝐹𝑆 = Donde: P S U Hf Hp Ɣw Ɣ Hw 𝑃+𝑆 𝑈 (𝛾 ∗ 𝐻𝑓 ∗ 𝐵 ∗ 𝐿) + (2 ∗ 𝐶 ∗ (𝐵 ∗ 𝐻𝑓 + 𝐿 ∗ 𝐻𝑝)) 𝛾𝑤 ∗ 𝐻𝑤 ∗ 𝐵 ∗ 𝐿 Peso saturado del prisma del suelo bajo el fondo de la excavación. Fuerza cortante resistente en las caras verticales del prisma de fondo. Fuerza total de supresión en la base del prisma del fondo. Distancia entre el fondo de la excavación y el estrato de arena. Distancia entre el nivel de desplante del muro y el estrato de arena. Peso volumétrico del agua = 1 ton/m² Peso volumétrico del prisma de suelo bajo el fondo de la excavación. Altura piezométrica en el estrato de arena. 𝐹𝑆 = (1.26 ∗ 32.00 ∗ 10.91 ∗ 12.82) + (2 ∗ 3.68 ∗ (10.91 ∗ 32.00 + 12.82 ∗ 30.50)) 1.00 ∗ 38.80 ∗ 10.91 ∗ 12.82 𝐹𝑆 = 2.04 III.4.5 Estabilidad del Empotramiento del Elemento de Contención Este mecanismo consiste en el pateo del muro de contención al vencerse la resistencia del suelo frente al muro. Considerando que al nivel del último puntal colocado en cada etapa de excavación se genera una articulación plástica, el factor de seguridad se evalúa con la expresión: 95 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación Figura III.12 Mecanismo de Falla por Empotramiento (Fuente: Manuel de Diseño Geotécnico, Volumen 1) 𝐹𝑆 = Donde: C L r W I Mp P D 𝐶 ∗ 𝐿 ∗ 𝑟 + 𝑊 ∗ 𝐼 + 𝑀𝑝 𝐷2 𝑃∗ 2 Resistencia al corte, no drenada promedio en la superficie de falla. Longitud de la superficie de falla. Radio de la superficie de falla. Peso saturado del suelo dentro de los límites de la superficie de falla. Distancia del paño del muro al centro de gravedad del suelo resistente. Momento flexionante resistente del muro de contención, obtenido del diseño estructural preliminares. Presión promedio sobre el muro. Longitud del muro entre el último nivel de apuntalamiento y el nivel de desplante del muro. 𝐹𝑆 = (3.52 ∗ 3.28 ∗ 3.30) + (3.39 ∗ 1.08) + 19.16 = 2.92 3.302 3.83 ∗ ( 2 ) 𝐹𝑆 = 2.92 96 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación III.4.6 Cargas en los Troqueles Cuando no se dispone de espacio suficiente alrededor de una excavación para alojar un talud, se recurre al uso de ademes de diversos tipos: de madera, tablestacas de concreto o de acero, o muros de concreto colados en el sitio dentro de zanjas estabilizadas con lechada bentonítica, llamados “muros Milán”. Para diseñar cualquier tipo de estructura de contención, como el sistema de apuntalamiento necesario para soportarlas, es indispensable determinar las fuerzas producidas por el empuje lateral de la tierra contenida. Modelo de Rankine Este modelo de cálculo del empuje lateral de los suelos sobre las estructuras de ademes de excavaciones, más comúnmente empleado en la actualidad, se basa en un modelo de equilibrio plástico del suelo que se encuentra detrás de un muro de contención rígido, propuesto por Rankine en 1857. Empuje Activo a) Suelo cohesivo-friccionante 2CvKa a Zo S = C + p TAN Ø Ø 0 C H s Pa Pn Pv Ea 1/3(H-Zo) Y HKa - 2CvKa Figura III.13 Presión Activa de Ranking en Suelos Cohesivos-Friccionantes (Fuente: Ingeniería de activa Cimentaciones, Conceptosde Básicos de la Práctica) Presión de Rankine en suelos cohesivos - friccionantes 97 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación Si la envolvente de resistencia al corte del suelo obtenido las pruebas triaxiales muestra una recta con ángulo Ø y una ordenada al origen “C”, como se indica en la la figura anterior, la resistencia en el plano de falla se expresa por: s=c+Pn*TanØ, y la presión activa de Rankine tiene la siguiente forma: 𝑃𝑎𝑧 = 𝐾𝑎 ∗ 𝛾 ∗ 𝑧 − 2𝑐√𝐾𝑎 Las presiones negativas (tensiones) que se producen en el suelo, dentro de la profundidad, zo, no se trasmiten al muro, puesto que no hay adherencia entre este y el suelo; por tanto, el empuje activo “Ea” está formado solamente por la zona de compresión en la altura (H-zo). El área del diagrama de compresiones será: 𝐸𝑎 = ½(𝐾𝑎 ∗ 𝛾 ∗ 𝐻 − 2𝑐√𝐾𝑎)(𝐻 − 𝑍𝑜) El empuje de aplicación de “Ea” está a una altura de 1/3(H-zo). b) Suelo cohesivo 2Cu a Zo S = Cu 0 Cu Cu 0 H Pa Pv Ea 1/3(H-Zo) Y H - 2Cu Figura III.14 Presión Activa de Ranking en Arcillas Saturadas (Fuente: Ingeniería de Cimentaciones, Conceptos Básicos de la Práctica) Presión activa de Rankine en arcillas saturadas Cuando se tienen arcillas de alta plasticidad, saturadas y de consistencia blanda a media, en las que la envolvente de falla de Mohr obtenida en prueba triaxial no drenada es una recta horizontal, como se muestra en la figura anterior cuya ordenada al origen es “Cu” y el ángulo de fricción Ø=0, las ecuaciones para las presiones horizontales activa de Rankine queda: 98 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación 𝑃𝑎𝑧 = 𝛾 ∗ 𝑧 − 2𝐶𝑢 Presión máxima: 𝑃𝑎𝑚 = 𝛾 ∗ 𝐻 − 2𝐶𝑢 𝐸𝑎 = ½ (𝛾 ∗ 𝐻 − 2𝐶𝑢) ∗ (𝐻 ∗ 𝑧𝑜) c) Sobre carga en la superficie Cuando existe en la superficie del terreno una sobrecarga uniforme de intensidad “Ps” y ancho mayor que “H”, como muestra la figura siguiente, se considera que “Ps” produce un incremento igual del esfuerzo vertical en toda la profundidad del muro, de manera que la presión vertical en cualquier punto del suelo junto al muro es pv = ϒ*z + Ps. La figura siguiente muestra los diagramas de la presión horizontal activa de un suelo friccionante, no saturado, una es en arena limpia seca que representa al suelo friccionante puro (sin cohesión), y una en arena arcillosa húmeda que tiene cohesión y fricción. Ps Ps Zo Es H Ea Ea H/2 H/3 KaPs (H-Zo)/3 KaYH KaPs (YH+Ps)Ka 2C * vKa (YH+Ps)Ka arena arcillosa con cohesión (suelo cohesivo-friccionante) arena sin cohesión (arena friccionante puro) Figura III.15 Presión Activa con Sobre Carga Superficial en Suelos con Fricción Presión activa con sobrecarga superficial Ps en (Fuente: Ingeniería de Cimentaciones, Conceptos Básicos de la Práctica) suelos con friccion no saturados d) Suelo friccionante puro con sobrecarga En este caso, en que la cohesión es nula (c=0), la presión activa se expresa por: 𝑃𝑎𝑧 = 𝐾𝑎 (𝛾 ∗ 𝑧 + 𝑃𝑠) 99 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación La presión máxima en la base: 𝑃𝑎𝑚 = 𝐾𝑎(𝛾 ∗ 𝐻 + 𝑃𝑠) El empuje activo total: 𝛾 ∗ 𝐻² 𝐸𝑎 = 𝐾𝑎 ( + 𝑃𝑠 ∗ 𝐻) 2 e) Suelo cohesivo – friccionante con sobrecarga En este caso, en que el suelo exhibe cohesión “c” y fricción Ø, la ecuación se modifica como sigue: 𝑃𝑎𝑧 = 𝐾𝑎 (𝛾 ∗ 𝑧 + 𝑃𝑠) − 2𝑐√𝐾𝑎 La presión activa máxima es: 𝑃𝑎𝑚 = 𝐾𝑎 (𝛾 ∗ 𝐻 + 𝑃𝑠) − 2𝑐√𝐾𝑎 El empuje activo total: 𝐸𝑎 = ½ (𝑘𝑎 (𝛾 ∗ 𝐻 + 𝑃𝑠) − 2𝑐√𝐾𝑎)(𝐻 − 𝑧𝑜) f) Magnitud y distribución del empuje en excavaciones ademadas A continuación se muestran los diagramas envolventes de las presiones redistribuidas que se utilizan en el diseño de los largueros y troqueles de sistemas de contención temporales. Pat Pat Pat Ear Ear=Eat Eat Ear = 1.1Eat Eat Pat H/3 (a) (b) 0.45H (c) Influencia del desplazamiento del muro en la distribucion de la presión lateral activa 2c Arena Arcilla blanda e Par 0.2H Par Zo Pat 0.30H Pat 0.6H H 0.55H 0.2H 0.15H Prm=YH-4C Erm=0.8YHKa (a) (b) YH - 2C Figura III.16 Diagrama de Presiones Redistribuidas de Terzaghi y Peck, para el Diseño de Ademes en Diagramas envolventes de presión activa redistribuisa (par) propuesto por Terzaghi y Peck; para el Excavaciones Profundas diseño de ademes en excavaciones profundas (Fuente: Ingeniería de Cimentaciones, Conceptos Básicos de la Práctica) 100 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación 2C * vKa d a (-) Zo 0.3H 0.25H O H H - Zo Er = 1.28Eat Er = 1.28Eat Er (+) Er 0.55H 0.75H Eat 0.46H 0.15H b C KaYH - 2C *vKa (a) Prm = (1.28Eat) / (0.775H) (b) Prm = (1.28Eat) / (0.85H) (c) Figura III.17 a) Diagrama Teórico de Ranking para Suelo Cohesivo-Friccionante, b) Diagrama Trapecial Envolvente de Presiones Redistribuidas, c) Diagrama para Muros con Pata (Fuente: Ingeniería de Cimentaciones, Conceptos Básicos de la Práctica) A continuación se presentan los cálculos realizados para determinar las presiones redistribuidas en el elemento de contención, tomando en cuenta la presión hidrostática producida por el agua freática. Dicha presión fue sumada a la presión activa producida por el peso del suelo y la sobrecarga. 101 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación Figura III.18 Modelo Geotécnico para Cálculo de Presiones Redistribuidas (Fuente: Propia, México 2015) 102 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación Figura III.19 Cálculo de Presiones Activas (Fuente: Propia, México 2015) 103 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación Figura III.20 Diagrama de presiones Activas 1 (Fuente: Propia, México 2015) Figura III.21 Diagrama de presiones Activas 2 (Fuente: Propia, México 2015) 104 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación Calculando los empujes definitivos que actúan en el corte anterior, se tiene: 𝐸𝑎𝑡 = 𝐸𝑎1 + 𝐸𝑎2 + 𝐸𝑎3 + 𝐸𝑎4 + 𝐸𝑎5 + 𝐸𝑎6 Para mantener un factor de seguridad razonable, los empujes que tengan un valor negativo no se tomarán en cuenta, por lo tanto: 𝐸𝑎𝑡 = 𝐸𝑎5 + 𝐸𝑎6 𝐸𝑎𝑡 = 16.94 + 9.28 = 26.22 𝑡𝑜𝑛 1.28 ∗ 𝐸𝑎𝑡 𝑃𝑟𝑚 = 0.85 ∗ 𝐻 1.28 ∗ 26.22 𝑃𝑟𝑚 = = 3.83𝑡𝑜𝑛/𝑚² 0.85 ∗ 10.30 La siguiente figura muestra cómo se distribuyen los empujes con el diagrama trapecial de presiones activas redistribuidas. Figura III.22 Presiones Activas Redistribuidas (Fuente: Propia, México 2015) 105 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación El área tributaria del diagrama de presiones activas redistribuidas, puede interpretarse como la fuerza tributaria por unidad de longitud de muro que estará actuando en cada uno de los niveles de troquelamiento, por lo tanto las fuerzas actuantes en cada uno de los niveles de puntales serán los siguientes: 𝐹𝑡1 = 7.52 𝑇/𝑚 𝐹𝑡2 = 9.71 𝑇/𝑚 𝐹𝑡3 = 17.29 𝑇/𝑚 Estas fuerzas deberán ser multiplicadas por la longitud horizontal tributaria que le corresponda a cada puntal, dependiendo del espaciamiento horizontal seleccionado para la colocación de dichos puntales. Con lo anterior se obtendrá la fuerza de reacción que debe aplicarse a los puntales durante su instalación. III.4.7 Estabilidad de los Taludes de Avance Generalidades Se comprende bajo el nombre de talud cualquier superficie inclinada respecto a la horizontal que hayan de adoptar una estructura de tierra, bien sea en forma natural o como consecuencia de la intervención humana en una obra de ingeniería. Los taludes se subdividen en naturales (laderas) o artificiales (cortes o terraplenes). Tipos y causas de fallas más comunes Los tipos de fallas más frecuentes en taludes son los que se mencionan a continuación: a) b) c) d) e) f) g) h) i) Falla por deslizamiento superficial: Deslizamientos en laderas naturales sobre superficies de falla preexistentes: Falla por movimiento del cuerpo del talud: Flujos: Fallas por erosión: Falla por licuación: Falla por falta de capacidad de carga en el terreno de cimentación. Grietas de tensión: Fallas por traslación: 106 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación Mejoramiento de la estabilidad de taludes a) Tender taludes: Si el terreno constituyente del talud es puramente friccionante puede ocuparse esta alternativa de estabilización de talud, la estabilización de estos suelos es fundamentalmente cuestión de la inclinación que puede llegar a tener. b) Empleo de bermas laterales o frontales: Se denominan bermas a masas generalmente del mismo material que el propio talud, que se colocan adecuadamente en el lado exterior del mismo a fin de aumentar su estabilidad. En general una berma produce un incremento en la estabilidad por dos motivos. Uno, por su propio peso, en la parte que queda hacia fuera de la vertical que pasa por el centro del círculo de la falla, disminuyendo el momento motor, otro que aumenta es el momento resistente, por el incremento en la longitud del arco de falla por efecto de la propia berma. c) Empleo de materiales ligeros. Se coloca material de peso específico bajo por lo tanto los momentos motores bajos. Otras soluciones tales como substitución de parte del terraplén con tubos, cajones de concreto hueco, etc. d) Consolidación de previa de suelos comprensibles Cuando los suelos de cimentación de terraplenes son comprensibles saturados de baja resistencia al esfuerzo cortante, puede inducirse un proceso de consolidación, así aumenta la resistencia del material. e) Empleo de materiales estabilizantes. Al mejorar las cualidades de resistencia de los suelos mezclándoles algunas substancias que al producir una cementación entre las partículas del suelo natural o al mejorar sus características de fricción aumentan su resistencia. Las substancias más empleadas han sido cementos, asfaltos y sales químicas. f) Empleos de muros de contención: Cuando un talud es en sí inestable, se ha recurrido con cierta frecuencia a su retención por medio de un muro. 107 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación g) Precauciones de drenaje: La principal causa de problemas derivados de la estabilidad de taludes, la presencia de agua y su movimiento por el interior de la masa de suelo. Estabilidad de talud El procedimiento de análisis se basa en la siguiente hipótesis: La superficie potencial de falla es cilíndrica. La resistencia al corte del depósito puede expresarse mediante la ecuación de coulomb: 𝑆 = 𝐶 + 𝜎 ∗ 𝑡𝑎𝑛ᴓ Donde: S C σ Tan ᴓ Resistencia al corte. Parámetro de cohesión. Esfuerzo normal en la superficie de falla. Coeficiente de fricción. La resistencia al corte se moviliza en su totalidad en todos los puntos a lo largo de la superficie de falla, exceptuando en las zonas con grietas de tensión. El factor de seguridad se define como la reacción entre la resistencia al corte a lo largo de la superficie de falla crítica y el esfuerzo cortante necesario para el equilibrio en esa misma superficie. Cálculo del factor de seguridad con el software Slide 5.0 Se determinó del factor de seguridad global para los taludes de avance. Para lo anterior se utilizó el software Slide 5.0 con el método de Bishop Simplificado, considerando que los taludes de avance se excavarán con dos bermas intermedias con corona de 1.50 m y ángulo de inclinación de 50°, además de incluir sobrecargas de 1.50 T/m². Los resultados se muestran en la siguiente figura: 108 CAPÍTULOIII.-DISEÑO GEOTECNICO: III.4 Diseño de la excavación Figura III.23 Factor de Seguridad de los Taludes de Avance (Fuente: Software Slide 5.0) En la siguiente tabla son mostrados los factores de seguridad mínimos recomendados, para las diferentes revisiones realizadas para el diseño de la excavación, con lo cual puede verificarse que los factores de seguridad obtenidos para los diferentes mecanismos de falla, son aceptable. Tabla III.19 Factores de Seguridad Mínimos (Fuente: Manual de Mecánica de Suelos y Cimentaciones, Capitulo 2, Elementos de Contención, Autor: Ángel Muelas Rodríguez) Mecanismo Falla general de fondo FS ≥ 1.70 Cuando existan edificios susceptibles de sufrir daños por asentamientos, en una distancia igual al ancho de la excavación. FS ≥ 1.50 En otros casos. Falla de fondo por subpresión Falla de empotramiento del muro de contención Falla del talud de avance FS ≥ 1.30 FS ≥ 1.50 FS ≥ 1.50 Si el ciclo de excavación – colado de losa es menor de 48 hrs. FS ≥ 1.70 Si el ciclo de excavación – colado es mayor de 48 hrs. FS ≥ 1.30 Si en el análisis de estabilidad se considera la pérdida gradual de resistencia de las arcillas con el tiempo y el efecto tridimensional (la cohesión a utilizar en los análisis valdrá C´= 0.8 Cu. 109 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano III.5.1 Conceptos Generales Cuando por razones arquitectónicas o por solución de cimentación un edificio requiera la construcción de un cajón de concreto bajo el nivel del terreno natural, las paredes perimetrales de dicho elemento estarán sometidas a un estado de presiones horizontales las cuales deberán ser evaluadas para poder realizar el diseño estructural de los muros del cajón. Para el caso de un cajón de cimentación las presiones que deberán evaluarse serán las debidas a las fuerzas del suelo confinante, a la sobrecarga, al agua y a los efectos sísmicos. Es necesario realizar un análisis detallado en cada caso para definir cuáles son las fuerzas que intervendrán en el cálculo de presiones horizontales. III.5.2 Presiones Horizontales Debidas al Suelo Confinante En un elemento de contención pueden generarse tres estados de presión debidas al peso del suelo de confinante dependiendo de la rigidez del elemento y del suelo de cimentación, dichos estados de presión han sido definidos como presiones horizontales en reposo, presiones horizontales activas y presiones horizontales pasivas. A) Consideraciones Debido a que el cajón de cimentación es un elemento muy rígido que no permitirá el desplazamiento del suelo que lo confina, se consideró que la presión horizontal debida al peso del suelo confinante generará un estado de presiones en reposo, las cuales se evaluaron bajo la siguiente igualdad: h o Ko Donde: σh Presión horizontal en reposo σo Presión vertical efectiva Ko Coeficiente de empuje de tierras en reposo 110 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano B) Determinación de las presiones horizontales debidas al peso del suelo confinante Tabla III.20 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Suelo Confinante Fuente: Propia; México 2014 Estrato I IIa IIb IIIa IIIb Donde: H γ σt U Profundidad (m) 0.00 0.60 0.60 2.00 2.00 2.40 2.40 8.70 8.70 10.30 H (m) γ (T/m³) 0.60 1.40 1.40 1.40 0.40 1.40 6.30 1.16 1.60 1.16 σt (T/m²) 0.00 0.84 0.84 2.80 2.80 3.36 3.36 10.67 10.67 12.52 U (T/m²) 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.40 0.40 6.70 6.70 8.30 σo (T/m²) 0.00 0.84 0.84 2.80 2.80 2.96 2.96 3.97 3.97 4.22 Ko 0.60 0.60 0.60 0.60 0.60 σh (T/m²) 0.00 0.50 0.50 1.68 1.68 1.78 1.78 2.38 2.38 2.53 Espesor del estrato Peso volumétrico del material, húmedo o saturado Esfuerzo vertical total Presión de poro Cálculo de la presión vertical total: Cota (0.00 m): t 0.00 1.40 0.00 T m 2 2 Cota (0.60 m): t 0.60 1.40 0.84 T m 2 Cota (2.00 m): t 0.84 (1.40 1.40) 2.80 T m Cota (2.40 m): t 2.80 (0.40 1.40) 3.36 T m2 2 Cota (8.70 m): t 3.36 (6.30 1.16) 10.67 T m 2 Cota (10.30 m): t 10.67 (1.60 1.16 12.52 T m Cálculo de la presión de poro: Cota (2.40 m): U 0.40 1.00 0.40 T m2 Cota (8.70 m): U 6.70 1.00 6.70 T m2 Cota (10.30 m):U 8.30 1.00 8.30 T m2 Cálculo de la presión vertical efectiva: 2 Cota (0.00 m): o 0.00 0.00 0.00 T m 2 Cota (0.60 m): o 0.84 0.00 0.84 T m 2 Cota (2.00 m): o 2.80 0.00 2.80 T m Cota (2.40 m): o 3.36 0.40 2.96 T m2 2 Cota (8.70 m): o 10.67 6.70 3.97 T m 2 Cota (10.30 m): o 12.52 8.30 4.22 T m 111 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano Determinación del coeficiente de empuje de tierras en reposo: Se considerará un coeficiente de empuje de tierras en reposo “Ko” igual a 0.60, de acuerdo a las recomendaciones de TGC en su libro “Diseño Geotécnico de Cimentaciones” Cálculo de la presión horizontal en reposo: Cota (0.00 m): h 0.00 0.00 0.00 T m 2 Cota (0.60 m): h 0.84 0.60 0.50 T m 2 Cota (2.00 m): h 2.80 0.60 1.68 T m 2 Cota (2.40 m): h 2.96 0.60 1.78 T m Cota (8.70 m): h 3.97 0.60 2.38 T m 2 Cota (10.30 m): h 4.22 0.60 2.53 T m 2 2 III.5.3 Presiones Horizontales Debidas a Sobrecarga Cuando sobre el terreno natural se encuentra actuando una sobrecarga debida a alguna construcción existente o que se pretenda construir, dicha sobrecarga genera un incremento en la presión horizontal que actúa en el respaldo del muro, existen 3 casos prácticos de interés para el diseño de elementos de retención, los cuales son los debidos a cargas puntuales, cargas lineales y cargas uniformemente distribuidas. A) Consideraciones Debido a que las construcciones colindantes se encuentran cimentadas por medio de losas de cimentación, se considerará una carga uniformemente distribuida, para lo cual se estima que el peso máximo de las construcciones colindantes puede alcanzar una magnitud de 1.00 T/m²/Nivel (1.00 T/m²), sin embargo se tomará una carga mínima de 1.50 T/m² como lo indica la NTC para diseño y construcción de cimentaciones. La evaluación se realizó bajo la siguiente igualdad: sc K o Donde: σsc Presión horizontal por sobrecarga ω Carga uniformemente distribuida Ko Coeficiente de empuje de tierras en reposo B) Determinación de las presiones horizontales debidas a sobrecarga Tabla III.21 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas a Sobrecarga Fuente: Propia; México 2014 Profundidad (m) 0.00 10.30 H (m) ω (T/m²) Ko 10.30 1.50 0.60 σsc (T/m²) 0.90 0.90 112 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano Cálculo de la presión horizontal debida a sobrecarga: Cota (0.00 a 10.30 m): sc 1.50 0.60 0.90 T m 2 III.5.4 Presiones Horizontales Debidas al Agua Cuando el suelo detrás de un elemento de retención se encuentra saturado debido a la posición del nivel freático o a la acumulación de agua tras el respaldo del elemento, se genera un estado de presiones hidrostáticas debidas a la presión de poro, las cuales se evalúan como si se tratara de un líquido libre sin la presencia del suelo. A) Consideraciones Las presiones horizontales debidas al agua se evaluaron considerando que el nivel de agruas freáticas se localiza a 2.00 m de profundidad con respecto al nivel de terreno natural, bajo la siguiente igualdad: a oz Donde: σa Presión horizontal hidrostática γo Peso volumétrico del agua Z Profundidad medida a partil del nivel de aguas freáticas B) Determinación de las presiones horizontales debidas al agua Tabla III.22 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Agua Fuente: Propia; México 2014 Profundidad (m) 2.00 2.40 8.70 10.30 Z (m) 0.00 0.40 6.70 8.30 γo (T/m³) 1.00 σa (T/m²) 0.00 0.40 6.70 8.30 Cálculo de la presión horizontal debida al agua: Cota (2.00 m): a 0.00 1.00 0.00 T m2 Cota (2.40 m): a 0.40 1.00 0.40 T m2 Cota (8.70 m): a 6.70 1.00 6.70 T m2 2 Cota (10.30 m): a 8.30 1.00 8.30 T m III.5.5 Presiones Horizontales Debidas al Sismo En zonas con alta sismicidad como en el caso de la Ciudad de México, se presenta un incremento de la presión horizontal en el elemento de contención debida a una cuña activa de suelo que actúa durante la ocurrencia de un evento sísmico. 113 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano A) Consideraciones Las presiones horizontales debidas al sismo se evaluaron considerando un coeficiente sísmico de 0.45 correspondiente a la zona de lago (IIIb), bajo la siguiente igualdad: c s Df tan 45 3 Donde: σs C Df ф 2 Presión horizontal por sismo Coeficiente sísmico Profundidad de desplante (altura analizada medida de la base del muro hacia arriba) Ángulo de fricción interna del suelo (ponderado a lo largo del respaldo del muro) B) Determinación de las presiones horizontales debidas al sismo Tabla III.23 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Sismo Fuente: Propia; México 2014 Profundidad (m) 0.00 0.60 2.00 2.40 8.70 10.30 Df (m) 10.30 9.70 8.30 7.90 1.60 0.00 ф (°) C 4.12 0.45 σs (T/m²) 0.11 0.10 0.09 0.09 0.02 0.00 Cálculo de la presión horizontal debida al sismo: Cota (0.00 m): s 0.45 4.12 10.30 tan(45 ) 0.11 T m2 3 2 Cota (0.60 m): s 0.45 4.12 9.70 tan(45 ) 0.10 T m2 3 2 Cota (2.00 m): s 0.45 4.12 8.30 tan(45 ) 0.09 T m2 3 2 Cota (2.40 m): s 0.45 4.12 7.90 tan(45 ) 0.09 T m2 3 2 Cota (8.70 m): s 0.45 4.12 1.60 tan(45 ) 0.02 T m2 3 2 Cota (10.30 m): s 0.45 4.12 0.00 tan(45 ) 0.00 T m2 3 2 114 CAPÍTULO III.-DISEÑO GEOTÉCNICO: III.5 Presiones Horizontales en los Muros del Sótano III.5.6 Diagramas de Presiones Horizontales Con el cálculo de presiones horizontales descrito se construyeron las gráficas de presión horizontal vs profundidad, las cuales serán utilizadas para el diseño estructural de los muros del sótano. 0.00 T/m² 1.01 T/m² 0.11 T/m² 0.00 T/m² 0.90 T/m² 0.00 T/m² 0.00 T/m² A continuación se presentan los diagramas de presión para las condiciones descritas, así como la envolvente de presiones horizontales totales (suma de las presiones horizontales por peso del suelo, sobrecarga, agua y sismo), en dichos diagramas se presenta el empuje total y su punto de aplicación, los cuales son iguales a el área y al centro de gravedad horizontal de los diagramas respectivamente. 0.10 T/m² 0.50 T/m² 1.68 T/m² 1.78 T/m² -0.60 m 1.51 T/m² 0.09 T/m² 0.00 T/m² 0.40 T/m² 0.00 m 2.67 T/m² 0.09 T/m² NAF -2.00 m -2.40 m 3.16 T/m² E=0.57 T-m E=9.27 T-m E=19.40 T-m E=63.69 T-m 6.87 m E=34.45 T-m 5.15 m 4.33 m 2.38 T/m² 6.70 T/m² 3.63 m 0.02 T/m² 10.00 T/m² -8.70 m 2.77 m Diagrama de presiones debidas al suelo confinante. Diagrama de presiones debidas a la sobrecarga Diagrama de presiones debidas al agua Diagrama de presiones debidas al sismo 11.73 T/m² 0.00 T/m² 0.00 T/m² 8.30 T/m² 0.00 T/m² 0.90 T/m² 0.00 T/m² 0.00 T/m² 2.53 T/m² -10.30 m Diagrama de presiones envolventes Figura III.24 Diagramas de Presiones Horizontales (Fuente: Propia, México 2014) 115 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO IV.1 Procedimiento Constructivo IV.1.1 Conceptos Generales La construcción de la propuesta de cimentación planteada en este trabajo, deberá seguir una secuencia adecuada, así como apegarse a los lineamientos necesarios para que la construcción de la misma cumpla los requerimientos de diseño, y que los procesos de construcción se mantengan en rangos aceptables de seguridad. La secuencia de construcción constará de 7 etapas principales, las cuales serán las siguientes: I II III IV V VI VII Trabajos preliminares e instrumentación Trazo y nivelación Construcción de muro Milán Hincado de pilotes Abatimiento del nivel freático Excavación y colocación de troqueles Construcción de elementos estructurales IV.1.2 Trabajos Preliminares e Instrumentación Antes del inicio de la construcción de la cimentación, será necesario realizar algunos trabajos previos, así como colocar algunos instrumentos de medición para lograr un buen control durante los trabajos de construcción. A) Trabajos preliminares Debido a que actualmente el predio se encuentra ocupado por una estructura de dos niveles, será necesario realizar lo siguiente: 1) Demoler la estructura existente retirando todo el material de escombro, será importante retirar por completo la cimentación existente en el lugar. De igual forma se deberá limpiar por completo el área total del predio, con la finalidad de que no exista ningun elemento que interfiera durante los trabajos de contrucción, ni que propicie la posibilidad de accidentes. 2) Se procederá a retirar todas las instalaciones de servicios (Telefono, agua, luz, gas, drenaje, etc.) o en su caso deberan ser protegidas para no causar daños en las mismas durante la construcción. 116 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo 3) Es recomendable que se realice una Fe de Hechos de las condiciones de las estructuras colindantes ante un notario publico, lo anterior con la finalidad de tomar las medidas necesarias para no provocar daños en dichas estructuras, asi como deslindar responsabilidades en caso de que las condiciones de las estructuras presenten deficiencias antes de iniciar la construcción. B) Instrumentación Con la finalidad de mantener rangos de seguridad durante la construcción de la cimentación, asi como de advertir con oportunidad cualquier condición que cause inestabiliad en las construcciones colindantes y en la obra misma, se deberán colocar los siguientes instrumentos de medición: 1) Se instalará por lo menos un bancos de nivel superficial, el cual servirán de apoyo para el control de las referencias superficiales para determinar los movimientos causados por la excavación y construcción del proyecto; dicho banco deberá colocarse fuera del área de influencia de la construcción. 2) Deberán colocarse referencias superficiales, las cuales consistirán de pernos metálicos enbevidos en un cilindro de conreto, colocados a cada 3.50 m en el perímetro de la construcción, asi como de referencias de nivel (palomas) en los muros de las colindancias, colocadas a 1.50 m de altura, con respecto al nivel de banqueta. 3) Se colocaran testigos en las fisuras que puedan existir en las estructuras colindantes, los cuales servirán para conocer a lo largo de la construcción del edificio la evolución de las fisuras existentes, permitiendo así detectar oportunamente el desarrollo de deformaciones inadmisibles, dichos testigos serán de yeso y se colocarán en todas las fisuras que se observen en las colindancias. Las mediciones en los intrumentos de control se realizarán dos veces por semana en el periodo comprendido entre el inicio y el termino de la construcción, y posteriormente se realizarán mediciones mensuales durante los primeros 6 meses despues de terminada la construcción, todos los datos obtenidos deberán graficarse y tenerse siempre en la residencia de obra para verificar en cualquier momento su evolución; la frecuencia de las mediciones puede realizarse en periodos de tiempo mas cortos, quedando a responsabilidad del constructor en caso de que las observaciones en campo indiquen la necesidad de un monitoreo mas constante. 117 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo Ranura 7 cm Tornillo de cabeza semiesférica 5 cm Cilindro de concreto 30 cm Cuadro de fondo blanco Marca grabada perpendicular a la ranura. Eje horizontal Triangulo rojo 7 cm TS-1 TM-1 Tornillo 58" x 4" Muro aplanado con mortero 15 cm Testigo superficial TS-1 Testigo en muros Número de testigo TM-1 Número de testigo Testigo en Muros Testigo Superficial 10 cm Testigo de yeso TF-1 Fecha de colocación 10 cm Nombre del responsable Fisura existente en muros de estructuras vecinas Testigo en fisuras TF-1 Número de testigo Testigo en Fisuras Figura IV.1 Testigos Superficiales, Testigos en Muros y Testigos en Fisuras (Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987) IV.1.3 Trazo y Nivelación Una vez terminados los trabajos preliminares e instalados los instrumentos de medición, se procederá a realizar lo siguiente: 1) Se realizará el trazo de los tableros del muro Milán, respetando la separación a colindancias, de igual manera se ubicarán los puntos de hincado de pilotes, colocando los señalamientos necesarios para su fácil identificación. 2) Se colocarán las referencias necesarias, para dar los niveles de proyecto de cada uno de los elementos estructurales, dichas referencias deberán apoyarse con el banco de nivel superficial localizado fuera del área de influencia de la construcción. IV.1.4 Construcción del Muro Milán El muro Milán a construir está proyectado para que funcione como elemento de soporte durante la excavación y que funcione como elemento estructural permanente (muros de los sótanos); dicho muro estará formado por paneles prefabricados de concreto reforzado, los cuales tendrán una longitud de 10.30 m y un espesor de 0.40 m, de acuerdo a las dimensiones del proyecto será necesario colocar paneles con diferentes anchos los cuales serán los siguientes: 20 piezas de 2.50 m, 4 piezas de 2.01 m y 4 piezas de 1.64 m de ancho, dando un total de 28 paneles prefabricados. La secuencia de construcción es la siguiente: 118 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo 1) Se excavará una zanja en todos los ejes del muro Milán, dicha zanja tendrá 0.65 m de ancho y 1.50 m de profundidad, la cual se revestirá con un brocal de concreto armado, que servirá para guiar la almeja de excavación y prevenir la caída del material suelto superficial, es recomendable colocar varillas que ánclen los brocales al suelo con la finalidad de evitar el movimiento de los mismos por la inestabilidad del material superficial o por golpeo accidental de la maquinaria. La construcción del brocal deberá apegarse a la configuración que se presenta a continuación. Colindancia 0.27 m 0.45 m 0.50 m 0.10 m 1.50 m Brocal Anclas 0.65 m Figura IV.2 Sección del Brocal Para la Construcción del Muro Milán (Fuente: Propia; México 2014) 2) Se proseguirá a realizar la excavación de la zanja para introducir los páneles prefabricados, dicha zanja podrá realizarse con una almeja libre autoguiada o con una almeja hidraúlica guiada que sean capaces de realizar una zanja con ancho de 0.40 m y que puedan alcanzar una profundidad de 10.30 m, la secuencia de excavación será del tipo avance continuo, por lo cual se deberán ir colocando los páneles prefabricados tras la excavación de tramos de longitud no mayor de 21.82 m (longitud total del lado largo en planta de la construcción), dichos paneles deberán estar provistos de conectores estructurales a nivel de losa fondo y entrepisos, ademas deberán contar con una guiá metálica y una junta tipo soletanche en sus extremos, para poder conectarse con los paneles ya colocados; se utilizará una secuencia de excavación en tres posiciones de la almeja, con cada una de las cuales se escavarán tramos de 2.50 m de longitud, dando un total de 7.50 m de avance por cada serie de tres movimientos de la maquina de excavación. 119 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo Figura IV.3 Muro Prefabricado con Avance Continuo (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Construcción Geotécnica; México 2002) 3) Será necesario estabilizar la excavación por medio de un lodo fraguante el cual se mantendrá en la misma cota del nivel freático (2.00 m de profundidad), dicho lodo fraguante se introducirá a la excavación por medio de una zanja previa de distribución en los tramos que aún no se hayan excavado con la almeja, de tal forma que conforme se excave con la almeja, el lodo fraguante se introdusca en la excavación, el lodo de estabilización deberá ser manejado por medio de una planta de lodos instalada en la obra. Ademas dicho lodo deberá contar con las siguientes características. 120 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo Características del lodo Fraguante: - Densidad 1.20 T/m³, medida con una balanza Baroid. - Viscosidad Marsh de 30 a 55 segundos, medida con un embudo Marsh. - Contenido de arena menor a 10% del volumen, determinado por tamizado en la malla No 200. - Potencial de hidrógeno (PH) de 7 a 9.5, medido con un papel reactivo tornasol. - Estará compuesto por una mezcla de Bentonita(5 a 10 %)-Cemento(5 a 20 %)Agua, la cual será proporcionada de tal manera que cumpla con los requisitos arriba mencionados, y que ademas genere una resistencia aproximadamente 50% mayor a la del suelo que confina al muro Milán. - Deberá contar con un aditivo retardante de fraguado. Estabilidad general de la zanja: Para revizar la estabilidad de la zanja para la construcción del muro Milán, se utilizó el metodo Noruego adaptado a las condiciones de la ciudad de México, bajo las siguientes consideraciones: fs Donde: Fs C D γ β manera: D 2 0.94 4W L 2 f 2 m D L c D Factor de seguridad mínimo de 1.30 Resistencia al corte, no drenada de la arcilla a lo largo de la profundidad excavada Profundidad máxima de excavación Peso volumétrico medio del suelo, a lo largo de la profundidad excavada Coeficiente geométrico de la posición del lodo dentro de la zanja, determinado de la siguiente 1 D 121 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo ρ γf Wm L Profundidad libre de lodo Peso volumétrico del fluido Peso de la maquinaria Longitud de la excavación C Determinación de la cohesión media del suelo: 2.55 0.60 2.55 1.80 2.95 6.30 3.52 1.60 2.95 10.30 Determinación del peso volumétrico medio del suelo: 1.40 0.60 1.40 1.80 1.16 6.30 1.16 1.60 1.22 10.30 fs T m3 Determinación del coeficiente β: 1 T m2 2.00 0.81 10.30 Determinación del factor de seguridad de la estabilidad de la zanja: 10.30 2 0.94 1.5 21.82 4 17.67 2 10.30 1.22 0.81 1.20 10.302 21.82 2.95 Para la obtención del factor de seguridad, se utilizó un peso de la maquinaria de 17.67 T correspondiente a una grúa Link-Belt Mod LS68. El factor de seguridad obtenido es aceptable siempre y cuando todos los procedimientos se realicen de manera adecuada, y que las características del lodo fraguante sean sometidas a un control de calidad constante. 4) Una vez colocados todos los páneles del muro Milán se deberán cementar las juntas tipo Soletanche las cuales cuentan con una punta metálica que se inserta desde la superficie y que jala a una banda de sello de neopreno, dicha banda cuenta con 2 huecos los cuales se deberán inyectar con mortero para lograr cerrar hermeticamente la junta. 122 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo Figura IV.4 Junta Soletanche (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Construcción Geotécnica; México 2002) IV.1.5 Hincado de Pilotes Una vez terminada la construcción del muro Milán, se procederá al hincado de los pilotes, para lo cual será necesario contar con equipo para realizar dicho hincado, el esquema general del equipo se muestra a continuación: Figura IV.5 Componentes Principales de un Sistema de Hincado de Pilotes (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Cimentaciones Profundas; México 2001) 123 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo - Guía: una guía es una estructura metálica conectada a la pluma de la grúa, sirve para mantener la alineación del sistema martillo-pilote, permitiendo el deslizamiento del martillo, del sistema de disparo y del pilote, para el caso en estudio es recomendable el utilizar una guia tipo suspendida. - Caquete y amortiguador: El casquete es una estructura monolítica de acero que se ajusta a la cabeza del pilote, sobre el casquete se coloca el amortiguador que sirve para proteger la integridad del pilote durante el hincado, para el caso en estudio deberá utilizarse un casquete para pilotes de concreto. Amortiguador del martillo: Discos de madera, micarta, asbesto u otros Casquete Figura IV.6 Amortiguador del Martillo (Delmag) (Fuente: Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Cimentaciones Profundas; México 2001) - Martillo de hincado: La selección del martillo de hincado deberá realizarse a partir de un analisis de onda o por medio de relaciones empiricas para determinar la energia de hincado, de igual manera se deberá tomar en cuenta la experiencia de la empresa encargada de la instalación de los pilotes, así como del equipo disponible, será importante seleccionar un martillo de hincado que produsca la energía de hincado suficiente y que garantice la integridad estructural del pilote. 124 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo La secuencia de instalación del pilote será la siguiente: 1) Se marcarán los puntos donde se colocarán los primeros pilotes, asegurandose de su correcta localización, debido a la existencia de estructuras colindantes en tres de los lados del sitio en estudio, será necesario realizar la instalacion de los pilotes comenzando por la línea mas cercana del fondo del predio. 2) Se colocarán marcas en los pilotes a cada metro con la finalidad de poder llevar un conteo del número de golpes necesarios para hincar cierto tramo de los mismos. 3) Antes de la colocación de los pilotes será necesario realizar una perforación previa del 75% del ancho del pilote, para lo cual podrá utilizarse una maquina de perforación tipo long-year 34 provista de una broca de aleta y broca tricónica para atravesar lentes duros que puedan dificultar la instalación de los pilotes. 4) Se hizarán los pilotes por medio de un estrobo teniendo en cuenta que se requiere que los puntos de apoyo sean adecuados para manejar de manera eficiente y segura el pilote. 5) Se colocarán los pilotes en el punto hindicado cuidando su correcta ubicación y orientando las caras del mismo, se acoplará el pilote con el golpeador del martillo. 6) Se deberá verificar la verticalidad del pilote teniendo en cuenta que se puede manejar una tolerancia máxima de 2% de la longitud del pilote. 7) Se accionará el disparo del martillo de hincado y se registrará el número de golpes necesario para hincar el elemento. 8) En caso de que el diseño estructural arroje que los pilotes se deberán colocar en secciones, se deberán empalmar por medio de una junta de acero adecuada. 9) La secuencia descrita se repetirá para todos los pilotes avanzado del fondo al frente del predio. 125 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo IV.1.6 Abatimiento del Nivel Freático Después de la construcción del muro Milán y del hincado de los pilotes, se procederá a la instalación de los pozos de bombeo para abatir el nivel freático, el cual se encuentra a una profundidad aproximada de 2.00 m bajo el nivel de terreno natural. El sistema de bombeo se utilizará para facilitar la construcción “excavación en seco“, garantizar la estabilidad del fondo de la excavación por subpresión y para controlar las expansiones de fondo de la excavación. Los pozos de bombeo serán del tipo eyector y se instalarán a una profundidad de 12.00 m atravesando por lo menos un lente de arena permeable localizado a una profundidad aproximada de 8.40 m, de acuerdo a la experiencia con este tipo de sistemas de abatimiento se sabe que pueden generar un área de influencia de entre 40 y 50 m² en las arcillas de la ciudad de México, por lo cual de acuerdo con el área de desplante del proyecto que es de 265.77 m², será necesaria la instalación de por lo menos 6 pozos de bombeo tipo eyector y dos tubos de observación para verificar la eficiencia del sistema de bombeo el cual deberá abatir el nivel freático por lo menos 1.00 m por debajo del fondo de la excavación. A) Características de los Pozos de Bombeo A continuación se muestran las características que deberán tener los pozos de bombeo eyecto, para su correcta instalación y funcionamiento: 1) Perforación: La perforación para alojar los pozos eyectores será de 20 cm. de diámetro y se llevará hasta la profundidad de diseño bajo el nivel 0.00 de proyecto, distribuidos en una retícula que garantice el abatimiento necesario del nivel freático. Deberán perforarse con broca del tipo de aletas o similar, Inyectando agua como fluido de perforación. Se debe reducir el remoldeo al mínimo en las paredes del pozo y por ningún motivo se permitirá el uso de barrenas helicoidales o tricónicas para la perforación. Una vez alcanzada la profundidad de diseño, se deberá lavar el pozo hasta que el agua de retorno salga limpia (libre de lodo o arena). 2) Ademe ranurado: El ademe será de 10 cm de diámetro de PVC o metálico con ranuras de 1mm de abertura, separadas 10 mm entre sí; el tubo puede estar ranurado en toda su longitud. El ademe se introducirá hasta 50 cm por arriba del fondo del pozo, apoyándolo sobre una cama de gravilla, además su longitud será tal que sobresalga una longitud de 50 cm por encima del nivel de excavación. 126 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo En el caso de las ranuras tengan más de 1mm de abertura, deberá cubrirse el ademe con dos capas de malla de mosquitero hasta 10 cm arriba del tramo ranurado. Se usarán anillos centradores para fijar la posición del ademe dentro del pozo. 3) Filtro: El espacio anular entre el ademe y la pared del pozo se rellenará con gravilla de tamaño entre 5 y 10 mm en toda la longitud del pozo. 4) Puntas eyectoras: Dentro del ademe se instalarán las bombas eyectoras, las cuales tendrán una manguera de inyección de 13 mm de diámetro y descarga de 19 mm. B) Operación del Sistema de Bombeo 1) El bombeo deberá mantenerse operando continuamente, las 24 horas del día. 2) El sistema de bombeo se operará hasta haber abatido totalmente el agua freática dentro del área de influencia de la excavación, y permanecerá hasta aplicar una carga que evite la generación de floración. 3) Para controlar el funcionamiento del sistema de bombeo, se deberá llevar un registro de los siguientes aspectos: a) Presión de operación de las bombas. Se tomarán lecturas de la presión de las bombas en cada serie de pozos, por lo menos dos veces por día. b) Gastos extraídos. Se tomarán lecturas del gasto extraído del sistema, con una frecuencia de una vez al día y se elaborará una gráfica gasto vs tiempo. c) Nivel dinámico. Se tomarán lecturas del nivel dinámico de los pozos (profundidad del espejo de agua abatido), con una frecuencia de al menos 2 veces al día cambiando frecuentemente las horas de lectura, y se elaborarán gráficas de nivel dinámico vs tiempo para cada pozo. 127 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo Pozo de Bombeo Eyector Pozo de Observación Tapón Inyección Descarga 0.50 m Sello de Bentonita 1.00 m Perforación de 20 cm Ø Tubo PVC de 1"Ø H Arena Media H-1.00 m Ademe ranurado, de PVC hidráulico 10 cm Ø, cubierto con tela de mosquitero en la longitud ranurada A Perforación 0.50 m A' Filtro geotextil Punta de eyector 1.00 m Tapón Gravilla de 5 a 10 mm Ø Tuberia de inyección Inyección 13 mm Ø Descarga 19 mm Ø Ranuras Nivel hidroneumático Ademe Válvula 1.00 mm Hilo Nylón Filtro geotextil Coladera Tuberia de descarga Corte A - A' Ranura Punta de eyector Figura IV.7 Pozo de Bombeo Eyector y Pozo de Observación (Fuente: COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987) 128 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo 1 2 3 4 5 12.18 B/4 =3.05 B/4 =3.05 B/4 =3.05 B/4 =3.05 A L/6 =3.64 PB PB B L/6 =3.64 PO C L/6 =3.64 D 21.82 PB PB L/6 =3.64 PO E L/6 =3.64 F PB PB L/6 =3.64 G PB: Pozo de bombeo PO: Pozo de observación Figura IV.8 Planta de Ubicación de Pozos de Bombeo Eyector y Pozos de Observación (Fuente: Propia; México 2014) C) Control del Abatimiento Para el control del abatimiento del nivel freático durante la construcción de la losa de fondo, será necesario instalar instrumentos que permitan medir la magnitud y la evolución de dicho abatimiento en las diferentes etapas de excavación. 129 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo 1) Tubos de observación: Las mediciones de los niveles de abatimiento se efectuarán mediante tubos de observación instalados en perforaciones localizadas preferentemente en la parte central de grupos de pozos y en las colindancias, con el fin de medir el nivel de abatimiento mínimo en el área de trabajo, o sea el logrado en la parte alta de los conos de abatimiento (traslapados), que se provocan por el bombeo. 2) Toma de lecturas: Se recomienda tomar lecturas de niveles en los tubos de observación, con una frecuencia de al menos 2 veces por semana. Las mediciones deberán interpretarse inmediatamente y preparar gráficas nivel vs tiempo, las cuales deberán mantenerse al día con el fin de poder ser consultadas en cualquier momento que se requiera. Trabajos adicionales: En algunas etapas de la excavación deberá preverse el uso de bombas y cárcamos superficiales para ayudar al control de infiltraciones por lluvias o drenaje de estratos permeables o por tuberías averiadas. IV.1.7 Excavación y Colocación de Troqueles Se procederá a realizar la excavación para la construcción del cajón de cimentación que albergará a los dos sótanos de la estructura, para lo cual se deberá proceder en dos etapas iniciando por la parte correspondiente al fondo del predio, la secuencia será la siguiente: 1) Se excavará hasta 0.50 m por debajo del nivel del primer troquel dejando taludes de avance adecuados de acuerdo a lo expuesto en el subcapítulo III.4, porteriormente se colocará el primer nivel de puntales cuyo espaciamiento horizontal quedará definido por las características de los perfiles metálicos que sean seleccionados para la construcción, ademas de que se deberá aplicar la carga de reacción con gatos hidraúlicos de acuerdo a la carga tributaria del diagrama de presiones activas redistribuidas. 2) Se excavará hasta 0.50 m por debajo del segundo nivel de puntales procediendo como en el inciso anterior, esta operación se realizará para cada uno de los niveles de troquelamiento definidos en el diseño de la excavación. 3) Los últimos 30 cm del fondo de la excavación, deberán excavarse por medios manuales, con la finalidad de reducir el remoldeo del material de apoyo por la intervención de equipo pesado. En esta fase se deberán descubrir los pilotes y descabezarlos para su liga estructural con las contratrabes de la losa fondo. 130 CAPÍTULO IV.-PROCEDIMIENTO CONSTRUCTIVO: IV.1 Procedimiento Constructivo 4) Terminada la primer etapa de excavación se deberá colocar una cama de trabajo de grava con espesor de 20 cm para facilitar el paso de herramienta y personal, enseguida se colocará una plantilla de concreto simple con f’c = 100 kg/cm² y 5 cm de espesor, sobre la cual podrá tenderse el armado de la losa fondo para su posterior colado; todo lo anterior deberá realizarse antes de comenzar con la segunda etapa de excavación. 5) La secuencia anterior se repetirá para la segunda etapa de excavación con la diferencia de que en la zona de lastrado tendrá que profundizarse la excavación y colocarse dicho lastre el cual consistirá de concreto ciclópeo. IV.1.8 Construcción de Elementos Estructurales Se prevé que los muros Milán prefabricados contarán con conectores que facilitarán la liga estructural de la losa fondo y las losas de entrepiso de los sótanos, se procederá a realizar el habilitado de acero de los elementos estructurales de acuerdo a los planos ejecutivos teniendo cuidado en cumplir con los requisitos de control de calidad de acero y concreto para lo cual se debe tener en cuenta lo siguiente: 1) Se descabezarán losa pilotes con la finalidad de realizar la liga estructural con los elementos de rigidez de la losa fondo, teniendo cuidado en mantener la integridad del elemento. 2) La construcción de la losa fondo en la primer etapa de excavación, se realizará antes del inicio de la excavación de la segunda etapa. 3) Debido a que la losa fondo se construirá en dos etapas, se deberán dejar las preparaciones necesarias para la liga estructural entre la losa fondo construida en la primer y segunda etapa. 4) Durante la construcción del proyecto se deberá programar una serie de pruebas de control de calidad, en cuanto a resistencia e integridad del acero de refuerzo y el concreto estructural. 5) Los troqueles se retirarán de abajo hacia arriba, y hasta garantizar que el concreto de los sistemas de piso hayan adquirido su resistencia nominal con la finalidad de que dichos elementos proporcionen rigides a los muros Milán. 6) Cuando se haya colocado una carga que garantice que no se presentará falla por flotación, se podrá suspender el bombeo de abatimiento, debiendose sellar los pozos de bombeo con material que garantice la impermeabilidad del cajón evitando filtraciones de agua hacia el interior del mismo. 131 CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES: V.1 Conclusiones CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES V.1 Conclusiones V.1.1 Solución de Cimentación De acuerdo a los trabajos realizados se presenta un resumen de la solución de cimentación propuesta, así como del procedimiento constructivo, el cual se describe en lo siguiente: 1) En base al análisis de cargas realizado, se decidió corregir la excentricidad en la dirección Y, para lo cual se propone colocar un lastre de concreto ciclópeo con un ancho de 5.00 m, largo de 11.38 m y 1.50 m de espesor, bajo la losa fondo en el sentido contrario a la excentricidad, el concreto ciclópeo tendrá una proporción de 60:40 (Concreto-Piedra) con f’c = 100 kg/cm² y peso volumétrico de 2.20 T/m³. 2) Se utilizará una cimentación mixta conformada por un cajón desplantado a una profundidad de 7.30 m (por proyecto de dos sótanos) completado con pilotes de fricción de sección cuadrada con ancho de 0.50 m y longitud de 28.70 m (cota de desplante a 36.00 m de profundidad) 3) La ubicación de los pilotes quedará definida por una retícula simétrica, dicha ubicación guarda una distancia mínima de 3 veces el ancho de los pilotes entre centro y centro de los mismos. 4) El análisis realizado arroja un total de 59 pilotes, los cuales garantizan la estabilidad de la estructura en condiciones estáticas y dinámicas, además de que se reducen los asentamientos diferidos a valores admisibles para la estructura. 5) Los empujes debidos a al suelo en estado en reposo, sobrecarga, agua y sismo, deberán ser utilizados para realizar el diseño estructural de los muros perimetrales de los sótanos (Muro Milán), mientras que las presiones activas redistribuidas deberán ser utilizadas para determinar la carga en cada uno de los niveles de troquelamiento para poder determinar la sección estructural más adecuada así como la fuerza de reacción que se les deberá aplicar para contener a los muros Milán. V.1.2 Procedimiento Constructivo Tomando en consideración las condiciones del suelo en el sitio en estudio, así como las características particulares del proyecto, se decidió llevar la siguiente secuencia para la construcción de la cimentación: 132 CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES: V.1 Conclusiones 1) Se programará una serie de trabajos preliminares los cuales tienen por objetivo preparar el sitio para poder realizar las operaciones de construcción de una manera eficiente y segura, los principales puntos a atender son el colocar instrumentos de medición que sirvan de consulta para verificar que la construcción no está generando deformaciones que puedan provocar daños en las estructuras vecinas así como en la misma obra. 2) Se construirán muros perimetrales tipo Milán prefabricados, lo anterior debido a que será necesario estabilizar la excavación por medio de un elemento de contención, en la Ciudad de México se cuenta con amplia experiencia en la construcción de este tipo de muros los cuales además servirán como elementos estructurales permanentes, se consideró prudente el proponer elementos prefabricados debido a que este tipo de construcción presenta ventajas en los tiempos de ejecución de los trabajos, además de que se puede controlar de manera más satisfactoria la integridad estructural del elemento. 3) Se colocarán pilotes prefabricados con sección cuadrada de 0.50 m de lado con longitud de 28.70 m, el arreglo y profundidad de los pilotes garantizará la estabilidad de la estructura así como su buen funcionamiento con respecto a las deformaciones a largo plazo. 4) Será necesario abatir el nivel freático por medio de un sistema de bombeo eyector, el cual ha demostrado ser eficiente en las arcillas poco permeables de la ciudad de México, principalmente cuando existen lentes de arena permeables con los cuales pueda facilitarse el drenado de agua en el área de interés. Se prevé la utilización de 6 pozos de bombeo y 2 pozos de observación. 5) La excavación deberá realizarse en dos etapas, durante las cuales se irá excavando hasta una cota tal en la que sea posible colocar los niveles de troquelamiento necesarios para estabilizar a los elementos de retención conformados por los muros Milán prefabricados. Al alcanzar la máxima profundidad de excavación, se procederá a colocar una cama de trabajo consistente en grava o tezontle, seguida de una plantilla de concreto simple, en la zona de lastrado se proseguirá a colocar el concreto ciclópeo. 6) La etapa final consiste en la construcción de los elementos estructurales del cajón de cimentación, los cuales deberán ser ligados estructuralmente con los pilotes y con los muros Milán, para lograr un comportamiento rígido de la estructura. 133 CAPÍTULO V.-CONCLUSIONES: V.1 Conclusiones V.1.3 Comentarios Finales Con el presente trabajo se han cumplido los objetivos generales y particulares fijados, los cuales consistieron en proporcionar una solución de cimentación para un edificio de 10 niveles y dos sótanos en la zona lacustre de la Ciudad de México, durante la recopilación de la información necesaria para desarrollar el diseño, así como dentro del diseño mismo, se utilizaron normas y metodos reconocidos de diversas fuentes bibliográficas y artículos técnicos, de igual manera se contó con la experiencia profesional en el ramo de la ingenieria geotécnica porporcionada por ingenieros especialistas, asi como de la experiencia adquirida en el ambito laboral por los autores de la presente tesis. Se concluye que la solución de cimentación propuesta es viable para las características del proyecto y para las condiciones particulares del suelo de apoyo, sin embargo cabe destacar que la solución a base de una cimentación mixta con pilotes de fricción y cajón de cimentación no es única y que podrian haberse utilizado otras soluciones, como por ejemplo un cajón de cimentación con pilas de concreto reforzado apoyadas directamente en la capa resistente, sin embargo se consideró la conveniencia de utilizar pilotes de fricción debido a que es conocido el fenómeno de “hundimiento regional” en la cuenca del valle de México, el cual origina algunos invoncenientes en las cimentaciones trabajando principalmente por punta, ya que desarrollan fricción negativa en la cimentación que permanece relativamente estática con respecto al descenso del suelo circundante, lo que origina una reducción de la capacidad de carga por fuste del elemento asi como un incremento de cargas adicionales al peso de la estructura debidas a las fuerzas de arrastre descendentes impuestas a la cimentación (fricción negativa); por otra parte debido a que el sitio en estudio presenta estructuras colindantes (como sucede prácticamente en toda la zona urbana del valle de México), las cimentaciones profundas trabajando por punta tienden a presentar emersiones aparentes ya que estas permanecen practicamente estáticas, mientras que las calle y estructuras colindantes siguen el hundimiento regional, la situación anterior genera en mucho de los casos daños en edificaciones vecinas y en la infraestructura urbana a diferencia de una cimentación libre de presentar deformaciones como lo es la cimentación propuesta en este trabajo. Para concluir con el presente, se cree prudente recordar que no existen soluciones ni metodos únicos, que el comportamiento de cimentaciones profundas ante los diferentes típos de depósitos de suelo que presenta la naturaleza aún necesita seguir siendo estudiado, para con ello mejorar las teorias y métodos, logrando así soluciones mas confiables y economicas. Cabe entonces mencionar la necesidad de actualización de conocimientos de todo profesionista que participe en el rubro de la ingenieria, para lograr satisfacer las necesidades sociales que todo país requiere en el presente y afrontar los retos futuros. 134 Referencias Referencias 1) 2) 3) 4) 5) 6) 7) 8) 9) 10) 11) 12) 13) 14) 15) 16) 17) 18) 19) RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño y Construcción de Cimentaciones; México 2005. RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño por Sismo; México 2005. COVITUR; Manual de Diseño Geotécnico: Volumen 1; México 1987. PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Segunda Parte); México 2000. PEMEX Exploración y Producción; Especificación Técnica para Proyectos de Obra: Exploración y Muestreo de Suelos para Proyecto de Cimentaciones (Primera Parte); México 2000. CFE; Geotecnia; México 2006. SCT; Manual de Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M-MMP-1-01/03; México 2003. Braja M. Das, Fundamentos de Ingeniería Geotécnica, EUA 2001. Lambe, T.W. y Whitman, Mecánica de Suelos, México 1972. RCDF; Normas Técnicas Complementarias para Diseño y Construcción de Cimentaciones; México 2005. SCT; Métodos de Muestreo y Pruebas de Materiales M.MMP.1.02/03, México 2003. Juárez Badillo, Rico Rodríguez; Mecánica de Suelos: Tomo 1 Fundamentos de la Mecánica de Suelos; México 2007. TGC Geotecnia S.A. de C.V. y TGC Ingeniería S.A. de C.V.; Enrique Santoyo Villa, Efraín Ovando Shelley, Federico Mooser, Elvira León Plata; Síntesis Geotécnica de la Cuenca del Valle de México; México 2005. TGC Geotecnia S.A. de C.V.; Enrique Tamez González; Ingeniería de Cimentaciones: Conceptos Básicos de la Práctica; México 2001. Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Cimentaciones Profundas; México 2001. TGC Geotecnia S.A. de C.V.; Diseño Geotécnico de Cimentaciones; México 1992. Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos A. C.; Manual de Construcción Geotécnica; México 2002. Ángel Muelas Rodríguez; Manual de Mecánica de Suelos. Lac Mecánica de Suelos y Cimentaciones S.A. de C.V.; Estudio de Mecánica de Suelos “298-A de la colonia el Coyol en la delegación Gustavo A. Madero”, México 2013. VIII Índice de Figuras Índice de Figuras Página Antecedentes Fig. A.1 Zonificación Geotécnica de la Ciudad de México Fig. A.2 Zonificación del D.F. Para Fines de Diseño por Sismo ……….VI ……...VII Capítulo I.-Exploración Geotécnica Fig. I.1 Pozo a Cielo Abierto ………...2 Fig. I.2 Pozo a Cielo Abierto Ademado ………...2 Fig. I.3 Prueba de Penetración Estándar (SPT) ………...3 Fig. I.4 Características del Penetrómetro (A) ………...4 Fig. I.5 Características del Penetrómetro (B) ………...5 Fig. I.6 Trampa o Canastilla ………...5 Fig. I.7 Martinete de Hincado ………...6 Fig. I.8 Cono Eléctrico ………...6 Fig. I.9 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (A) ………...7 Fig. I.10 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (B) ………...7 Fig. I.11 Clasificación de Suelos con Penetrómetro Estático (C) ………...8 Fig. I.12 Correlación Entre la Resistencia de Punta y la Compacidad Relativa de Arenas Finas (A) ………...9 Fig. I.13 Correlación Entre la Resistencia de Punta y la Compacidad Relativa de Arenas Finas (B) ………...9 Fig. I.14 Perforadora, Tripié y Bomba de Agua …….....11 Fig. I.15 Técnicas de Perforación ……….12 Fig. I.16 Brocas de Perforación ……….15 Fig. I.17 Criterios para la Selección de Brocas de Perforación en Suelos y Rocas ....17 Fig. I.18 Herramienta para Muestreo de Pozo a Cielo Abierto ……….19 Fig. I.19 Barrena Helicoidal y Pala Posteadora ……….20 Fig. I.20 Tubo de Pared Delgada o Tubo Shelby ……….21 Fig. I.21 Tubo de Pared Delgada o Tubo Shelby Dentado ……….22 Fig. I.22 Barril Denison ……….23 Fig. I.23 Muestreador de Barril Doble Giratorio ……….24 Capítulo II.-Pruebas de Laboratorio Fig. II.1 Estados de Consistencia Fig. II.2 Curva Granulométrica Fig. II.3 Ensaye de Compresión Simple Fig. II.4 Curva Esfuerzo Deformación Fig. II.5 Prueba Triaxial Fig. II.6 Círculos de Mohr en una Prueba Triaxial ……….31 ……….32 ……….33 ……….34 ……….35 ……….35 IX Índice de Figuras Fig. II.7 Fig. II.8 Fig. II.9 Fig. II.10 Ensaye de Consolidación Curvas de Consolidación Curva de Compresibilidad Carta de Plasticidad Página ……….36 ……….36 ……….37 ……….41 Capítulo III.-Diseño Geotécnico Fig. III.1 Correlación del Número de Golpes SPT vs Ángulo de Fricción Interna .51 Fig. III.2 Modelo Geomecánico ……….52 Fig. III.3 Tipos de Cimentaciones Empleadas en la Ciudad de México ……….53 Fig. III.4 Selección Preliminar del Tipo de Cimentación ……….56 Fig. III.5 Factor de Adherencia α vs Resistencia al Corte, Para Diferentes Condiciones de Hincado ……….60 Fig. III.6 Distribución de los Ejes Donde se Colocarán los Pilotes ……….70 Fig. III.7 Áreas Tributarias en Cada Nodo ……….76 Fig. III.8 Criterio Para el Análisis de Asentamientos de Grupo de Pilotes Según Enrique Tamez ……….87 Fig. III.9 Planta de Distribución de Pilotes ……….90 Fig. III.10 Mecanismo de Falla General de Fondo ……….92 Fig. III.11 Mecanismo de Falla del Fondo por Subpresión ……….95 Fig. III.12 Mecanismo de Falla por Empotramiento ……….96 Fig. III.13 Presión Activa de Ranking en Suelos Cohesivos-Fricionantes ……….97 Fig. III.14 Presión Activa de Ranking en Arcillas Saturadas ..……...98 Fig. III.15 Presión Activa con Sobre Carga Superficial en Suelos con Fricción..…..…99 Fig. III.16 Diagrama de Presiones Redistribuidas de Terzaghi y Peck, Para el Diseño de Ademes en Excavaciones Profundas ……….100 Fig. III.17 a) Diagrama teórico de Ranking para Suelos Cohesivos-Friccioantes b) Diagrama trapecial Envolvente de Presiones Redistribuida c) Diagrama para Muros con Pata ....…….101 Fig. III.18 Modelo Geotécnico para Cálculo de Presiones Redistribuidas ……….102 Fig. III.19 Cálculo de Presiones Activas ……….103 Fig. III.20 Diagrama de presiones Activas 1 ……….104 Fig. III.21 Diagrama de presiones Activas 2 ……….104 Fig. III.22 Presiones Activas Redistribuidas ……….105 Fig. III.23 Factor de Seguridad de los Taludes de Avance ……….109 Fig. III.24 Diagramas de Presiones Horizontales ……….115 X Índice de Figuras Capítulo IV.-Procedimiento Constructivo Fig. IV.1 Testigos Superficiales, Testigos en Muros y Testigos en Fisuras Fig. IV.2 Sección del Brocal Para la Construcción del Muro Milán Fig. IV.3 Muro Prefabricado con Avance Continuo Fig. IV.4 Junta Soletanche Fig. IV.5 Componentes Principales de un Sistema de Hincado de Pilotes Fig. IV.6 Amortiguador del Martillo (Delmag) Fig. IV.7 Pozo de Bombeo Eyector y Pozo de Observación Fig. IV.8 Planta de Ubicación de Pozos de Bombeo Eyector y Pozos de Observación ……….118 ……….119 ……….120 ……….123 ……….123 ……….124 ……….128 ……….129 XI Índice de Tablas Índice de Tablas Página Antecedentes Tabla A.1 Resumen del Análisis de Cargas ……….IV Capítulo I.-Exploración Geotécnica Tabla I.1 Valores del Coeficiente de Relación Nk para la Ciudad de México ………...8 Tabla I.2 Características de las Máquinas de Perforación ……….14 Tabla I.3 Características de las Bombas ……….14 Tabla I.4 Medidas de Barras de Perforación ……….15 Tabla I.5 Medidas de Ademes ……….15 Tabla I.6 Brocas de perforación ……….17 Tabla I.7a Registro de Campo del Sondeo Mixto No 1 ……….27 Tabla I.7b Registro de Campo del Sondeo Mixto No 1 ……….28 Capítulo II.-Pruebas de Laboratorio Tabla II.1 Clasificación Aproximada de Suelos en Campo Tabla II.2 Clasificación de Suelos con Base en el SUCS Tabla II.3a Programa de Laboratorio Tabla II.3b Programa de Laboratorio Tabla II.4a Resultados de Laboratorio Tabla II.4b Resultados de Laboratorio ……….40 ……….42 ……….43 ……….44 ……….45 ……….46 Capítulo III.-Diseño Geotécnico Tabla III.1 Descripción de las Unidades Estratigráficas ……….47 Tabla III.2 Propiedades Mecánicas Determinadas a Partir de Ensayes de Laboratorio .48 Tabla III.3 Propiedades Mecánicas Determinadas a Partir de Correlaciones al Número de Golpes ……….49 Tabla III.4 Determinación del Peso de los Muros y Losa Fondo del Sótano ……….57 Tabla III.5 Determinación del Peso del Lastre de Concreto Ciclópeo ……….58 Tabla III.6 Resumen del Análisis de Cargas con Excentricidad Corregida ……….58 Tabla III.7 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia en el Fuste ……….61 Tabla III.8 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia en la Punta ……….65 Tabla III.9 Cálculo de la Capacidad de Carga Última por Resistencia a Tensión ……….66 Tabla III.10 Determinación del Peso Compensado por la Construcción del Cajón de Cimentación ……….71 XII Índice de Tablas Página Tabla III.11 Determinación del Peso Compensado por la Construcción del Lastre de Concreto Ciclópeo ……….71 Tabla III.12 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 5 ……….75 Tabla III.13 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 4 ……….75 Tabla III.14 Cálculo del Número de Pilotes en el Eje 3 ……….75 Tabla III.15 Revisión Por Capacidad de Carga en Condiciones Dinámicas ……….83 Tabla III.16 Revisión Por Capacidad de Carga en Condiciones Estáticas ……….84 Tabla III.17 Cálculo del Asentamiento por Consolidación del Grupo de Pilotes ……….88 Tabla III.18 Tipos de Muros ……….91 Tabla III.19 Factores de Seguridad Mínimos ……...109 Tabla III.20 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Suelo Confinante ……….111 Tabla III.21 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas a Sobrecarga ……….112 Tabla III.22 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Agua ……….113 Tabla III.23 Cálculo de Presiones Horizontales Debidas al Sismo ……….114 XIII
