Manual cimentaciones

MANUAL DE DISEÑO DE CIMENTACIONES SUPERFICIALES Y
PROFUNDAS PARA CARRETERAS
INTRODUCCIÓN
A través del Contrato No. 0970 de 2011, “MANUAL DE DISEÑO DE
CIMENTACIONES SUPERFICIALES Y PROFUNDAS PARA CARRETERAS” el
Instituto Nacional de Vías, INVIAS, preparó el presente Manual con la
finalidad de atender a sus Programas de elaboración, revisión, actualización y
complementación de la normatividad técnica requerida para el desarrollo de
sus funciones.
El propósito del Manual corresponde a brindar las guías para el planeamiento
y el diseño de las cimentaciones relacionadas con las obras de infraestructura
de transporte carretero a cargo del Instituto Nacional de Vías; para los
efectos, se adelantó la recopilación que permite sintetizar las teorías y
criterios de amplia comprobación y con experiencias exitosas, obtenidas tanto
en Colombia como en otros países. El Manual incluye temas relacionados con
las metodologías para el planeamiento y la ejecución de la exploración,
ensayos y caracterización en suelos y rocas, los criterios básicos de diseño y el
diseño mismo de cimentaciones superficiales y profundas, aspectos
relacionados con la dinámica de los terrenos de fundación y las técnicas más
utilizadas para el mejoramiento de los suelos de cimentación.
No se pretende, sin embargo, que el documento proporcione guías para
resolver todos los problemas asociados con la geotecnia aplicada al diseño de
cimentaciones de estructuras viales, por cuanto ello resultaría casi imposible,
ni que reemplace la aplicación del conocimiento y experiencia de los
profesionales del área de la geotecnia; es por ello, que el Ingeniero
complementará los criterios y orientaciones suministrados en el Manual, con
sus juicios individuales derivados de la experiencia. El Manual procura
establecer de manera razonable y uniforme, un conjunto de procesos con
suficiente flexibilidad que, además, permitan la aplicación de los análisis de
Ingeniería para la solución de problemas. Cada uno de los diez Capítulos
contiene bibliografía asociada a sus contenidos, y se indican algunos
programas digitales, de uso generalmente libre, sobre cuya aplicación se

espera que el diseñador se encuentre debidamente capacitado, pues no se
incluyen manuales de usuario que ilustren su manejo.
Con el fin de armonizar los estudios y diseños a cargo del Instituto, el
presente Manual debe ser utilizado, guardando estrecha relación y
complementación, con la normatividad de la entidad, plasmada en los
manuales técnicos e interdisciplinarios, y las Especificaciones Generales de
Construcción de Carreteras, las Normas de Ensayo de Materiales para
Carreteras, y la Guía de Manejo Ambiental de Proyectos de Infraestructura
para el Subsector Vial.
El Manual se ha elaborado de manera que sus Capítulos puedan ser
empleados de forma independiente aunque, por lo general, resulta necesario
combinar la información contenida en ellos.
El Instituto Nacional de Vías reconoce las dificultades que se presentan para
definir o predecir las dinámicas propias de la naturaleza que inciden
directamente sobre las obras de ingeniería vial. Existe un sinnúmero de
métodos de análisis disponibles y, por ello, en el Manual se presentan los
utilizados en la ingeniería a nivel nacional e inclusive internacional, por lo que,
el empleo de ellos depende de los criterios que el diseñador considere para la
solución de un determinado problema. Además, el Instituto requiere que
todos los diseños de cimentaciones que se elaboren para las obras de la red
vial nacional, consideren de manera adecuada los aspectos económicos,
ambientales y estéticos del proyecto para el cual se realizan.
Finalmente, el desarrollo de la tecnología geotécnica hace indispensable la
revisión periódica del documento y, en ese orden de ideas, el Instituto
Nacional de Vías agradece a todos los usuarios del Manual su colaboración
para la permanente actualización y el perfeccionamiento de su contenido.

Tabla de Contenido
I
TABLA DE CONTENIDO
CAPÍTULO 1. ASPECTOS GENERALES 1-1
1.1. INTRODUCCIÓN 1-1
1.2. OBJETO DEL MANUAL 1-1
1.3. ASPECTOS LEGALES 1-2
1.4. ORGANIZACIÓN DEL MANUAL 1-3
1.5. SISTEMA DE UNIDADES 1-5
1.6. ALCANCE DE LOS ESTUDIOS DE GEOTECNIA EN FUNCIÓN DE LA
FASE DE ESTUDIO 1-10
1.7. USO DE PROGRAMAS DE CÓMPUTO 1-19
1.8. RESPONSABILIDAD 1-21
BIBLIOGRAFÍA CONSULTADA 1-23
CAPÍTULO 2. CRITERIOS BÁSICOS 2-1
2.1. ESTADOS LÍMITE 2-1
2.2. MÉTODO DE DISEÑO 2-4
2.3. EVALUACIÓN DE LAS CARGAS DE DISEÑO 2-8
2.4. DISEÑO Y ANÁLISIS GEOTÉCNICO CON EL MÉTODO LRFD 2-16
2.5. FACTORES DE SEGURIDAD 2-18
CAPÍTULO 3. INVESTIGACIÓN DE CAMPO Y ENSAYOS 3-1
3.1. ALCANCE DE LA INVESTIGACIÓN 3-1
3.2. RECONOCIMIENTOS GEOTÉCNICOS DEL PROYECTO 3-3
3.3. MÉTODOS DE EXPLORACIÓN Y ENSAYOS 3-19
3.4. CONTROL DE CALIDAD EN LOS ENSAYOS DE LABORATORIO 3-96
3.5. REGISTROS DE CAMPO DE LAS PERFORACIONES 3-98

Instituto Nacional de Vías - Manual de Diseño de Cimentaciones Superficiales y Profundas para Carreteras
II
3.6. PERFIL ESTRATIGRÁFICO 3-101
3.7. CUADRO RESUMEN DE ENSAYOS 3-103
3.8. PRESENTACIÓN DEL INFORME 3-105
CAPÍTULO 4. CARACTERIZACIÓN DE SUELOS Y ROCAS 4-1
4.1. CARACTERIZACIÓN GEOLÓGICA 4-1
4.2. CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA 4-11
ANEXO A 4-137
CAPÍTULO 5. ASPECTOS A CONSIDERAR EN LA SELECCIÓN Y
DISEÑO DE LA CIMENTACIÓN 5-1
5.1. CIMENTACIONES TÍPICAS 5-2
5.2. SOCAVACIÓN Y EROSIÓN 5-18
5.3. OTRAS CONSIDERACIONES 5-29
5.4. CRITERIOS PARA LA SELECCIÓN ENTRE CIMENTACIONES
SUPERFICIALES Y PROFUNDAS 5-38
5.5. DIAGRAMA DE FLUJO 5-39
CAPÍTULO 6. CIMENTACIONES SUPERFICIALES 6-1
6.2. PROPÓSITO 6-1
6.3. APLICACIÓN 6-2
6.4. DEFINICIÓN 6-2
6.5. CONSIDERACIONES GENERALES 6-2
6.6. MODOS DE FALLA 6-7

Tabla de Contenido
III
6.7. CONDICIONES DE CARGA Y CONCEPTO DE RIGIDEZ 6-10
6.8. ESTADO LÍMITE DE RESISTENCIA 6-11
6.9. CAPACIDAD DE CARGA 6-12
6.10. ESTABILIDAD POR DESLIZAMIENTO 6-68
6.11. ESTADO LÍMITE DE SERVICIO 6-69
CAPÍTULO 7. CIMENTACIONES PROFUNDAS 7-1
7.2. PROPÓSITO 7-2
7.4. DEFINICIONES 7-2
CAPÍTULO 8. ANÁLISIS DINÁMICOS 8-1
8.1. AMENAZA SÍSMICA Y RESPUESTA DE SITIO 8-2
8.2. COMPORTAMIENTO DINÁMICO SIN DRENAJE 8-3
8.3. COMPORTAMIENTO DINÁMICO CON DRENAJE 8-3
8.4. COMPORTAMIENTO DEL SUELO FRENTE AL SISMO 8-4
8.5. CALCULO DINÁMICO DEL CONJUNTO SUELO –ESTRUCTURA 8-58
8.6. CÁLCULO PSEUDO-ESTÁTICO DEL CONJUNTO SUELO –
ESTRUCTURA 8-62

IV
CAPÍTULO 9. LINEAMIENTOS PARA ALGUNAS OBRAS DE
INFRAESTRUCTURA VIAL 9-1
9.1. PUENTES 9-1
9.2. TERRAPLENES Y PEDRAPLENES 9-1
9.3. ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN 9-26
9.4. OBRAS DE DRENAJE TRANSVERSAL 9-37
9.5. EXCAVACIONES Y CORTES 9-42
9.6. PASOS INFERIORES 9-51
9.7. DISEÑO DE FUNDACIONES PARA SEÑALES Y POSTES DE
ILUMINACIÓN 9-52
CAPÍTULO 10. MÉTODOS DE MEJORAMIENTO DE LOS SUELOS 10-1
10.1. MEJORAMIENTO FÍSICO 10-2
10.2. MEJORAMIENTO MECÁNICO 10-56
10.3. MEJORAMIENTO QUÍMICO (GROUTING) 10-79
GLOSARIO DE TÉRMINOS G-1

Tabla de Contenido
V
LISTA DE FIGURAS
3.1. Temas a considerar en el Reconocimiento Geológico 3-4
3.2. Ejemplo - Mapas de Colombia: Topografía, Usos del suelo, Zonas de
desastre 3-13
3.3. Ejemplo Fotografías. Izquierda: Satelital; derecha: Aérea 3-16
3.4. Apique. Sección típica 3-37
3.5. Tipos de barrenas helicoidales 3-38
3.6. Imagen de una zona cavernosa 3-42
3.7. Procedimiento para la toma de muestras en bloque 3-53
3.8. Esquema de tomamuestras Bishop 3-54
3.9. Taladros de vástago hueco 3-54
3.10. Ubicación de los núcleos de roca dentro del embalaje 3-54
3.11. Valores N del SPT: a) Datos no corregidos; b) Datos corregidos a una
eficiencia del 60% 3-57
3.12. Ensayo de Penetración estática 3-59
3.13. Equipo y procedimiento del Ensayo de Veleta 3-60
3.14. Esquema del Presurímetro 3-61
3.15. Esquema del resultado de un ensayo de un presurímetro 3-62
3.16. Gráfico para la determinación de ch a partir de t50 y un Índice de rigidez
(Ir) entre 50 y 500 3-68
3.17. Coeficientes de forma en el ensayo Lefranc 3-71
3.18. Índice de dispersión 3-91
3.19. Modelo del Registro de campo de los apiques y/o perforaciones 3-99
3.20. Descripción gráfica de los tipos de suelos 3-101
3.21. Modelo cuadro perfil estratigráfico 3-102
3.22. Modelo cuadro resumen de ensayos 3-103
4.1. Esquema de Pliegue 4-6
4.2. Partes de una falla 4-7
4.3. Grado de redondez para clastos con alta y baja esfericidad 4-15

VI
4.4. Correlación entre RMR, Q y el módulo de deformación in situ 4-33
4.5. Relación entre el módulo de deformación in situ y RMR 4-33
4.6. Módulo de elasticidad vs porosidad 4-34
4.7. Resistencia a la compresión simple para rocas intactas vs módulo de
elasticidad 4-38
4.8. Correlación entre la resistencia a la compresión simple, módulo de
deformación, dureza y rigidez 4-39
4.9. Estimación del GSI 4-51
4.10. Clasificación de masas heterogéneas 4-52
4.11. Relación de volumen y peso 4-55
4.12. Variación en la relación de vacíos 4-57
4.13. Estados de Consistencia del suelo 4-65
4.14. Carta de plasticidad de los suelos según AASHTO 4-69
4.15. Carta de plasticidad (USCS) 4-71
4.16. Esquema de los esfuerzos en los puntos de contacto del suelo 4-72
4.17. Esquema de esfuerzos en una masa de suelo a una profundidad Z 4-73
4.18. Inclinación del plano de falla respecto al plano principal 4-75
4.19. Círculo de Mohr y Envolvente de falla Coulomb 4-75
4.20. Ángulo de fricción real ϕ’ y equivalente ϕ’eq 4-81
4.21. Correlación en el Ángulo de fricción pico en arenas y el (N1)60 del SPT 4-89
4.22. Correlación Esfuerzo Vertical Efectivo vs Resistencia de punta del Cono
y la Densidad relativa 4-90
4.23. Correlación Esfuerzo Vertical Efectivo Vs Resistencia de punta del Cono
y la Densidad relativa 4-92
4.24. Ensayo SPT y módulo de deformación 4-92
4.25. Determinación de Cv en función del Límite Líquido 4-104
4.26. Esquema del sistema de flujo a través de una masa de suelo 4-106
4.27. Criterios del potencial de colapso 4-113
4.28. Cambios de estado del suelo el fenómeno de licuefacción 4-120
4.29. Relación entre el potencial de licuación y los valores de NSPT para
diferentes profundidades z (m) 4-122
4.30. Relación de esfuerzos cíclicos que causan la licuación en función de
(N1)60 y de vs para sismos de magnitudes diferentes 4-123

Tabla de Contenido
VII
5.1. Cimentación aislada (ZEEVAERT, 1973) 5-4
5.2. Cimentación continua 5-6
5.3. Placa flotante 5-7
5.4. Cimentación compensada 5-8
5.5. Cimentación compensada con pilotes a fricción 5-10
5.6. Pilotes de carga por punta, en estrato firme sobre estrato de
compresibilidad media 5-12
5.7. Pilotes por punta en grupos, sobre estrato firme extendido en
profundidad 5-13
5.8. Pilas 5-14
5.9. Anclajes 5-17
5.10. Esquema general de un proceso de socavación ocasionado por la
construcción de un puente 5-28
5.11. Relación entre un árbol y la cimentación de una estructura 5-37
5.12. Esquema de decisión en la selección de cimentaciones 5-40
6.1. Etapas del diseño de una cimentación 6-3
6.2. Falla por corte general 6-8
6.3. Falla por punzonamiento 6-8
6.4. Falla por corte local 6-9
6.5. Relación entre el tipo de falla y la densidad relativa del suelo – Zapatas
en arena 6-9
6.6. (a) Cimentación rígida; (b) cimentación flexible 6-11
6.7. Valores del Factor de corrección J 6-16
6.8. Valores del Factor de corrección Ncr 6-17
6.9. Notación de inclinación 6-23
6.10. Notación de inclinación de base y base de la cimentación en talud 6-25
6.11. Cimentación superficial sobre un talud 6-27
6.12. Factor de capacidad de carga Nγq 6-28
6.13. Factor de capacidad de carga Ncq 6-29

VIII
6.14. (a) Carga excéntrica; (b) Carga y momento 6-29
6.15. (a) Distribución de presiones no uniforme; (b) Área efectiva 6-30
6.16. (a) Componentes “x” y “y” del momento M; (b) Equivalencia a una
carga excéntrica 6-30
6.17. (a) Caso І; (b) Caso ІІ; (c) Caso ІІІ; (d) Caso ІV 6-31
6.18. Valores de L1 y L2 para el caso ІІ 6-33
6.19. Valores de B1 y B2 para el caso ІІІ 6-34
6.20. Valores de B2 y L2 para el caso ІV 6-34
6.21. Capacidad de carga en suelos estratificados H>Hcrit 6-36
6.22. Coeficiente Ks de corte por punzonamiento, según Meyerhof y Hanna 6-39
6.23. Determinación de la Adhesión ca, según Meyerhof y Hanna 6-40
6.24. Influencia del nivel freático en la capacidad de carga nominal 6-40
6.25. Valores del coeficiente de capacidad empírico k 6-53
6.26. Falla general por corte en roca intacta a lo largo de una superficie de
falla bien definida, (a) en roca intacta con espaciamiento entre
diaclasas S>>B; (b) Falla general por corte en roca con diaclasas
verticales S<B 6-57
6.27. (a) Falla general por corte en roca diaclasada con falla potencial a lo
largo de las diaclasas; (b) Falla general por corte en roca fracturada con
superficie de falla irregular 6-57
6.28. Falla local por corte en roca intacta frágil 6-58
6.29. Falla por compresión en roca diaclasada verticalmente 6-59
6.30. Falla por corte general que comienza por divisiones en la roca 6-60
6.31. Factor de corrección J 6-61
6.32. Factor de capacidad de carga Ncr 6-62
6.33. Capacidad de carga admisible en rocas discontinuas 6-63
6.34. Capacidad de carga admisible en rocas 6-67
6.35. Parámetro α0 6-75
6.36. Factor de Influencia f 6-76
6.37. Esfuerzo del suelo q1 6-76
6.38. Factor de corrección por sobrecarga 6-77
6.39. Asentamiento elástico utilizando el factor de influencia 6-77
6.40. Factor de influencia Iz 6-80

Tabla de Contenido
IX
6.41. Factor de influencia IF , para cimentaciones a una profundidad Df 6-90
6.42. Factor A1 de corrección por espesor H 6-91
6.43. Factor A2 de corrección por profundidad Df 6-91
6.44. Curva típica de compresibilidad para un suelo sobreconsolidado 6-93
6.45. Curva típica de compresibilidad para un suelo normalmente
consolidado 6-94
6.46. Factor de reducción para asentamiento por consolidación en tres
dimensiones 6-96
6.47. Distribución del exceso de presión de poros para doble y simple
drenaje 6-98
7.1. Representación esquemática de las cargas, asentamiento y plano
neutro de un pilote 7-7
7.2. Curvas de diseño para determinar los factores de adherencia para
pilotes hincados en suelos arcillosos 7-23
7.3. Curvas de diseño para determinar los factores de adherencia para
pilotes hincados en suelos arcillosos 7-26
7.4. Coeficiente λ para pilotes tubulares hincados 7-27
7.5. β vs. RSC para pilotes de desplazamiento, en función del Índice de
Plasticidad IP 7-28
7.6. Valor de capacidad de carga Nq 7-32
7.7. Factores de corrección para resistencia por fricción Ks,c 7-35
7.8. Procedimiento para calcular la resistencia de punta de un pilote 7-37
7.9. Coeficiente de capacidad de carga 7-39
7.10. Coeficiente de levantamiento ku 7-41
7.11. Variación de ∅’a/∅ y de (L/D)crit con la compacidad relativa de la arena 7-42
7.12. Pilote vertical corto bajo carga horizontal 7-47
7.13. Pilote vertical largo bajo carga horizontal 7-47
7.14. Pilotes cortos sujetos a carga lateral, a) Reacción del suelo b) Diagrama
de fuerza cortante c) Diagrama de momento flector 7-48
7.15. Coeficientes Kqz, Kcz a la profundidad z para pilotes cortos sujetos a
carga lateral 7-50
7.16. Resistencia lateral última de pilotes cortos en suelos granulares 7-55

X
7.17. Resistencia lateral última de pilotes cortos en suelos granulares en
función de L/D 7-55
7.18. Resistencia lateral última de pilotes largos en suelos granulares 7-56
7.19. Resistencia lateral última de pilotes largos en suelos granulares en
7.20. Resistencia lateral última de pilotes cortos en suelos cohesivos 7-57
7.21. Resistencia lateral última de pilotes cortos en suelos cohesivos en
7.22. Resistencia lateral última de pilotes largos en suelos cohesivos 7-58
7.23. Resistencia lateral última de pilotes largos en suelos cohesivos en
7.24. Carta para calcular la deflexión lateral en la superficie del terreno en
pilotes cargados horizontalmente. (a) arena; (b) arcilla 7-62
7.25. Dimensiones del grupo de pilotes 7-68
7.26. Levantamiento de un grupo de pilotes poco separados en suelos no
cohesivos 7-71
7.27. Levantamiento de un grupo de pilotes en suelos cohesivos 7-72
7.28. Zonas que no se consideran al calcular la resistencia por fricción 7-73
7.29. Factor de presión lateral de tierra y ángulo de fricción 7-77
7.30. Variación de la resistencia unitaria de punta en una arena homogénea 7-81
7.31. Factores de capacidad de carga adimensionales que dependen del
ángulo de fricción interna ∅ 7-82
7.32. Factor de influencia para el asentamiento elástico en función de la
relación de empotramiento y la relación de módulos 7-94
7.33. Clasificación de las rocas intactas 7-95
7.34. Relación de reducción del módulo en función del RQD 7-95
7.35. Ubicación de la zapata equivalente 7-98
7.36. Distribución de la resistencia unitaria por fricción a lo largo del fuste
del pilote 7-104
8.1. Zonas de amenaza sísmica en función de Aa y Av 8-6
8.2. Algunas distancias para los estudios de ingeniería sísmica 8-7
8.3. Mapa de Isosistas del Sismo de Puerto Rondón, Colombia 1993 8-12

Tabla de Contenido
XI
8.4. Ejemplo de espectros de respuesta (amortiguamiento D=5%) 8-14
8.5. Licuación inducida por un evento sísmico 8-17
8.6. Relación entre CRR y la velocidad de corte corregida (Vs1), para
diferentes contenidos de finos para sismos Mw=7.5 8-36
8.7. Registro típico de esfuerzos de corte durante un sismo 8-39
8.8. Perfil del suelo en el sitio de estudio 8-39
8.9. Perfil de los parámetros de resistencia cíclica 8-41
8.10. Asentamiento estimado por efecto de la licuación – Modelo propuesto
por Tokimatsu y Seed (1987) 8-45
8.11. Asentamiento estimado por efecto de la licuación – Modelo propuesto
por Ishihara y de Yoshimine (1992) 8-46
8.12. Estimación de la resistencia residual, a partir del SPT – Modelo
propuesto por Idriss (1998) 8-47
8.13. Cociente de la resistencia al corte residual, Sr/σ’vo , de suelos licuados
versus arenas limpias– Modelos propuestos por Idriss y Boulanger
(2007). a) SPTcorregido para σ’vo<400kPa. b) CPT normalizado y
corregido para σ’vo<400kPa 8-48
8.14. Estimación del Cociente de la resistencia al corte residual, Sr/σ’vo a
partir del SPT. – Modelo prouesto por Olson y Stark (2002) 8-49
8.15. Variación del Cociente de resistencia residual con la resistencia SPT y el
esfuerzo vertical efectivo – Modelo híbrido de Kramer -Wang (2008) 8-49
8.16. Transición del comportamiento de una arena al comportamiento de
una arcilla dependiendo del valor del índice de plasticidad 8-51
8.17. Rangos de ωL y el índice de plasticidad para diferentes categorías de
susceptibilidad, de acuerdo a Bray y Sancio 8-52
8.18. Variación de SI con w1 y w2 iguales a 0.5. Efecto de la incertidumbre en
la determinación de los parámetros Ip, w y LL 8-54
8.19. Modelo discretizado para el análisis dinámico 8-60
8.20. Método pseudo-estático. Fuerzas inerciales y fuerzas sísmicas (Método
de Mononobe-Okabe (MO)) 8-66
8.21. Método Mononobe-Okabe 8-68
8.22. Método de la cuña de prueba 8-69
8.23. Cuña sísmica activa 8-72
8.24. Empuje activo sísmico de tierras (φ = 30°) 8-73

XII
9.1. Factor de influencia para terraplenes de longitud infinita 9-6
9.2. Factor de influencia bajo la esquina del área cargada 9-7
9.3. Factor de influencia bajo la corona del talud, para terraplenes de
longitud finita 9-8
9.4. Factor de influencia bajo el pie del talud, para terraplenes de longitud
finita 9-9
9.5. Coeficiente de esfuerzo bajo el extremo del terraplén 9-11
9.6. Índice de capacidad portante 9-13
9.7. Esquema de desplazamiento lateral 9-21
9.8. Criterios para determinar la presión máxima o de contacto para el caso
de muros de contención convencionales con fundaciones en suelo 9-32
9.9. Criterios para determinar la presión máxima o de contacto para el caso
de muros de contención convencionales con fundaciones en roca 9-33
9.10. Agrietamiento de la superficie del pavimento en muros de tierra
armada 9-37
9.11. Esquemas de cimentación para obras de drenaje transversal 9-39
9.12. Variación de Nc con L/B y H/B 9-48
9.13. Falla de fondo en arena 9-49
9.14. Variación del módulo m 9-49
9.15. Variación del módulo m 9-50
9.16. Variación del gradiente hidráulico de salida y el módulo m 9-50
9.17. Variación del gradiente hidráulico de salida y el módulo m 9-51
9.18. Detalle de la cimentación en un terreno inclinado 9-55
10.1. Grado de consolidación en función de Tv 10-7
10.2. Variación de U en función de Δσf/Δσp y Δσp/Δσ’0 10-8
10.3. Área asignada a cada dren para disposición en malla cuadrada o
tresbolillo 10-10
10.4. Rango de tamaños de suelo tratables con vibrocampactación 10-23
10.5. Patrón de triángulo equilátero para columnas de piedra 10-24
10.6. Idealización de la celda unitaria 10-25

Tabla de Contenido
XIII
10.7. Asentamiento de la cimentación construida sobre columnas de piedra 10-27
10.8. Asentamiento de la cimentación construida sobre columnas de piedra 10-29
10.9. Patrones utilizados para el tratamiento de la mezcla de suelo 10-36
10.10. CSE con geosintético LPT 10-36
10.11. Modos de falla en el estado límite de resistencia 10-39
10.12. Modos de falla en el estado límite de servicio 10-39
10.13. Diseño de la columna CSE 10-41
10.14. Estabilidad lateral de las CSE 10-42
10.15. Estabilidad lateral CSE 10-43
10.16. Mecanismo de transferencia de carga 10-44
10.17. Esquema de definición de términos 10-46
10.18. Aplicaciones en terraplenes reforzados 10-49
10.19. Espesor del material para elevar el terreno de fundación. Método
USFS. Carga de rueda simple 10-52
10.20. Espesor del material para elevar el terreno de fundación. Método
USFS. Carga de rueda doble 10-52
10.21. Modelo de falla rotacional 10-55
10.22. Falla por deslizamiento – Ruptura del refuerzo 10-55
10.23. Curva de compactación 10-59
10.24. Procesos de compactación en campo 10-61
10.25. Rodillo liso vibratorio 10-62
10.26. Rodillo pata de cabra 10-63
10.27. Compactación dinámica 10-64
10.28. Rango de tamaños de suelo tratables con vibrocompactación 10-70
10.29. Grupos de suelos para compactación dinámica 10-75
10.30. Esquemas de tipos de grouting 10-81
10.31. Esquema del método de levantamiento de losas 10-84
10.32. Esquema del método de levantamiento de losas 10-85
10.33. Procedimiento para Jet Grouting 10-89

XIV
LISTA DE TABLAS
1.1. Unidades básicas del Sistema Internacional (SI) 1-6
1.2. Unidades derivadas del SI que tienen nombre especial 1-6
1.3. Prefijos del sistema internacional 1-7
1.4. Unidades utilizadas con el Sistema Internacional 1-8
1.5. Factores de conversión 1-8
2.1. Estados límite para cimentaciones superficiales 2-2
2.2. Estados límite para cimentaciones profundas 2-3
2.3. Estados límite para terraplenes 2-3
2.4. Estados límite para estructuras de contención 2-4
2.5. Definición de las cargas permanentes 2-9
2.6. Definición de las cargas transitorias 2-10
2.7. Combinación de cargas en el estado límite 2-11
2.8. Combinación de cargas y Factores de Carga 2-13
2.9. Factor de carga para gradiente de temperatura (γTG) 2-14
2.10. Factores de Carga para cargas permanentes, γp 2-15
2.11 Factores de Carga para sismo γEQ 2-16
2.12. Factores de seguridad mínimos para cimentaciones superficiales 2-21
2.13. Factores de seguridad mínimos para cimentaciones profundas 2-21
3.1. Tipos comunes de roca 3-5
3.2. Descripción del tamaño del grano en la roca 3-6
3.3. Descripción del lecho 3-6
3.4. Descripción del grado de fracturamiento del lecho rocoso 3-7
3.5. Descripción de la meteorización del lecho rocoso 3-7
3.6. Descripción de la resistencia de la roca 3-8
3.7. Lista de palabras clave para los estratos 3-9

Tabla de Contenido
XV
3.8. Requisitos mínimos sobre las profundidades de perforación 3-22
3.9. Guía para definir el número de perforaciones 3-28
3.10. Requisitos mínimos sobre la exploración para las cimentaciones de
obras menores 3-30
3.11. Normas de uso corriente en las investigaciones de campo 3-33
3.12. Métodos de perforación en suelos y rocas blandas 3-40
3.13. Métodos de perforación en roca 3-41
3.14. Otros métodos de exploración 3-41
3.15. Métodos de exploración geofísica 3-42
3.16. Muestreadores comunes para la toma de muestras alteradas de suelo 3-49
3.17. Muestreadores comunes para la toma de muestras inalteradas de
suelo y roca 3-50
3.18. Ensayos In situ 3-56
3.19. Normas de uso corriente para los ensayos de caracterización física 3-74
3.20. Resistencia a la compresión simple 3-76
3.21. Pruebas comunes de laboratorio para rocas 3-83
3.22. Resumen de los procedimientos y aplicaciones de la pruebas de
laboratorio más comunes para rocas 3-85
3.23. Dispersividad según el ensayo Pin-hole 3-90
3.24. Índice de dispersión 3-92
4.1. Clasificación utilizada para estimar el Índice de dureza de la roca 4-2
4.2. Clasificación utilizada para determinar el grado de meteorización de la
roca 4-3
4.3. Tipos de discontinuidades de la masa rocosa 4-6
4.4. Clasificación de las rocas según su origen 4-13
4.5. Cuadro de colores de roca 4-14
4.6. Tamaño y forma del grano 4-14
4.7. Capas y láminas en función del espesor 4-16
4.8. Resistencia de la roca 4-16
4.9. Características de los principales tipos de roca en cuanto a aptitud para
cimientos o para formar parte de terraplenes conociendo su origen 4-17

XVI
4.10. Tipos principales de discontinuidades en macizos rocosos 4-18
4.11 Clasificación de Laubscher en función del relleno de las
discontinuidades 4-19
4.12. Nomenclatura de Bieniawski en función del relleno de las
4.13. Clasificación de Laubscher en función de la rugosidad de las
4.14. Nomenclatura de Bieniawski en función de la rugosidad 4-21
4.15. Grados de Meteorización según Laubscher 4-22
4.16. Nomenclatura para el grado de meteorización según Bieniawski 4-22
4.17. Descripción de las filtraciones 4-24
4.18. Propiedades ingenieriles de la roca 4-27
4.19. Valores típicos de las propiedades físicas de las rocas 4-30
4.20. Valores típicos del módulo de deformación in situ 4-32
4.21. Rangos del módulo de deformación unitaria normal ЄN de algunas
rocas 4-35
4.22 Método de Deere y Miller (clasificación de la roca intacta) 4-35
4.23. Esfuerzos de rocas en compresión simple (qC), coeficiente de Poisson
(μ) y el peso unitario de la roca 4-36
4.24. Clasificación de la roca a partir del valor de la compresión simple (qc) 4-37
4.25. Resistencia a la tracción simple TR para las rocas seleccionadas intactas 4-38
4.26. Porcentaje de porosidad y absorción de agua 4-40
4.27. Equivalencias entre métodos de clasificación macizos rocosos 4-41
4.28. Clasificación de las rocas, con base en el RQD 4-43
4.29. Tabla según RQD 4-44
4.30. Según resistencia al ensayo de carga puntual y de compresión simple 4-44
4.31. Separación entre diaclasas 4-45
4.32. Según superficie de la discontinuidad 4-45
4.33. Según condición de agua subterránea 4-45
4.34. Corrección por la orientación de las discontinuidades 4-46
4.35. Clasificación geomecánica final 4-46
4.36. Estimación de parámetros intervinientes –diaclasas 4-47
4.37. Estimación de parámetros intervinientes – rugosidad 4-47

Tabla de Contenido
XVII
4.38. Estimación de parámetros intervinientes – meteorización 4-48
4.39. Estimación de parámetros intervinientes –presencia de agua 4-48
4.40. Estimación de parámetros intervinientes –S.R.F. 4-49
4.41. Clasificación final – Q de Barton 4-49
4.42. Correlación entre las clasificaciones de rocas 4-53
4.43. Velocidades de ondas primarias y secundarias 4-54
4.44. Coeficiente de aceleración horizontal 4-54
4.45. Valores de relación de vacíos para los diferentes tipos de suelos 4-56
4.46. Valores de porosidad 4-57
4.47. Valores de peso unitario seco (γd) para suelos granulares 4-59
4.48. Valores típicos de Gs para diferentes clases de suelos 4-61
4.49. Compacidad del suelo en función de la densidad relativa 4-63
4.50. Clasificación de los suelos según AASHTO 4-68
4.51. Clasificación del suelo según USCS 4-70
4.52. Corrección del valor de N obtenido en el ensayo de SPT 4-80
4.53. Diferentes correlaciones de N normalizado con φ equivalente 4-83
4.54. Diferentes correlaciones de N145 con φ equivalente 4-83
4.55. Diferentes correlaciones de N corregido con φ’ 4-88
4.56. Correlación de N60 y el ángulo de fricción de suelos granulares 4-88
4.57. Determinación de la Densidad relativa para arenas 4-91
4.58. Factor de correlación αc 4-95
4.59. Correlación de N del SPT y la resistencia a la compresión inconfinada qu 4-96
4.60. Compacidad de suelos cohesivos con base en N 4-96
4.61. Clasificación de los valores de Sensibilidad 4-101
4.62. Constantes elásticas de diferentes suelos modificadas de acuerdo con
el U.S. Department of the Navy (1982) y Bowles (1988) 4-102
4.63. Correlaciones para estimar el Índice de Compresibilidad 4-103
4.64. Rango de los valores del coeficiente de permeabilidad 4-108
4.65. Corrección por compacidad en función de la porosidad 4-109
4.66. Valores de C0 para los diferentes tipos de suelo 4-110
4.67. Tipo de suelos colapsables 4-111
4.68. Criterios para la identificación de suelos colapsables 4-112

XVIII
4.69. Actividad coloidal de las arcillas 4-114
4.70. Susceptibilidad del suelo a la expansión en función del potencial
expansivo en porcentaje 4-114
4.71. Método para identificar suelos potencialmente expansivos 4-116
4.72. Requisitos de los materiales para terraplenes 4-116
4.73. Requisitos del material granular para filtros 4-117
4.74. Susceptibilidad de los suelos a la tubificación 4-118
4.75. Clasificación de los suelos en función de los resultados obtenidos 4-119
4.76. Potencial de la licuación 4-121
4.77. Descripción esquemática de perfiles de meteorización según varios
autores. 4-125
4.78. Unidades de referencia recomendadas y valores aproximados del
coeficiente de variación de los parámetros geotécnicos para terrenos
normalmente homogéneos 4-131
5.1. Tipos y efectos de los diferentes procesos de erosión 5-19
5.2. Obras permanentes para el control de erosión en vías terrestres 5-20
6.1. Factores de resistencia 6-13
6.2. Factores de seguridad típicos 6-14
6.3. Ecuaciones de los factores de capacidad de carga 6-20
6.4. Valores de los factores de capacidad de carga 6-21
6.5. Factores que afectan la capacidad de carga nominal 6-22
6.6. Factores de corrección por forma 6-22
6.7. Factor de corrección por profundidad 6-23
6.8. Factor de corrección por inclinación de la carga 6-24
6.9. Factor de corrección por inclinación del plano de apoyo 6-25
6.10. Factor de corrección por pendiente del terreno 6-26
6.11. Excentricidad en dos direcciones 6-32
6.12. Coeficientes Cw1 y Cw2 para diferentes profundidades del nivel freático 6-51
6.13. Valores del coeficiente de capacidad empírico k 6-53

Tabla de Contenido
XIX
6.14. Clasificación de la roca matriz en función de qu 6-55
6.15. Clasificación de la roca matriz según RQD 6-55
6.16. Grado de meteorización de las rocas 6-56
6.17. Factor de corrección (Sower, 1979) 6-59
6.18. Valores sugeridos de capacidad de carga admisible 6-64
6.19. Puntaje asignado a cada parámetro del sistema de clasificación RMR 6-65
6.20. Capacidad de carga admisible basada en el puntaje asignado a cada
parámetro del sistema de clasificación RMR 6-66
6.21. Coeficiente empírico Ksp 6-67
6.22. Factores de resistencia para estabilidad global 6-70
6.23. Correlaciones para determinar el Módulo elástico del suelo Es 6-79
6.24. Iz para cimentaciones cuadradas, circulares y continuas 6-80
6.25. Constantes elásticas de diferentes suelos 6-85
6.26. Factores de forma y rigidez 6-86
6.27. Factores de Influencia I1 e I2 6-88
6.28. Correlaciones para obtener el Índice de compresión Cc 6-95
6.29. Grado de consolidación Ut en función del factor tiempo Tv 6-97
6.30. Coeficiente de consolidación segundaria Cα 6-100
6.31. Módulo elástico de la masa de roca Em, para rocas intactas, modificado
según Kullhawy (1978) 6-102
6.32. Relación de Poisson de la masa de roca μ para rocas intactas,
modificado según Kullhawy (1978) 6-102
7.1. Factores de resistencia para el estado límite de resistencia geotécnica
en pilotes prebarrenados cargados axialmente 7-11
en pilotes prebarrenados 7-14
en pilotes hincados 7-14
7.4. Coeficiente k de presión de tierras 7-30
7.5. Valores del ángulo "∅a'" 7-30
7.6. Relación entre módulo de la reacción horizontal del suelo kh y la
resistencia al corte no drenada de arcillas rígidas sobreconsolidadas 7-45

XX
7.7. Valores típicos del Coeficiente de reacción horizontal nh 7-46
7.8. Criterio para el comportamiento como pilote corto y pilote largo 7-47
7.9. Criterio para el comportamiento como pilote corto y pilote largo 7-52
7.10. Valores de Fy 7-60
7.11. Valores representativos de k 7-61
7.12. Valores de α 7-74
7.13. Procedimientos para estimar K 7-75
7.14. Procedimientos para estimar K 7-83
7.15. Ángulo de fricción interna de las arenas 7-87
7.16. Procedimientos para estimar la resistencia unitaria de fricción qs en
función del número de golpes del SPT no corregido N 7-88
7.17. Procedimientos para estimar la resistencia unitaria de punta qp 7-89
7.18. Valores para Kb 7-90
7.19. Valores típicos de Cp 7-103
8.1. Nivel de amenaza sísmica según valores de Aa y Av, para la Figura 8.1. 8-7
8.2. Escala de intensidad de Mercalli modificada 8-10
8.3. Caracterización de la susceptibilidad total del sitio por amenaza de
licuación 8-19
8.4. Componente por observación histórica 8-20
8.5. Componente por sismicidad histórica 8-21
8.6. Componente por clasificación geológica 8-23
8.7. Componente por calidad de la clasificación geológica 8-23
8.8. Componente por composición del suelo 8-25
8.9. Factor por nivel freático 8-26
8.10. Corrección del índice “N” del SPT por contenido de finos. Corrección de
arena limpia 8-28
8.11. Valores del CRR 8-29
8.12. Factor de corrección Kσ´ 8-30
8.13. Comparación de los ensayos SPT y CPT en la determinación de CRR 8-34
8.14. Factor debido a la duración del sismo 8-37

Tabla de Contenido
XXI
8.15. Factor de reducción debido a la profundidad 8-38
8.16. Cálculos para determinar τmax y CSR 8-41
8.17. Factor de reducción debido a la profundidad 8-50
9.1. Factor de corrección por ancho, CB 9-14
9.2. Factor de tiempo, Ct 9-15
9.3. Ecuaciones para determinar el factor de influencia Izi 9-16
9.4. Ecuaciones para determinar el asentamiento por consolidación
primaria y secundaria 9-17
9.5. Asentamientos en roca en varias condiciones geológicas 9-19
9.6. Factor de forma Cd 9-20
9.7. Factor de forma Cd 9-20
9.8. Valores del coeficiente de empuje K 9-36
9.9. Taludes recomendados para excavaciones de cimentaciones
superficiales 9-44
9.10. Correlación entre el SPT y la presión lateral admisible 9-53
10.1. Categorías de mejoramiento del subsuelo, funciones y métodos 10-3
10.2. Tipo de terreno y profundidad de aplicación 10-4
10.3. Tipo de terreno y separación entre drenes 10-15
10.4. Materiales aligerados para rellenos 10-17
10.5. Propiedades elásticas de la geoespuma EPS 10-18
10.6. Valores de diseño para de la geoespuma EPS 10-18
10.7. Valores de diseño 10-20
10.8. Definiciones de vibro reemplazo o vibro compactación 10-22
10.9. Gradación para el proceso de vibro reemplazo piedra 10-23
10.10. Relaciones de resistencia de las columnas de grava 10-30
10.11. Términos genéricos de la mezcla de suelo 10-32
10.12. Grupos de mezcla de suelo 10-32
10.13. Factores químicos favorables 10-33

XXII
10.14. Propiedades Ingenieriles típicas a mejorar 10-34
10.15. Directrices a considerar para la mezcla 10-34
10.16. Ecuaciones para determinar la carga vertical 10-47
10.17. Factores de capacidad de carga 10-51
10.18. Deformación del geosintético en función del tipo de suelo 10-56
10.19. Indicación sobre el uso de equipos de compactación en obra 10-65
10.20. Aplicabilidad de los diferentes tratamientos de vibrocompactación a
los distintos tipos de terrenos 10-69
10.21. Criterios para la evaluación del material de relleno 10-71
10.22. Criterios para la evaluación del material de relleno 10-72
10.23. Definiciones de vibroreemplazo o vibrocompactación 10-78
10.24. Tipo de grouting 10-80
10.25. Categorías de grouting para roca 10-83
10.26. Guía del contenido de finos 10-85
10.27. Guía del potencial de impregnación del grouting 10-86
10.28. Diámetro más usual de las columnas de jet grouting 10-89

1-ii

Capítulo 1 – Aspectos Generales
1-iii
1. TABLA DE CONTENIDO
CAPÍTULO 1. ASPECTOS GENERALES 1-1
1.2. OBJETO DEL MANUAL 1-1
1.3. ASPECTOS LEGALES 1-2
1.3.1. Obras comprendidas dentro del alcance del manual 1-2
1.3.2. Armonía con otras disposiciones técnicas reglamentarias 1-3
1.3.3. Requisitos del diseñador 1-3
1.4. ORGANIZACIÓN DEL MANUAL 1-3
1.5. SISTEMA DE UNIDADES 1-5
1.5.1. Unidades básicas 1-6
1.5.2. Unidades derivadas 1-6
1.5.3. Múltiplos de las unidades del Sistema Internacional 1-7
1.5.4. Unidades que no pertenecen al sistema internacional pero que
pueden utilizarse junto con las unidades y los múltiplos que sí
lo son 1-8
1.5.5. Factores de conversión 1-8
1.6. ALCANCE DE LOS ESTUDIOS DE GEOTECNIA EN FUNCIÓN DE LA
FASE DE ESTUDIO 1-10
1.6.1. Fase 1. Pre – factibilidad 1-11
1.6.1.1. Estudios preliminares sobre mapas y fotografías a escala
Regional 1-11
1.6.1.2. Reconocimiento inicial de campo 1-12
1.6.1.3. Estudios de las franjas de ruta probables 1-13
1.6.1.4. Diagnóstico geotécnico 1-13
1.6.1.5. Informe final de la Fase 1 1-13
1.6.2. Fase 2. Factibilidad 1-14
1.6.2.1. Recopilación y análisis de antecedentes 1-15
1.6.2.2. Reconocimiento de campo 1-15
1.6.2.3. Diagnóstico geotécnico 1-15

1-iv
1.6.3. Fase 3. Diseños definitivos 1-16
1.6.3.1. Recopilación y análisis de antecedentes 1-17
1.6.3.2. Trabajos de campo 1-17
1.6.3.3. Estudio de suelos para el diseño de cimentaciones 1-18
1.6.3.4. Análisis geotécnico para cimentaciones 1-18
1.7. USO DE PROGRAMAS DE CÓMPUTO 1-19
1.8. RESPONSABILIDAD 1-21

1-1
1. CAPÍTULO 1. ASPECTOS GENERALES
1.1. INTRODUCCIÓN
El Manual de diseño de cimentaciones superficiales y profundas para
carreteras del Instituto Nacional de Vías – INVIAS, ha sido desarrollado para
proporcionar uniformidad en las prácticas de diseño geotécnico de
cimentaciones que aplican a la infraestructura vial, dirigido a los profesionales
de las firmas consultoras y constructoras, así como a los profesionales
funcionarios del INVIAS tanto de planta como de las territoriales. El propósito
de este manual es complementar la serie de documentos técnicos que el
INVIAS ha desarrollado, pretendiendo que los diseños geotécnicos sean
seguros, económicos, eficaces y eficientes.
Para tal fin es responsabilidad del diseñador tratar de cumplir todos los
criterios y prácticas que contiene este Manual, en el cual se presentan buena
parte de los elementos requeridos en el diseño geotécnico de los proyectos
de carreteras; sin embargo, es imposible hacer frente a las diversas
situaciones a las que el diseñador se ve enfrentado, por lo que debe hacer uso
del buen juicio y experiencia y, con frecuencia, de la innovación en el enfoque
para al diseño geotécnico. Esto puede requerir, investigación adicional en la
literatura geotécnica.
1.2. OBJETO DEL MANUAL
Este manual ha sido concebido como una guía con procedimientos y
recomendaciones para el diseño de cimentaciones de estructuras en la red
vial nacional. Su intención es suministrar una base para uniformizar la práctica
del diseño dentro de un estándar mínimo y los criterios consignados en él
comprenden una síntesis de teorías comprobadas y experiencias exitosas
obtenidas tanto en Colombia como en otros países. No se pretende, sin
embargo, que el documento proporcione guías para resolver todos los
problemas asociados con la geotecnia aplicada al diseño de cimentaciones de
estructuras viales, por cuanto ello es imposible, ni que reemplace la aplicación
del conocimiento profesional en el área de la geotecnia. En consecuencia, los
usuarios del manual deberán tener un buen conocimiento de sus principios

1-2
técnicos y emplear el mejor juicio profesional en cada caso, con apoyo de
todos los aspectos técnicos, ambientales y estéticos relacionados con el
diseño y la construcción de obras de infraestructura carretera.
El diseñador deberá tener siempre en mente que la resistencia y durabilidad
de las estructuras viales depende de la suficiencia de su fundación. Por lo
tanto, las soluciones que finalmente plantee deberán garantizar el adecuado
funcionamiento de la estructura que van a soportar durante el período de
diseño previsto, sin producir menoscabos a la carretera o a las propiedades
adyacentes.
Es responsabilidad del proyectista identificar aquellos casos particulares en
los que no sea posible ajustarse a los estándares estipulados en este
documento, quedando a su discreción y a una justificada sustentación ante el
INVIAS la decisión de cambios en las características del proyecto, siempre y
cuando ellos no afecten negativamente la estabilidad de la vía, ni la seguridad
y/o la comodidad de los usuarios y de los vecinos de las carreteras, ni
conduzcan a soluciones económica y ambientalmente irrealizables.
1.3. ASPECTOS LEGALES
1.3.1. Obras comprendidas dentro del alcance del manual
Conforme lo establece el Artículo 3º del Acuerdo No. 5 del 28 de febrero de
2006 del Consejo Directivo del Instituto Nacional de Vías, “la entidad tiene
como objetivo la ejecución de las políticas, estrategias, planes, programas y
proyectos de la infraestructura no concesionada de la Red Vial Nacional de
carreteras primaria y terciaria, férrea, fluvial y de la infraestructura marítima,
de acuerdo con los lineamientos dados por el Ministerio de Transporte.”
Además, el Artículo 4º del mismo acuerdo establece, como funciones del
Instituto, “la definición de la regulación técnica relacionada con la
infraestructura de los modos de transporte carretero, fluvial, férreo y
marítimo, así como el control y la evaluación de la ejecución de las políticas,
planes, programas y proyectos relacionados con el desarrollo de la
infraestructura a su cargo.”
En consecuencia con lo anterior, las disposiciones contenidas en este manual
serán aplicables a todas las obras de cimentación de estructuras en las

1-3
carreteras pertenecientes a la red vial nacional, así como a aquellas que, por
extensión, sean encomendadas al Instituto Nacional de Vías, en acuerdo con
lo aplicable de la ley 105 de 1993 o la que en el futuro la modifique o
reemplace, así como con los decretos reglamentarios pertinentes.
1.3.2. Armonía con otras disposiciones técnicas reglamentarias
Este manual deberá ser utilizado de manera armónica con los demás
documentos técnicos vigentes del Instituto Nacional de Vías, en particular con
el manual de diseño geométrico de carreteras (INVIAS, 2008), el manual de
drenaje para carreteras (INVIAS, 2009) y la guía de manejo ambiental de
proyectos de infraestructura, subsector vial (INVIAS, 2011). Así mismo, se
deberá tener en consideración la norma sismo-resistente vigente1
.
1.3.3. Requisitos del diseñador
El responsable del diseño de las obras de cimentación para estructuras en la
red nacional de carreteras deberá ser un ingeniero civil o de vías y
transportes, con experiencia en obras viales, titulado en universidad
colombiana o extranjera. Su experiencia será verificada por el Instituto
Nacional de Vías de acuerdo con las exigencias que se fijen en los documentos
de los concursos para los estudios o las licitaciones para las obras.
El diseñador deberá poseer matrícula profesional vigente, expedida por el
COPNIA y otorgada de conformidad con los términos establecidos en el
Artículo 7º de la Ley 842 de 2003. En el evento de que el diseñador sea un
ingeniero extranjero sin residencia en el país, deberá cumplir las exigencias
del Capítulo III de la misma ley.
1.4. ORGANIZACIÓN DEL MANUAL
El Manual se ha organizado en 10 capítulos y un glosario, cuyo contenido se
resume a continuación:
1
En el momento de la elaboración de este manual, la norma sismo-resistente vigente en la república de
Colombia es la NSR 10, adoptada mediante el decreto 926 del 19 de marzo de 2010.

1-4
 CAPÍTULO 1 – ASPECTOS GENERALES. Se plantean el propósito del Manual
y de su organización, se definen el objeto y el contenido del mismo, se
describe el alcance de los estudios de geotecnia de cimentaciones que se
requieren adelantar en la fase I, en la fase II y en la fase III de los proyectos
de la red vial nacional, se plantean las tareas mínimas que se deben
abordar para efectuar el estudio y diseño de una cimentación para obras
de infraestructura vial, y se fija la responsabilidad en cuanto al uso del
documento y de las ayudas computacionales recomendadas. En este
capítulo se incluyen además algunos apartes de la norma Técnica
Colombiana NTC 1000, referente al sistema internacional de Unidades y
las equivalencias en otros sistemas de unidades.
 CAPÍTULO 2 – CRITERIOS BÁSICOS. Se plantean las metodologías y los
métodos de diseño que aborda el Manual, las cuales se circunscriben a los
métodos ASD y LRFD, que permiten la discusión concerniente a los estados
límite de resistencia y de servicio, y se concluye con la presentación del
tema de factores de seguridad y factores de resistencia.
 CAPÍTULO 3 – INVESTIGACIÓN DE CAMPO Y ENSAYOS. En este capítulo se
efectúa una recopilación tendiente a orientar y a detallar los métodos de
exploración y de los ensayos de laboratorio e in situ que se requieren para
acometer el diseño de una cimentación, en el marco de la normatividad
del INVIAS.
 CAPÍTULO 4 – CARACTERIZACIÓN DE SUELOS Y ROCAS. A través de los
diferentes métodos directos o por correlación, da al usuario una guía que
le permita tener elementos básicos para caracterizar un suelo o una roca
mediante las propiedades físicas, hidráulicas y mecánicas del geomaterial
con el fin de preparar el modelo geológico – geotécnico para diseño.
 CAPÍTULO 5 – ASPECTOS A CONSIDERAR EN LA SELECCIÓN Y DISEÑO DEL
TIPO DE CIMENTACIÓN. En forma organizada se dan las pautas y tareas
mínimas que se requieren considerar antes de diseñar una cimentación,
las cuales definen el tipo de cimentación y el método de análisis a utilizar.
 CAPÍTULO 6 – CIMENTACIONES SUPERFICIALES. Se efectúa una buena
recopilación de los métodos y metodologías existentes en la literatura

1-5
científica para abordar el diseño de la cimentación a la luz de los criterios
de estabilidad de rotura y de deformación.
 CAPÍTULO 7 – CIMENTACIONES PROFUNDAS. El enfoque de este capítulo
es similar al del Capítulo 6, salvo que aplica a cimentaciones profundas en
lo pertinente a pilotes prebarrenados y a pilotes hincados.
 CAPITULO 8 – ANÁLISIS DINÁMICOS. En este capítulo se pretende hacer un
recuento de las variables dinámicas y sísmicas que afectan las
cimentaciones, y cómo se pueden considerar en el diseño.
 CAPÍTULO 9 – DISPOSICIONES ESPECÍFICAS PARA OBRAS DE
INFRAESTRUCTURA VIAL. Se aplican en forma particular los elementos de
diseño presentados en los capítulos precedentes, en las estructuras viales
referidas a puentes, obras de drenaje, terraplenes, excavaciones, y postes
de alumbrado y señales.
 CAPÍTULO 10 – MÉTODOS DE MEJORAMIENTO DE LOS SUELOS. Se
presentan algunos de los métodos que se suelen utilizar para el cálculo y
acometida del mejoramiento físico, mecánico y químico del suelo.
 GLOSARIO. En él se definen los principales términos técnicos utilizados en
el manual, de manera que sean fáciles de entender e interpretar.
En cada capítulo se presentan uno o dos ejemplos de aplicación que permiten
esclarecer aun más el tema tratado, y al final de cada capítulo se citan las
REFERENCIAS, que indican al usuario el origen de los contenidos parciales de
cada tema y dan crédito a los diversos autores consultados. Adicionalmente,
se presentan algunos programas de computador de uso libre, relacionados
con el diseño de cimentaciones.
1.5. SISTEMA DE UNIDADES
En cuanto a las unidades, el sistema internacional es el que prevalece en este
Manual. No obstante, como hay equipos cuyas dimensiones ecuaciones y
constantes se basan en un sistema específico de unidades y son de aplicación
cotidiana, ellas se mantienen en su sistema original.

1-6
Sin embargo y para imprimir en el Manual el carácter nacional, se hace
referencia a la norma NTC 1000 que reproduce la Norma ISO 1000, relativa al
sistema internacional de unidades de la cual se extractan apartes que aplican
en ingeniería geotecnia, cuya síntesis se incluye más adelante en este
capítulo.
1.5.1. Unidades básicas
El sistema internacional de unidades (SI) se fundamenta en las siete unidades
básicas que se muestran en la Tabla 1.1.
Tabla 1.1 . Unidades básicas del Sistema Internacional (SI) (ICONTEC, 2004)
MAGNITUD UNIDADES BÁSICAS SI SÍMBOLO
Longitud metro m
Masa kilogramo kg
Tiempo segundo s
Corriente eléctrica amperio A
Temperatura termodinámica kelvin K
Cantidad de sustancia mol mol
Intensidad luminosa candela cd
1.5.2. Unidades derivadas
Las unidades derivadas se expresan algebraicamente en términos de las
unidades básicas. Para algunas unidades del SI existen nombres y símbolos
especiales, los aprobados por la CGPM (Conferénce G nérale des Poids et
Mesures) de la tabla 2 de la norma NTC 1000, se extractaron los pertinentes a
ingeniería, y se presentan en la Tabla 1.2.
Tabla 1.2 . Unidades derivadas del SI que tienen nombre especial (ICONTEC, 2004)
MAGNITUD
NOMBRE
ESPECIAL O
UNIDAD SI
DERIVADA
SÍMBOLO
EXPRESADA EN TÉRMINOS DE
UNIDADES SI BÁSICAS O
SUPLEMENTARIAS O EN
TÉRMINOS DE OTRAS
UNIDADES SI DERIVADAS
Angulo plano Radian rad 1 rad=1 m/m=1
Frecuencia Hercio (hertz) Hz 1Hz=1s-1
Fuerza Newton N 1N=1kg*m/s2
Presión, Esfuerzo Pascal Pa 1Pa=1N/m2
Temperatura Celsius Grado Celsius °C 1°C=1K

1-7
1.5.3. Múltiplos de las unidades del Sistema Internacional
Los prefijos indicados en la tabla 1.3, se utilizan para formar los nombres y los
símbolos de los múltiplos de las unidades del Sistema Internacional.
Tabla 1.3. Prefijos del sistema internacional (ICONTEC, 2004)
FACTOR PREFIJO SÍMBOLO
1024
Yotta Y
1021
Zetta Z
1018
Exa E
1015
Peta P
1012
Tera T
109
Giga G
106
Mega M
103
Kilo k
102
Hecto h
10 Deca da
10-1
deci d
10-2
centi c
10-3
mili m
10-6
micro μ
10-9
nano n
10-12
pico p
10-15
femto f
10-18
atto a
10-21
zepto z
10-24
yocto y

1-8
1.5.4. Unidades que no pertenecen al sistema internacional pero que
pueden utilizarse junto con las unidades y los múltiplos que sí lo son
En algunos casos se forman unidades compuestas utilizando las unidades
establecidas en la Tabla 1.4 junto con unidades del Sistema Internacional.
Tabla 1.4. Unidades utilizadas con el Sistema Internacional (ICONTEC, 2004)
MAGNITUD UNIDAD SÍMBOLO DEFINICIÓN
Tiempo
minuto min 1 min = 60 s
hora h 1 h = 60 min
día D 1 d = 24 h
Angulo plano
grado ° 1°= rad
minuto ´ 1´=
segundo ´´ 1´´=
Volumen litro l, L (nota 1) 1l = 1dm3
Masa Tonelada (nota 2) T 1 t = 103
kg
Nota 1 – Los dos símbolos para el litro son equivalentes.
Nota 2 - También denominada tonelada métrica en el sistema inglés
1.5.5. Factores de conversión
La Tabla 1.5 ilustra los factores de conversión del sistema internacional SI al
sistema de unidades inglés.
Tabla 1.5. Factores de conversión (FHWA, 2006)
SÍMBOLO PARA CONVERTIR
MULTIPLICAR
POR
ENCONTRAR SÍMBOLO
LONGITUD
mm Milímetros 0,039 pulgada in
m Metros 3,28 pie ft
m Metros 1,09 yarda yd
km kilómetros 0,621 milla mi
ÁREA
mm2
Milímetros cuadrados 0,0015
pulgada
cuadrada
in2
m2
Metros cuadrados 10,758 pie cuadrado ft2
m2
Metros cuadrados 1,188 yarda cuadrada yd2
Ha hectáreas 2,47 acre ac
km2
Kilómetros cuadrados 0,386 milla cuadrada mi2

1-9
SÍMBOLO PARA CONVERTIR
MULTIPLICAR
POR
ENCONTRAR SÍMBOLO
VOLUMEN
ml mililitros 0,034 onza liquida fl oz
l litros 0,264 galones gal
m3
metro cúbico 35,29 pie cúbico ft3
cm3
centímetro cúbico 0,061 pulgada cúbica in3
m3
metro cúbico 1,295 yarda cúbica yd3
MASA
g gramos 0,035 onzas oz
kg kilogramos 2,205 libras lb
T toneladas 1,103
US toneladas
cortas
t
TEMPERATURA
°C Grado Celsius 1,8°C+32 Fahrenheit °F
PESO UNITARIO
kN/m3 Kilonewtons/metro
cúbico
6,36
libra fuerza/pie
cúbico
pcf
kN/m3 Kilonewtons/metro
cúbico
0,00368
libra
fuerza/pulgada
cúbica
pci
FUERZA
N Newtons 0,225 Libra fuerza lbf
kN kilonewton 225 Libra fuerza lbf
PRESIÓN O ESFUERZO
kPa kilopascal 0,145
Libras
fuerza/pulgada
cuadrada
psi
kPa kilopascal 20,88
Libras
fuerza/pie
cuadrado
psf
PERMEABILIDAD
cm/s centímetro/segundo 1,9685 pie/minuto ft/min
m/min metro/minuto 3,2808 pie/minuto ft/min
m/s metro/segundo 3,2808 pie/segundo ft/s
m/min metro/minuto 39,37 Pulgadas/min in/min

1-10
1.6. ALCANCE DE LOS ESTUDIOS DE GEOTECNIA EN FUNCIÓN DE LA FASE DE
ESTUDIO
Desde las primeras fases del estudio de una obra vial, se debe trabajar en
forma coordinada con el Ingeniero Especialista en geotecnia, ya que en el
caso de un diseño nuevo, la etapa de identificación de posibles rutas, la
oportunidad de detección de zonas conflictivas desde el punto de vista
geotécnico, puede aconsejar que se abandone una ruta que pudiera aparecer
en principio atrayente por consideraciones de trazado.
En los diversos niveles de estudio el Ingeniero Especialista ira detectando con
grados de precisión creciente, aspectos relacionados con la identificación de
sectores específicos con características geotécnicas desfavorables,
sectorización de zonas, condiciones de fundación de estructuras, aspectos de
drenaje que inciden en el problema geotécnico así como la disponibilidad de
yacimientos de materiales.
Las características geotécnicas de los materiales que pueden presentarse a lo
largo de la franja de vía son variadas, pudiendo experimentar cambios
radicales entre sectores muy próximos.
En consideración a lo anterior, el contenido de esta sección está orientado a
describir los alcances del estudio geotécnico en las tres fases o etapas en las
cuales se desarrolla un proyecto vial, las que fueron establecidas por el
antiguo Ministerio de Obras Públicas y Transporte en colaboración con la
misión francesa INGEROUTE, y que se han venido incluyendo en los diversos
Manuales de la entidad, como son el Manual de Diseño Geométrico de
carreteras y el Manual de Drenaje para carreteras; por tanto el enunciado de
cada una de las fases, fase 1 Pre – factibilidad, fase 2 Factibilidad, y fase 3
Diseños definitivos, bastante bien descrito en el Manual de Diseño
Geométrico de carreteras del INVIAS, se coloca a disposición del lector,
permitiendo así exponer en forma breve el alcance general de cada etapa
para posteriormente desarrollar la particularidad geotécnica.
El alcance de cada fase se describe de manera somera a continuación, aunque
la Entidad tiene la potestad de desarrollar el proyecto en un menor número
de fases, o con alcances diferentes en cada fase, caso en el cual los términos
de referencia definirán el número de fases y sus alcances, los objetivos que se
persiguen y las actividades de las tareas que conforman cada una de ellas.

1-11
1.6.1. Fase 1. Pre – factibilidad
En esta fase se identifican uno o varios corredores de rutas posibles, se realiza
el prediseño aproximado de la carretera a lo largo de cada corredor y una
evaluación económica preliminar. El objetivo de esta fase es establecer si el
proyecto ofrece posibilidades de ser viable económicamente. En caso que lo
sea se deben afinar los estudios a nivel de fase 2 para el corredor de mayor
rentabilidad.
Desde el punto de vista geotécnico, el propósito de esta fase es obtener
suficiente conocimiento y compresión de las condiciones geológicas del
terreno para asegurar que la vía puede ser diseñada, construida y operada
con la máxima economía y seguridad.
Así pues, es esencial para un predimensionamiento adecuado del proyecto
que se conozca la extensión y el tipo de reacción del terreno. Dicho
conocimiento se adquiere del estudio de las condiciones del terreno por el
proceso de investigación del sitio, de acuerdo con la siguiente metodología:
1.6.1.1. Estudios preliminares sobre mapas y fotografías a escala Regional
Se efectúa un estudio preliminar sobre mapas y fotografías a escala regional,
de toda la información topográfica, geológica y geotécnica disponible. Con la
participación de expertos interdisciplinarios, el geólogo y el geotecnista,
definen los corredores posibles de la zona del proyecto, sobre mapas a
pequeña escala (1:50.000) teniendo en cuenta los puntos obligados.
Posteriormente el geólogo examina las fotografías aéreas a pequeña escala
(1:30.000 a 1:50.000) con el fin de identificar las características geográficas
generales, en cuanto a relieve, vegetación e hidrografía y las características
geológicas generales. Además se identifican sitios críticos, como por ejemplo
zonas inestables.
En cuanto a los antecedentes cartográficos, el análisis de cartas a pequeña
escala permite establecer aspectos morfológicos, los cuales orientan respecto
de la calidad de los terrenos. Por otra parte el modelaje superficial que se
observa permite tipificar cuáles han sido los elementos generadores de estas
formas, para deducir los principales agentes de erosión.

1-12
Con relación a los antecedentes geológicos se utilizan las planchas geológicas
regionales del INGEOMINAS. Se describen las unidades litológicas y los rasgos
estructurales, con base en estudios existentes en la zona y ajustadas con
información de sensores remotos y control de campo para identificar y
localizar las amenazas naturales.
Se presenta la cartografía geológica actualizada con base en
fotointerpretación y control de campo.
El análisis fotointerpretativo, se basa en el estudio de fotografías aéreas y
fotos satelitales del área donde se emplazaran las franjas de cada uno de los
corredores a estudiar.
El estudio fotogeológico estudia la distribución de unidades geológicas, su
localización y contactos, zonas de alteración y/o meteorización, y zonas de
falla. Presenta, además, zonas de riesgo geológico representadas por
deslizamientos, avalanchas o subsidencias.
1.6.1.2. Reconocimiento inicial de campo
Hay un reconocimiento inicial del proyecto en el campo, con los mapas y
fotografías aéreas interpretadas, lo que permite comprobar y complementar
con información a escala real las disquisiciones efectuadas en escala regional.
Ello constituye un antecedente adicional que orienta incluso el estudio de
corredores en las cartas de pequeña escala, y posibilita una mejor
programación de la exploración a realizar en etapas posteriores.
El recorrido del terreno tiene por objeto definir un plano de sectorización
geológica – geotécnica, en el cual indican las condiciones del terreno
orientado a establecer la funcionabilidad del terreno respecto de los cortes
que se deben efectuar en él, los taludes de esos cortes y la calidad de los
materiales para efectos de remoción y soporte de estructuras.
Adicionalmente, este estudio permite conocer la potencialidad de riesgo
geológico – geotécnico que podría afectar el trazado, su recurrencia y
magnitud esperada, así como eventuales medidas mitigatorias.
El plano de sectorización geológico – geotécnico abarca un ancho mínimo de
unos 100 m hacia ambos lados de lo que sería un trazado consolidado. Este

1-13
ancho genera una franja que permite desplazamientos para ajuste del eje
trazado. En caso de ajustes mayores, se procede a la ampliación de esta.
1.6.1.3. Estudios de las franjas de ruta probables
Para el estudio de franjas de ruta posibles conviene disponer de fotografías
aéreas y de mapas topográficos correspondientes a mediana escala (1:10.000
a 1:30.000), luego se procede al estudio fotogeológico detallado del corredor.
Se identifican los puntos críticos, como puentes largos, túneles, cortes
importantes en roca, rellenos sobre materiales compresibles y disponibilidad
de materiales para acometer las estructuras que se requieren. Se hace una
inspección geológica de campo para cuantificar el mapa fotogeológico,
reconocer los sitios generales de ponteadero sobre los ríos principales y hacer
un estudio preliminar de fuentes de materiales. Con posterioridad al estudio
todo el corredor se prepara un mapa geotécnico en unidades homogéneas.
1.6.1.4. Diagnóstico geotécnico
Con base en el estudio geológico se determinan las condiciones de estabilidad
de cada corredor. Para tal efecto son necesarias visitas técnicas del geólogo y
del geotecnista al proyecto, en las cuales se identifican y corroboran los
resultados del estudio geológico, las condiciones de estabilidad del corredor,
de las laderas y de los sitios de puentes, así como el comportamiento de las
mismas.
A partir de la integración de la información sobre los aspectos geológicos y
geomorfológicos, se limitarán en un mapa a escala 1:25.000 las zonas
homogéneas en términos de su comportamiento geotécnico
1.6.1.5. Informe final de la Fase 1
El informe final debe comprender, en lo relacionado con geotecnia para
cimentaciones, al menos los siguientes elementos o aspectos:
 Introducción: propósito y alcance del informe, información existente,
método de trabajo.

1-14
 Geología general del corredor: Descripción geológica y morfológica del
área, como: unidades geológicas, historia geológica, estratigrafía,
estructuras.
 Geología para ingeniería: Unidades homogéneas, puntos críticos,
ponteaderos, túneles, cortes importantes en roca, rellenos, fuentes de
materiales, amenazas geológicas.
 Identificación de sectores de características desfavorables y riesgos
previsibles en caso que no se puedan evitar.
 Apreciaciones preliminares sobre la calidad del terreno natural, en cuanto
a su capacidad de soporte. Estimación de los taludes de corte y terraplén
que deberían adoptarse según los principales tipos de suelo y roca
identificados.
 Apreciación de los posibles problemas relativos a cimentaciones de
puentes, obras de arte, obras de contención, rellenos, obras enterradas y
demás estructuras viales, con base en las características generales del
área, materiales visibles, etc.
 Programación del tipo y número de la exploración geotécnica a ejecutar
en las etapas siguientes de la fase 1.
 Conclusiones y Recomendaciones: Se presentan los análisis sobre los
resultados del estudio de geología y geotecnia y se proponen los estudios
geológicos y geotécnicos requeridos para la Fase 2 y su presupuesto
estimado.
1.6.2. Fase 2. Factibilidad
En el corredor seleccionado se debe diseñar en forma definitiva el eje en
planta de la carretera.
Con la trayectoria definitiva en planta del eje de la vía y con los prediseños del
eje en perfil, de las secciones transversales de las obras de drenaje superficial
y de las estructuras como puentes y muros de contención, del pavimento,
etc., se procede a la evaluación económica final.

1-15
El objetivo concreto de la Fase 2 es la decisión final de continuar o no con el
proyecto teniendo en cuenta de su rentabilidad. Si éste resulta rentable se
debe continuar con la elaboración de los diseños definitivos de la carretera a
partir del eje ya definido. Tales diseños constituyen la Fase 3 del proyecto.
Desde una perspectiva geotécnica, en la fase 2, el diseño del eje en planta
debe ser compatible con el diseño en perfil y en sección transversal. Tanto el
diseño en perfil como de la sección transversal están condicionados por la
naturaleza de los materiales que eventualmente deban ser excavados. En
consecuencia, definir la posición del eje en planta sin conocer, al menos en
forma aproximada, las características de los estratos involucrados en la
explanación es exponerse a sorpresas durante la ejecución de los diseños
definitivos en el caso de tener que continuar los estudios en su Fase 3.
1.6.2.1. Recopilación y análisis de antecedentes
Se debe contemplar un exhaustivo análisis de la información geológico –
geotécnica existente y obtenida en la fase 1. En esta etapa se debe contar con
los planos en planta y perfil longitudinal de la alternativa seleccionada.
1.6.2.2. Reconocimiento de campo
Con la trayectoria definitiva en planta del eje de la vía y con los prediseños del
eje en perfil se ejecuta el plan de exploración definido en la fase 1, plan que
es requerido en todas y cada una de las estructuras del proyecto.
1.6.2.3. Diagnóstico geotécnico
El diagnóstico geotécnico, se debe llevar a cabo mediante métodos indirectos
y de bajo costo, como los geosísmicos, una auscultación preliminar permite
inferir la probable estratigrafía del corredor. Como alternativa se pueden
efectuar apiques, barrenos o trincheras que comprometan los estratos
superficiales de los suelos más característicos, de los que se obtienen
muestras para realizar en el laboratorio ensayos de clasificación. Los
parámetros geotécnicos de diseño eventualmente pueden obtenerse
mediante el uso de correlaciones. Por lo general, no será necesario recurrir a
ensayos de laboratorio tendientes a determinar propiedades esfuerzo –
deformación de los suelos.

1-16
Con base en la información de campo e identificadas las estructuras viales, se
adelantan los prediseños de la cimentación, y se determina provisionalmente
el tipo de cimentación para cada estructura requerida mediante la evaluación
de la capacidad portante y de la compresibilidad de los estratos que servirían
como fundación de terraplenes y estructuras viales.
El informe en esta etapa debe contemplar, por lo menos, los siguientes
aspectos:
 Complementación de la descripción geológica y morfológica del área
obtenida en la fase 1.
 Complementación y verificación de sectores desfavorables diagnosticados
en la fase 1.
 Presentación de los resultados obtenidos de la exploración superficial del
suelo y elaboración del plan de exploración y ensayos que se adelantarán
en la fase 3.
 Prediseños de las cimentaciones de las estructuras viales.
1.6.3. Fase 3. Diseños definitivos
En esta fase se realiza el estudio detallado del proyecto a partir de los diseños
aprobados en la fase anterior. El objetivo de esta fase es la elaboración de los
diseños definitivos, que una vez aprobados por la entidad contratante, serán
empleados en la construcción de la obra.
En cuanto a la evaluación geotécnica a lo largo del eje de la carretera, se
requieren definir con exactitud el perfil estratigráfico y las características
físicas, mecánicas, hidráulicas y eventualmente las químicas de los materiales.
Esto Implica necesariamente la ejecución de perforaciones, sondeos, ensayos
in situ y toma de muestras para ensayos de laboratorio. La finalidad de esta
etapa es lograr una comprensión a fondo de la geología y la geotecnia del sitio
y sus alrededores.

1-17
1.6.3.1. Recopilación y análisis de antecedentes
La información preliminar que debe recopilarse hace referencia a topografía y
diseño geométrico, geología, hidráulica, hidrología, estructuras, planos,
estudio de impacto ambiental y todo lo que se considere se debe incluir,
como estudios anteriores, etc.
1.6.3.2. Trabajos de campo
Incluye todo lo relacionado con la inspección del eje de la alternativa elegida y
la ejecución del plan de exploración definido en la fase 2, que se requiere en
todas y cada una de las estructuras del proyecto.
En el caso de puentes, la definición de la ubicación de los sitios de exploración
debe hacerse de manera conjunta con el desarrollo del estudio geológico.
Con apoyo en la visita de campo y con la información disponible, se hace una
descripción general del proyecto desde el punto de vista geométrico, y
morfológico, incluyendo requerimientos estructurales de cada una de las
estructuras proyectadas.
Los trabajos de campo permiten el reconocimiento de las rocas y de los
suelos, para lo cual el Capítulo 4 de este Manual, sirve como guía y permite
orientar la siguiente información requerida:
En el caso de las rocas se pretende precisar su origen, el tipo y estructuras
principales que contienen. Las rocas serán descritas basándose en su litología
y condiciones geotécnicas. Se privilegia el aspecto de análisis geotécnico y
estructural, como modo de definir las características propias de los materiales
que deben ser removidos así como su capacidad de soporte.
Se indican además las principales estructuras que pueden corresponder a
fallas mayores o a sistemas de diaclasas. En el caso específico de las fallas se
procede a indicar espesor, relleno y disposición espacial.
Las estructuras menores, del tipo diaclasas, se representan en redes tipo
Schmidt con el objeto de establecer la estabilidad de cortes frente a la
posibilidad de generación de cuñas que puedan deslizar. El sistema descrito

1-18
permite conocer sectores que requieren soporte especial, o alternativamente,
cortes con diseño más tendido, o lo contrario.
Se describe el grado de alteración, siendo éste uno de los factores de mayor
influencia en la calidad de la roca.
En el caso de los suelos, se reconocen las diferentes unidades de suelos, se
definen sus diferentes orígenes lo cual indica a su vez las condiciones del
material. Cada unidad será identificada en cuanto a origen, espesor,
características geotécnicas, aspectos hidráulicos, excavaciones, taludes de
corte, etc.
El balance de estos parámetros conjuntamente con los fenómenos de la
geodinámica, debe entregar soluciones de diseño estables a un costo
razonable.
1.6.3.3. Estudio de suelos para el diseño de cimentaciones
Para determinar las características del subsuelo se debe tener en cuenta la
descripción geológica del sitio del proyecto indicando los tipos de rocas
predominantes y su disposición estructural, acompañada de los ensayos de
laboratorio para la caracterización física, mecánica e hidráulica del suelo y de
la roca; se debe indicar además la presencia o no del nivel de agua freática.
1.6.3.4. Análisis geotécnico para cimentaciones
Con los resultados de la exploración del suelo, se efectúa un(los) perfil(es)
estratigráfico(s) en cada estructura, el(los) que servirá(n) de base para
acometer el análisis geotécnico, en el cual se requiere evaluar diferentes
alternativas, se recomienda la solución más viable, se indica el tipo y
profundidad de la cimentación, previo análisis de la capacidad portante y de
la deformación, al igual que las características geométricas de la cimentación,
incluyendo además el análisis sísmico sobre las estructuras.
En caso de que se detecten situaciones especiales del suelo de fundación,
como la presencia de suelos orgánicos, expansivos, suelos susceptibles de
licuefacción o cualquier otro estado que implique inestabilidad de la
estructura, se indica su ubicación y se dan recomendaciones específicas sobre
el tratamiento que debe recibir este suelo en particular.

1-19
Se presentan en forma sucinta, las características físicas e hidráulicas del
suelo, y los parámetros de resistencia al corte y a la deformación utilizados en
el diseño al igual que los resultados alcanzados en el estudio referentes a tipo,
profundidad y cota de cimentación, dimensiones y número de elementos,
magnitud de la profundidad de socavación, valor de la capacidad portante y
parámetros de deformación vertical y horizontal.
Se dan recomendaciones del proceso constructivo y de cualquier otro aspecto
que se considere conveniente para cumplir satisfactoriamente con el objetivo
del proyecto.
Se anexa la memoria de cálculos, incluyendo gráficas y toda aquella
información que dé claridad al estudio, incluyendo como mínimo:
 Esquema de la localización de las perforaciones.
 Registros de perforaciones debidamente referenciados en cuanto a cotas y
abscisas del proyecto.
 Resultados de ensayos de laboratorio e in situ.
 Memorias de cálculo: Análisis de estabilidad, Diseños de obras
complementarias.
 Planos topográficos, geológicos y de obras (en planta y perfil según el
caso).
 Fotografías del sitio en estudio.
1.7. USO DE PROGRAMAS DE CÓMPUTO
Existen numerosos paquetes de software que proporcionan análisis rápidos y
precisos de los diferentes componentes de un sistema de cimentaciones de
estructuras. Para cualquiera de ellos, el diseñador deberá tener un
conocimiento apropiado en relación con el manejo del respectivo programa,

1-20
con el fin de elegirlo y utilizarlo correctamente y de revisar de manera idónea
los resultados de su aplicación, y extraer las conclusiones correctas.
El software que se enumera a continuación se encuentra disponible en la
página de la FHWA (Federal Highway Administration), el cual puede ser
copiado y utilizado sin restricciones, incluyendo, además, el Manual del
usuario. La dirección web en la cual se puede acceder a estos programas de
computador es:
http://www.fhwa.dot.gov/engineering/geotech/software/softwaredetail.cfm.
Al descargar el software, el usuario acepta las condiciones, responsabilidades
y limitaciones, que se solicitan en la dirección mencionada.
COM624P
Analiza pilotes cargados lateralmente. El programa utiliza el método de las
curvas p-y. Determina la deflexión del pilote, la rotación, momento de flexión,
y fuerzas de corte, mediante un proceso iterativo el cual considera la
respuesta no lineal de los suelos de fundación. Este programa utiliza el
sistema operativo MS DOS.
DRIVEN
Determina la capacidad última vertical de un pilote.
Embank
Este programa calcula el asentamiento vertical, debido a las cargas del
terraplén. El programa utiliza las ecuaciones presentadas por Lambe y
Whitman (1969), Ladd (1973), Poulos y Davis (1974), para el caso de una carga
en franja simétrica vertical. Para el incremento de los esfuerzos verticales en
la base del terraplén, el programa internamente superpone una serie de diez
cargas rectangulares para crear la condición de la base. Este programa utiliza
el sistema operativo MS DOS.

1-21
Spile
Spile determina la capacidad última estática vertical de pilotes individuales en
suelos cohesivos y no cohesivos. El programa utiliza los métodos y ecuaciones
de Norlund (1963, 1979), Thurman (1964), Meyerhoff (1976), Cheney y
Chassie (1982) y Tomlinson (1979, 1985). Este programa utiliza el sistema
operativo MS DOS.
Además de los programas de computador descritos, la FHWA ofrece software
adicional, el cual requiere de una solicitud para obtener el programa.
1.8. RESPONSABILIDAD
El presente Manual se ha preparado de la manera más cuidadosa; sin
embargo, el Instituto Nacional de Vías no acepta responsabilidad por las
consecuencias de cualquier inexactitud que pueda contener ni por el uso
incorrecto de su contenido, como tampoco por el empleo no autorizado de
programas de cómputo que se encuentren protegidos comercialmente.
La aplicación del software citado en este capítulo, es responsabilidad del
usuario. Es imprescindible que el usuario conozca y entienda las limitaciones
respecto de la precisión de los resultados del programa, por lo que deberá
validar los resultados con otros métodos, y examinar la racionalidad de los
mismos basado en sus conocimientos y experiencia.
El diseño geotécnico de los proyectos de diseño y construcción se ajustará a
las secciones correspondientes de este manual. Por lo tanto, todos los diseños
que se acometan para el INVIAS, bien sea dentro de los proyectos propios de
la red vial nacional o como solicitud de permiso de uso de vía o cualquiera
que sea la finalidad del proyecto público o privado, deben presentar un
informe que contenga el estudio y diseño de la cimentación, con toda la
información técnica que permita soportar los resultados y recomendaciones
del diseño propuesto, de acuerdo con lo dispuesto en el Capítulo 6 de este
Manual.
En el caso concreto de los proyectos viales se debe elaborar un informe
geotécnico de cada uno de los puentes, muros de contención, terraplenes,
alcantarillas y otras estructuras que requieran cimentación.

1-22
Si bien es frecuente el uso de herramientas computacionales para los diseños
geotécnicos, dentro del informe se debe indicar con claridad los datos de
entrada que fueron utilizados y las condiciones en las que se efectuó el
análisis.
No obstante lo anterior, y considerando que el Manual no riñe con los
términos de referencia de cada proyecto en lo referente al Anexo técnico,
estos últimos no pierden su carácter contractual.

1-23
BIBLIOGRAFÍA CONSULTADA
FHWA, FEDERAL HIGHWAY ADMINISTRATION. 2006. Soils and Foundations:
Reference Manual. National Highway Institute. NHI Course No. 132012.
Washington D.C. : s.n., 2006. Vol. 1. Publication No. FHWA NHI-06-088.
ICONTEC, INSTITUTO COLOMBIANO DE NORMAS TÉCNICAS. 2004.
Metrología, Sistema Internacional de Unidades: NTC 1000. Bogotá : s.n., 2004.
INVIAS, INSTITUTO NACIONAL DE VÍAS. 28 de febrero de 2006. Acuerdo No.
5 del Consejo Directivo del Instituto Nacional de Vías, Artículos 3° y 4°. Bogotá
D.C. : s.n., 28 de febrero de 2006.
—. 2011. Guía de manejo ambiental de proyectos de infraestructura,
subsector vial. Bogotá : s.n., 2011.
—. 2008. Manual de Diseño Geométrico de Carreteras. Bogotá : s.n., 2008.
—. 2009. Manual de Drenaje para carreteras. Bogotá : s.n., 2009.
—. 2011. Términos de referencia para estudios de Fase 1 y Fase 3. Bogotá
D.C. : s.n., 2011.
MOP-CHILE, DIRECCIÓN DE VIALIDAD, MINISTERIO DE OBRAS PÚBLICAS
CHILE. 2010. Manual de Carreteras: Instrucciones y Criterios de Diseño.
Santiago : s.n., 2010. Vol. 3.
MOPT, MINISTERIO DE OBRAS PÚBLICAS Y TRANSPORTE - MISIÓN
FRANCESA INGEROUTE. 1973. Metodología de la Fase 1 de estudios de
factibilidad de carreteras. Bogotá : s.n., 1973.
—. 1973. Metodología de la Fase 2 de estudios de factibilidad de carreteras.
Bogotá D.C. : s.n., 1973.

1-24

2-ii

Capítulo 2 – Criterios Básicos
2-iii
CAPÍTULO 2. CRITERIOS BÁSICOS 2-1
2.1. ESTADOS LÍMITE 2-1
2.1.1. Estados límite de resistencia o últimos 2-1
2.1.2. Estados límite de servicio 2-2
2.1.3. Estados límite de eventos extremos 2-2
2.1.4. Estados límite para cimentaciones, terraplenes y estructuras
de contención 2-2
2.2. MÉTODO DE DISEÑO 2-4
2.2.1. Métodos determinísticos 2-4
2.2.2. Métodos Probabilísticos 2-5
2.2.2.1. Método LRFD (Load and Resistance Factor Design) 2-5
2.2.2.1.1. Filosofía del método LRFD 2-6
2.2.2.1.2. Implementación del método LRFD 2-8
2.3. EVALUACIÓN DE LAS CARGAS DE DISEÑO 2-8
2.3.1. Tipos de cargas 2-9
2.3.2. Combinación de cargas para los estados límite 2-11
2.3.3. Combinación de cargas y factores de carga 2-12
2.4. DISEÑO Y ANÁLISIS GEOTÉCNICO CON EL MÉTODO LRFD 2-16
2.4.1. Cimentaciones para puentes 2-16
2.4.2. Terraplenes 2-17
2.4.3. Estructuras de retención 2-17
2.5. FACTORES DE SEGURIDAD 2-18
2.5.1. Factor de seguridad único o global 2-19
2.5.2. Factor de seguridad global frente a la capacidad de carga 2-20

2-iv

2-1
2. CAPÍTULO 2. CRITERIOS BÁSICOS
Este capítulo reúne los criterios de diseño que permitan comprobar la
seguridad de una cimentación con base en el método de los estados límite, de
tal forma que se logren evaluar las situaciones no deseadas que se presenten
durante la construcción y vida útil de una estructura y por tanto deban
evitarse.
2.1. ESTADOS LÍMITE
El método de los estados límite es un enfoque de seguridad que consiste en
enumerar e incorporar en los análisis, una serie de condiciones críticas
cuantificables mediante una magnitud tal que, de ser superada, haría que la
estructura dejara de ser apta para su uso.
La AASHTO define los siguientes estados límite utilizados para diseño:
 Estados límite último o de resistencia.
 Estados límite de servicio.
 Estado límite de eventos extremos.
 Estado límite de fatiga.
En este capítulo se hará referencia a los estados límite último o de resistencia,
al estado límite de servicio y al estado limite en eventos extremos. Según el
Geotechnical Design Manual del (SCDOT, 2010), el estado límite de fatiga es el
único estado limite que no es de uso en los análisis y diseños geotécnicos.
2.1.1. Estados límite de resistencia o últimos
La ocurrencia del estado límite último o de resistencia está relacionada la
mayoría de las veces con las características del terreno o la estructura, ya que
al ser superado el estado límite, la estructura completa o una parte de ella
pueden colapsar.
Dentro de los análisis que incorporan la ocurrencia del estado límite de
resistencia en geotecnia, se incluyen ejemplos: la falla por capacidad de carga

2-2
del terreno, el deslizamiento de la base del elemento de cimentación, y el
volcamiento.
2.1.2. Estados límite de servicio
El estado límite de servicio está asociado con la pérdida de funcionalidad de la
estructura, pero sin riesgo inminente a corto plazo, tal es el caso de los
asentamientos verticales y movimientos horizontales de la cimentación o de
la estabilidad global en un talud.
2.1.3. Estados límite de eventos extremos
El estado límite de eventos extremos considera una combinación de cargas
que representen unas condiciones poco frecuentes en un diseño, como es el
caso de los eventos sísmicos e impacto de vehículos, entre otros. Como la
probabilidad que ese evento ocurra durante la vida de la estructura es
relativamente baja, el margen de seguridad que se requiere también lo es.
2.1.4. Estados límite para cimentaciones, terraplenes y estructuras de
contención
En las Tablas 2.1 y 2.2 se consignan los estados límite que se deben considerar
para cimentaciones superficiales y profundas respectivamente, lo cuales
resultas aplicables para las fundaciones de estructuras viales como el caso de
los puentes.
Tabla 2.1. Estados límite para cimentaciones superficiales (SCDOT, 2010)
CARACTERÍSTICA LÍMITE
ESTADO LÍMITE
ÚLTIMO O DE
RESISTENCIA
SERVICIO
EVENTO
EXTREMO
Capacidad de carga del suelo  
Resistencia al deslizamiento  
Resistencia pasiva al
deslizamiento
 
Capacidad estructural  
Desplazamiento lateral  
Asentamiento vertical  

2-3
Tabla 2.2. Estados límite para cimentaciones profundas (SCDOT, 2010)
ESTADO LÍMITE
ÚLTIMO O DE
RESISTENCIA
SERVICIO
EVENTO
EXTREMO
Carga axial de compresión  
Carga axial de levantamiento  
Asentamiento  
En el caso del diseño de terraplenes las características límite se proponen en
la siguiente tabla.
Tabla 2.3. Estados límite para terraplenes (SCDOT, 2010)
ESTADO LÍMITE
ÚLTIMO SERVICIO
EVENTO
EXTREMO
Capacidad portante del suelo  
Ensanchamiento lateral  
Presión lateral  
Asentamiento vertical  
Estabilidad global  
Para estructuras de contención en la Tabla 2.4 se plantean las características
límite.

2-4
Tabla 2.4. Estados límite para estructuras de contención (SCDOT, 2010)
ESTADO LÍMITE
ÚLTIMO SERVICIO
EVENTO
EXTREMO
Capacidad portante del suelo  
Resistencia al deslizamiento  
Resistencia pasiva al deslizamiento  
Análisis de carga lateral  
Asentamiento  
Estabilidad global  
2.2. MÉTODO DE DISEÑO
Los métodos para análisis y diseños de la ingeniería se dividen en
determinísticos y probabilísticos.
2.2.1. Métodos determinísticos
Entre los métodos determinísticos está el método de esfuerzos de trabajo o
esfuerzos admisibles (ASD), en el cual se calculan los esfuerzos elásticamente,
actuantes o de trabajo, los cuales no deben exceder un valor límite
especificado, utilizando un factor de seguridad que reduce los esfuerzos de
trabajo.
Tradicionalmente, los diseños en ingeniería geotécnica se han basado en el
diseño de esfuerzos ASD, cuya metodología se basa en limitar los esfuerzos
inducidos por las cargas aplicadas, de tal forma que no excedan la resistencia
del material. Estos esfuerzos admisibles se obtienen dividiendo la resistencia
última del material por un factor de seguridad, utilizado la mayoría de las
veces para considerar las incertidumbres.
Sin embargo, el factor de seguridad no considera en forma apropiada la
variabilidad asociada que se requiere para predecir con precisión las cargas

2-5
muertas, las cargas vivas, las cargas de viento, las cargas de sismo y de otros
niveles de incertidumbre relacionados con la metodología de diseño, así como
las propiedades de los materiales, la variabilidad del sitio, la representatividad
de los materiales hallados en las perforaciones y/o exploraciones de
investigación del subsuelo, y el muestreo del material, entre otros.
Por esta razón, la asignación del factor de seguridad tradicionalmente se ha
basado en la experiencia y buen juicio, lo cual no permite aplicar un método
racional de asignación del riesgo; por tanto, se requiere incorporar en el
estado del arte de las metodologías de análisis y diseño, factores de carga y
resistencia basados en el conocimiento de la variabilidad de las cargas
aplicadas y en las propiedades de los materiales.
2.2.2. Métodos Probabilísticos
En cuanto a los métodos probabilísticos, se encuentra el método de la rotura
o de resistencia última, en el cual se llevan los esfuerzos hasta la falla o rotura
y se trabaja con cargas últimas o factoradas (cargas reales afectadas por un
factor de mayoración). En los métodos probabilísticos se considera el método
de los estados límite (Arnalh 1985), estableciendo que la probabilidad de falla
para ciertos estados limite se encuentre dentro de valores aceptables; este
método considera el efecto probabilístico tanto de las cargas como de las
propiedades de los materiales, y por tanto, trabaja factorando las cargas y
reduciendo las resistencias.
Lo anterior requiere de un procedimiento operativo, que trate de precisar la
incertidumbre en las cargas y de los parámetros geotécnicos, e incorpore
coeficientes de seguridad parciales, como en el método LRFD (Load and
Resistence Factor Design), que se explica enseguida.
2.2.2.1. Método LRFD (Load and Resistance Factor Design)
En el método LRFD las cargas se multiplican por factores de carga para
mayorarlas y la resistencia del suelo se multiplica por factores de resistencia
para reducirlas. Expresado de otra manera, las cargas aplicables en el diseño
se aumentan y las resistencias de diseño se disminuyen, lo cual se
implementa al multiplicar en el primer caso por factores mayores y en el
segundo evento por factores menores que la unidad, respectivamente.

2-6
A partir del método de rotura, surgen otros métodos, como el LFD (Load
Factor Design), que serán los pasos intermedios en el desarrollo del método
de diseño de factores de carga y resistencia LRFD.
El método LRFD se ha utilizado para verificar los estados límite últimos, de
servicio y de eventos extremos de las estructuras, para que satisfaga los
requisitos mínimos de seguridad, de servicio y de operación exigidos; para
ello, deberá verificarse el proyecto en todas las condiciones y/o modos de
falla que puedan presentarse en cada estado límite y evaluar la probabilidad
de ocurrencia de cada uno de ellos y la probabilidad conjunta, de forma que
no se superen los valores recomendados.
En este método las fundaciones se dimensionan de modo que las cargas de
diseño mayoradas, sean menores o iguales que las resistencias minoradas del
suelo de cimentación, aclarando que, desde el punto de vista geotécnico, la
determinación de la resistencia y de la deformación de los geomateriales no
cambia, la única diferencia entre los dos métodos (determinístico y
probabilístico) es la forma en que se consideran en el diseño las
incertidumbres en las cargas y resistencias.
2.2.2.1.1. Filosofía del método LRFD
La mayoría de los métodos de diseño en ingeniería respecto del diseño
estructural o geotécnico consideran que cuando cierta carga es colocada,
hay suficiente resistencia , para asegurar que el criterio de comportamiento
establecido no será excedido, lo cual se representa mediante la siguiente
ecuación:
[2.1]
Todos los elementos ya fueron definidos.
Comparando, el método de diseño de esfuerzos admisibles o esfuerzos de
trabajo (ASD) con el método de LRFD (Load and Resistence Factor Design), se
pueden plantear las características que atañen a cada uno de ellos así:

2-7
 Método ASD
[2.2]
Donde: Qi: Carga nominal.
Rn: Resistencia nominal (Resistencia última).
FS: Factor de seguridad.
El método no considera adecuadamente la variabilidad de las cargas y la
resistencia, ni plantea una selección objetiva del factor de seguridad.
 Método LFRD
La metodología de diseño LRFD, mitiga las incertidumbres mediante la
aplicación de factores de carga individuales (γ ) y modificadores de carga
(ηi) para cada tipo de carga (Qi), asi como un factor de resistencia (φ), que
se aplica a la resistencia nominal (Rn . La suma de las cargas (Q) colocadas
sobre una estructura, no debe exceder la resistencia (Rr), con el fin que la
estructura tenga un comportamiento satisfactorio, tal y como se ilustra en
la ecuación 2.3.
η γ φ [2.3]
Donde: Q: Carga mayorada total.
Qi: Solicitaciones de las cargas.
ηi: Modificador de carga.
γi: Factor de carga.
Rr: Resistencia de diseño factorada.
Rn: Resistencia nominal (Resistencia última).
φ: Factor de Resistencia.

2-8
La ecuación 2.3 es aplicable a más de una combinación de cargas, de acuerdo
con la condición de estados límite que se defina.
El método requiere de la disponibilidad de datos estadísticos de algoritmos de
diseño probabilísticos, puesto que las cargas y resistencias se modelan con
base en una función de densidad probabilística normal o lognormal y los
factores de resistencia varían con el método de diseño.
2.2.2.1.2. Implementación del método LRFD
La implementación de este método requiere la calibración de las condiciones
locales. Para que el LRFD logre ser aceptado en el campo de la ingeniería
geotécnica se necesita un marco que permita evaluar los factores de
resistencia de forma objetiva, basado en el análisis de confiabilidad.
Sin embargo en este Manual se adoptaran las recomendaciones de la Federal
Highway Administration – FHWA y de la American Association of State
Highway and Transportation Officials - AASHTO, en cuanto al diseño con el
método LFRD, más aún, cuando el Código de Diseño Sísmico de Puentes de
1995, en el numeral A.1.1.3 – Uso de AASHTO LRFD, plantea la necesidad de
preparar la norma LRFD colombiana.
La implementación del método LRFD requiere de nuevos procedimientos de
investigación del subsuelo, equipos de laboratorio, de ensayos de campo y
pruebas de carga a escala real, tal que se consolide una base de datos que
permita implementarlo.
2.3. EVALUACIÓN DE LAS CARGAS DE DISEÑO
En los proyectos de puentes, en el caso del método de diseño de Esfuerzos
admisibles o Esfuerzos de trabajo (ASD), las cargas y combinación de cargas, y
los factores de carga, serán las recomendadas por el Código Colombiano de
Diseño sísmico de puentes de 1995- CCDSP.
Para el método de diseño LRFD y siguiendo las consideraciones del CCDSP-95,
en el capítulo A-1 Requisitos Generales, con el fin de mejorar la precisión de
los resultados y como transición al método de diseño LRFD, el Código
recomienda utilizar el documento LRFD BRIDGE DESIGN SPECIFICATIONS de la
American Association of State Highway and Transportation Officials

2-9
(AASHTO), cuya más reciente versión es la referencia dentro este Manual,
para el diseño de fundaciones superficiales y profundas.
Para las demás estructuras viales referentes a estructuras de contención y/o
retención, pasos inferiores, obras de drenaje, terraplenes, excavaciones,
postes para señalización y túneles, se toman varias referencias de las
publicaciones de ingeniería geotécnica de la Federal Highway Administration
(FHWA) y sus diferentes Departamentos de transporte DOT.
2.3.1. Tipos de cargas
En su documento LRFD BRIDGE DESIGN SPECIFICATION, la AASHTO clasifica las
cargas como permanentes y transitorias; las cargas permanentes son aquellas
que actúan en todo momento y duran toda la vida útil de la estructura,
comprenden el peso propio de la estructura y lo hacen con intensidad
constante y ubicación fija. La Tabla 2.5 contiene un listado de cargas
permanentes:
Tabla 2.5. Definición de las cargas permanentes (AASHTO, 2004)
DESIGNACIÓN
AASHTO
DEFINICIÓN
DC
Peso propio de los componentes
estructurales y accesorios no estructurales.
DD Carga de arrastre descendente
DW
Peso propio de las superficies de rodamiento
e instalaciones para servicios públicos.
EH
Carga debida a la presión horizontal del
suelo.
EL
Tensiones residuales acumuladas resultantes
del proceso constructivo, incluyendo las
fuerzas secundarias del postensado.
EV
Presión vertical del peso propio del suelo de
relleno
EH Carga debida a la sobrecarga del suelo

2-10
Las cargas transitorias pueden estar presentes en cortos periodos de tiempo y
pueden cambiar de dirección y de magnitud durante la vida útil de la
estructura. A continuación se presenta un listado de dichas cargas:
Tabla 2.6. Definición de las cargas transitorias (SCDOT, 2010)
DESIGNACIÓN
AASHTO
DEFINICIÓN
BR Fuerza de frenado de los vehículos
CE Fuerza centrífuga de los vehículos
CR Deslizamiento
CT Fuerza de colisión vehicular
CV Fuerza de colisión de embarcaciones
EQ Terremoto
FR Fricción
IC Carga de hielo
IM Tolerancia de carga dinámica vehicular
LL Carga viva vehicular
LS Sobrecarga de carga viva
PL Carga viva peatonal
SE Asentamiento
SH Retracción del fraguado
TG Gradiente de temperatura
TU Temperatura uniforme
WA Carga hidráulica y presión de la corriente
WL Viento sobre una carga viva
WS Carga del viento sobre la estructura

2-11
2.3.2. Combinación de cargas para los estados límite
Esta descripción de combinación de cargas es de uso en la ingeniería
geotécnica, puesto que la mayoría de los diseños de infraestructura se
encuentran en los estados limite de resistencia І y de servicio І (ver tabla 2.7).
Estos estados límite son, por lo general, similares a los que se evalúan en la
capacidad de carga y de deformación del método de diseño ASD.
En la Tabla 2.7 se enumeran las combinaciones de carga para las
consideraciones de los estados límite.
Tabla 2.7. Combinación de cargas en el estado límite (SCDOT, 2010)
ESTADO
LIMITE
CONSIDERACIONES DE COMBINACIÓN DE CARGAS
І
Combinación de cargas básicas que representa el
uso vehicular normal del puente, sin viento.
ІІ
Combinación de cargas relativas que representa el
uso del puente por parte de vehículos de diseños
especiales especificados por el Propietario, y/o
evaluación de vehículos autorizados sin viento
ІІІ
Combinación de cargas que representa el puente
expuesto a vientos de velocidades superiores a 90
km/h.
ІV
Combinación de cargas que representa los efectos
del cociente de una gran carga muerta y una fuerza
debida a una carga viva
Resistencia V
Combinación de cargas que representa el uso del
puente por parte de vehículos normales con una
velocidad del viento de 90 km/h.
Ev o x mo І Combinación de cargas que incluye terremoto.

2-12
ESTADO
LIMITE
CONSIDERACIONES DE COMBINACIÓN DE CARGAS
Ev o x mo ІІ
Combinación de cargas que incluye carga de hielo,
colisión de embarcaciones y vehículos, y ciertos
eventos hidráulicos con cargas vivas reducidas,
además de aquellas que forman parte de la carga de
colisión vehicular.
v o І
Combinación de cargas que representa la operación
normal del puente con un viento de 90 km/h,
tomando todas las cargas con sus valores
nominales.
También se relaciona con el control de las
deflexiones de las estructuras metálicas enterradas,
láminas de blindaje de túneles y tuberías
termoplásticas y con el control del ancho de
fisuración de las estructuras de concreto reforzado.
Esta combinación de cargas también se debería
utilizar para investigar la estabilidad de taludes.
v o ІІ
Combinación de cargas cuya intención es controlar
la deformación de las estructuras de acero y el
desplazamiento crítico debido a la carga viva
vehicular.
Servicio ІІІ
Combinación de cargas relacionada exclusivamente
con la tensión en estructuras de concreto
pretensado, cuyo objetivo es controlar grietas.
v o І V
Combinación de cargas relacionada exclusivamente
con la tensión en subestructuras de hormigón
pretensado, cuyo objetivo es controlar grietas.
2.3.3. Combinación de cargas y factores de carga
Los factores de carga varían para los diferentes tipos de carga y estados
límite, éstos reflejan la confiabilidad con la cual la carga puede ser estimada o
la importancia de cada categoría de carga para un estado límite particular. La

2-13
Tabla 2.8 contiene los factores de carga para determinada combinación de
cargas, los cuales aplican para estructuras geotécnicas. En el caso de puentes,
se deberán evaluar las combinaciones de carga y los factores de carga.
Los factores de carga se aplican únicamente a estructuras geotécnicas. Para
puentes y estructuras viales, el diseñador de estructuras tiene la
responsabilidad de evaluar la combinación de cargas y los factores de carga,
así como de proporcionar las cargas al ingeniero geotecnista para éste las
considere en sus análisis.
Según la ASSHTO, los factores de carga para diferentes cargas que contienen
una combinación de cargas de diseño, se deben tomar como se especifica en
la siguiente Tabla.
Tabla 2.8. Combinación de cargas y Factores de Carga (AASHTO, 2004)
COMBINACIÓN
DE CARGA
ESTADO LIMITE
DC
DD
DW
EH
EV
ES
LL
IM
CE
BR
PL
LS
WA WS WL FR
TU
CR
SH
TG SE
USAR SOLO UNO
POR VEZ
EQ IC CT CV
Resistencia I γp 1,75 1,0 - - 1,0 0,5/1,2 γTG γSE - - - -
Resistencia II γp 1,35 1,0 - - 1,0 0,5/1,2 γTG γSE - - - -
Resistencia III γp - 1,0 1,4 - 1,0 0,5/1,2 γTG γSE - - - -
Resistencia IV
Solamente EH,
EV, ES, DW, DC
γp
1,5
- 1,0 - - 1,0 0,5/1,2 - - - - -
Resistencia V γp 1,35 1,0 0,4 1,0 1,0 0,5/1,2 γTG γSE - - - -
Evento extremo I γp γE 1,0 - - 1,0 - - - 1,0 - - -
Evento extremo II γp 0,50 1,0 - 1,0 1,0 - - - - 1,0 1,0 1,0
Servicio I 1,0 1,0 1,0 0,3 - 1,0 1,0/1,2 γTG γSE - - - -
Servicio II 1,0 1,3 1,0 - - 1,0 1,0/1,2 - - - - - -
Servicio III 1,0 0,8 1,0 - - 1,0 1,0/1,2 γTG γSE - - - -
Servicio IV 1,0 - 1,0 0,7 - 1,0 1,0/1,2 - 1,0 - - - -
Fatiga
Solamente LL, IM,
y CE
- 0,75 - - - - - - - - - - -

2-14
Los factores de carga para gradiente de temperatura (γTG), y asentamiento
(γSE), se deberán adoptar con base en las características específicas de cada
proyecto.
El factor de carga para el gradiente de temperatura (γTG), se podrá seleccionar
de las especificaciones AASHTO, previa justificación y validez del valor a
utilizar. No obstante, si no hay información específica del proyecto, en la
Tabla 2.9 se indican los factores de carga (γTG) que se pueden tomar.
Tabla 2.9. Factor de carga para gradiente de temperatura (γTG) (AASHTO, 2004)
ESTADO LÍMITE
FACTOR DE
CARGA
Resistencia y evento extremo 0,0
Servicio cuando no se considera la sobrecarga 1,0
Servicio cuando se considera la sobrecarga 0,5
El factor de carga para asentamiento (γSE), se puede tomar como 1.0.
Las Tablas 2.10 y 2.11, muestran los valores de los factores de carga para las
p m (γp) y lo f o d p d mo (γEQ).
La AASHTO requiere que ciertas cargas permanentes y transitorias sean
factoradas mediante la utilización de factores de carga máximos y mínimos,
como se muestra en la Tabla 2.10.
El concepto de utilizar factores de carga máximos y mínimos en geotecnia
está asociado con el uso de esos factores de carga para lograr una
combinación de cargas tal que las fuerzas actuantes sean mayores que las
fuerzas resistentes.
Los factores de carga para sismo (γEQ), se utilizan para la combinación de
carga de Evento Extremo І, las combinaciones de carga pueden ser factoradas
utilizando factores de carga máximos y mínimos, como se ilustra en la Tabla
2.11. Estos factores sirven de guía en el diseño de estructuras geotécnicas.

2-15
Tabla 2.10. o d p p m , γp (SCDOT, 2010)
TIPO DE CARGA
FACTOR DE CARGA
MÁXIMO MÍNIMO
DC: Componentes y accesorios 1,25 0,90
DC: Resistencia IV solamente 1,50 0,90
DD: Carga de
arrastre
descendente en
fundaciones
profundas
Pilotes hincados (método
de Tomlinson – α)
1,40 0,25
Pilotes hincados (método – λ) 1,05 0,30
Pilotes prebarrenados
(método de O´Neil y Reese
1999)
1,25 0,35
DW: Superficies de rodamiento y servicios
públicos (instalaciones eléctricas, hidráulicas)
1,50 0,65
EH: presión
horizontal del
suelo
Activa 1,50 0,90
En reposo 1,35 0,90
Presión de tierra aparente
para muros anclados
1,35 N/A
EL: Esfuerzos residuales de montaje 1,00 1,00
EV: Presión
vertical de
tierras
Estabilidad global 1,00 N/A
Estructuras de retención y
pilas
1,35 1,00
Estructura rígida enterrada 1,30 0,90
Marcos rígidos 1,35 0,90
Estructura flexible
enterrada como
alcantarillas metálicas
1,95 0,90
Estructura flexible como
box culvert metálico
1,50 0,90
ES: Sobrecarga de tierra 1,50 0,75

2-16
Tabla 2.11. o d p mo γEQ (SCDOT, 2010)
TIPO DE CARGA
FACTOR DE CARGA
MÁXIMO MÍNIMO
LL: Carga viva 0,50 0,00
IM: Impacto - -
CE: Fuerza centrífuga vehicular - -
BR: Fuerza vehicular de frenado - -
PL: Carga viva peatonal 0,50 0,00
LS: Sobrecarga de carga viva 0,50 0,00
2.4. DISEÑO Y ANÁLISIS GEOTÉCNICO CON EL MÉTODO LRFD
Los estados límite que se seleccionan para los análisis y diseños geotécnicos
dependen de las características y de las probabilidades de las condiciones de
carga.
En las Tablas 2.1, 2.2, 2.3, y 2.4 se presentan criterios para seleccionar los
estados límite para los análisis geotécnicos de cimentaciones para puentes,
estructuras de contención y terraplenes.
2.4.1. Cimentaciones para puentes
Para el diseño de fundaciones que soportan pilas o estribos de puentes, se
aplican todas las condiciones de carga de los estados límite. El estado límite
de resistencia o última, es utilizado para evaluar la condición de colapso
parcial o total. El estado límite de resistencia es típicamente evaluado en
términos de falla por esfuerzos de corte o compresión.
El estado límite correspondiente al Evento Extremo I, es empleado para
evaluar las cargas sísmicas y sus efectos en el puente; puede controlar el
diseño de cimentaciones en sitios de actividad sísmica. El estado límite de
Evento Extremo II se considera para la evaluación del choque de

2-17
embarcaciones y de vehículos sobre la estructura del puente; puede controlar
el diseño de cimentaciones de pilas que están expuestas a dichos impactos.
El estado límite de servicio es generalmente evaluado en términos de
deformación excesiva, desplazamientos laterales o rotación. Los estados
límite de servicio II y III se aplican para evaluar específicamente las
componentes estructurales críticas y no son generalmente aplicables al
diseño de cimentaciones. Con respecto a la deformación (deflexión horizontal
o asentamiento), el estado límite de servicio I o el de evento extremo pueden
controlar el diseño.
2.4.2. Terraplenes
Las cargas que predominantemente influyen en la estabilidad de los
terraplenes son las cargas muertas. La combinación de cargas del estado
límite de resistencia I controla la evaluación de la capacidad de carga del suelo
y de la estabilidad. Los estados límite de servicio I y de evento extremo,
pueden controlar la deformación y la estabilidad global en el diseño del
terraplén.
Cuando se analiza el terraplén con respecto a las cargas sísmicas, se puede
aplicar el estado límite de evento extremo I; éste puede controlar el diseño en
zonas de actividad sísmica.
2.4.3. Estructuras de retención
Las cargas predominantes en las estructuras de retención son las cargas
muertas, la presión de tierra y la sobrecarga de carga viva. Las combinaciones
de carga de los estados limite de resistencia I y IV tienen los valores más altos
de factores de carga para carga muerta y para presión de tierras y, por tanto,
el diseño está controlado por el estado límite de resistencia.
El estado límite de resistencia es evaluado mediante la capacidad de carga, el
deslizamiento y el volcamiento. Los estados límite de servicio I y de eventos
extremos, pueden controlar los límites de deformación en las estructuras de
contención.

2-18
Cuando se evalúa una estructura de contención con respecto a las cargas
sísmicas, se puede utilizar el estado límite del evento extremo I, éste puede
controlar el diseño en áreas de actividad sísmica.
2.5. FACTORES DE SEGURIDAD
Según González (2006), los materiales sólidos fallan debido únicamente a dos
tipos de esfuerzo: de tracción y cortante, entonces, dado que los
geomateriales tienen baja resistencia a la tracción, el parámetro responsable
de la rotura o falla es el esfuerzo cortante y, en consecuencia, en geotecnia el
factor de seguridad básico o directo FSB viene definido como la relación entre
esfuerzo cortante último resistente o esfuerzo cortante a la falla τF y el
esfuerzo cortante actuante τA.
[2.4]
Todos los elementos de esta ecuación ya fueron definidos.
Entonces, el esfuerzo cortante actuante τA, es igual al esfuerzo cortante de
trabajo o de diseño τD y está dado por:
[2.5]
Todos los elementos que concurren en la igualdad ya fueron definidos
En el caso de cimentaciones superficiales y en capacidad de punta de pilotes,
para la capacidad portante q en términos de esfuerzo normal y Q en términos
de fuerza (GONZÁLEZ, 2006).
l l
[2.6]
Donde: qult: Capacidad de carga última (esfuerzo).
qtrab: Esfuerzo normal que actúa sobre el terreno.

2-19
Qult: Capacidad de carga última (Fuerza).
Qtrab: Cargas o acciones que actúan sobre el terreno.
El valor del coeficiente normalmente usado como Fsq > 2.0 a 3.0.
2.5.1. Factor de seguridad único o global
En estructuras, el proyecto habitual se realiza mediante el método de los
coeficientes de seguridad parciales que requiere la utilización de coeficientes
que mayoran las acciones y minoran las resistencias.
Para proyectos geotécnicos en la actualidad no existe experiencia suficiente
acerca de los valores de los coeficientes de seguridad parciales que han de
utilizarse en cada caso.
Por ello, es usual emplear un coeficiente de seguridad único o global, que
envuelve en un solo número la imprecisión que ha de considerarse tanto en
las acciones como en las resistencias, en los modelos de cálculo o debida a
cualquier otra causa de incertidumbre.
La seguridad será suficiente cuando dicho coeficiente supera el valor
establecido. El coeficiente de seguridad así definido es una medida indirecta
de la fiabilidad de la cimentación frente a un modo de fallo concreto y se
calcula mediante un procedimiento específico que debe quedar definido sin
ambigüedad.
El coeficiente de seguridad siempre debe ir asociado a un modo de fallo, a
una situación de proyecto concreta, a un método de cálculo específico y a una
combinación de acciones o cargas determinada.
Como se ha comentado, el procedimiento operativo habitual en el campo
geotécnico trata la incertidumbre en el conocimiento de las acciones por una
parte al definir sus valores representativos. Por otra parte la incertidumbre en
los parámetros geotécnicos se suele abordar mediante una elección prudente
del valor de cálculo. De igual manera, ambos se controlan a través del
coeficiente de seguridad global.

2-20
En suma, y a modo de conclusión, se puede afirmar que los métodos de
coeficientes de seguridad parciales se encuentran de momento poco
contrastados en los cálculos geotécnicos. Pueden conducir a situaciones poco
realistas y por ello se debe iniciar su implantación con cierta prudencia y
compararse siempre con los resultados obtenidos a través de los métodos de
coeficientes globales tradicionales.
El Ingeniero puede tomar sus decisiones de proyecto mediante
procedimientos diferentes a los que se presentan en este Manual. En
cualquier caso la decisión que se adopte debe ser lo suficientemente segura.
2.5.2. Factor de seguridad global frente a la capacidad de carga
Después de calcular las cargas o solicitaciones que actúan sobre el terreno y la
capacidad de carga última, se calcula el factor de seguridad mediante la
expresión 2.6.
En el tema del diseño de puentes, se deben seguir los lineamientos del
Capítulo A.6 – Fundaciones, del CCDSP, como lo expresa el numeral
A.6.4.7.1.2 para cimentaciones superficiales sobre suelos y el numeral
A.6.4.8.1.3 para cimentaciones superficiales sobre rocas. De igual forma,
cuando se trata de cimentaciones profundas, el CCDSP en su numeral
A.6.5.6.2 recomienda el factor de seguridad a utilizar en el caso de pilotes
hincados y en el numeral A.6.6.5.4 en el caso de pilotes prebarrenados,
además de otras recomendaciones de seguridad que brinda el Código.
Adicional a lo anterior, para dar mayor amplitud al tema y a manera de
orientación a continuación se expone lo planteado por la Guía de
cimentaciones en obras de carretera (MINFOMENTO, 2004), en la cual
recomiendan factores de seguridad mínimos para diferentes combinaciones
de carga.
Siguiendo con las recomendaciones de la Guía, para cimentaciones
superficiales la seguridad frente a la falla por capacidad de carga se considera
suficiente cuando se superan los valores mínimos que se recomiendan en la
Tabla 2.12, aclarando que sólo se han tomado las combinaciones de carga
permanente y transitoria, en concordancia con el numeral 2.3.1 de este
Manual.

2-21
Tabla 2.12. Factores de seguridad mínimos para cimentaciones superficiales (MINFOMENTO,
2004)
COMBINACIÓN DE CARGAS FACTOR DE SEGURIDAD
Permanente ≥ 3.00
Transitoria ≥ 2.20
En el caso de cimentaciones profundas, la Guía recomienda respetar, tanto
para el factor de seguridad frente a la capacidad portante de grupo, como para
cada pilote individual, el valor mínimo que se indica en la Tabla 2.13.
Tabla 2.13. Factores de seguridad mínimos para cimentaciones profundas (MINFOMENTO,
2004)
PROCEDIMIENTO DE ANÁLISIS
ESTIMADO EN LA EVALUACIÓN DE LA
CAPACIDAD DE CARGA
COMBINACIÓN DE CARGA
PERMANENTE TRANSITORIA
Cualquier tipo de pilotaje
Método del SPT en suelos granulares 3 2,2
Método basado en el penetrómetro estático 2,5 1,8
Método basado en los datos de
penetrómetros dinámicos continuos y uso de
correlaciones
3,5 2,6
Método basado en la resistencia a la
compresión simple de la roca (sólo para
pilotes empotrados en roca)
3 2,2
Método basado en las formulas analíticas y
ensayos de laboratorio para medir el ángulo
de fricción (o de laboratorio, o campo, para
medir la resistencia al corte sin drenaje de
arcilla)
3 2,2
Método basado en ensayos de carga 2 1,5

2-22
AASHTO, AMERICAN ASSOCIATION OF STATE HIGHWAY AND
TRANSPORTATION OFFICIALS. 2004. LRFD Bridge Design Specifications.
Washington D.C. : s.n., 2004.
GONZÁLEZ, A. J. 2006. Factores de seguridad... Por qué tantos? Bogotá :
Escuela Colombiana de Ingeniería, 2006.
MINFOMENTO, MINISTERIO DE FOMENTO - DIRECCIÓN GENERAL DE
CARRETERAS. 2004. Guía de cimentaciones en obras de carreteras. Madrid :
s.n., 2004.
MINISTERIO DE TRANSPORTE - INVIAS. 1995. Código Colombianos de Diseño
Sísmico de Puentes. Bogotá : s.n., 1995.
SCDOT, SOUTH CAROLINA DEPARTMENT OF TRANSPORTATION. 2010.
Geotechnical Design Manual. 2010.

2-24

3-ii

Capítulo 3 – Investigación de Campo y Ensayos
3-iii
CAPÍTULO 3. INVESTIGACIÓN DE CAMPO Y ENSAYOS 3-1
3.1. ALCANCE DE LA INVESTIGACIÓN 3-1
3.2. RECONOCIMIENTOS GEOTÉCNICOS DEL PROYECTO 3-3
3.2.1. Reconocimiento geológico e información previa 3-3
3.2.1.1. Descripción del lecho rocoso 3-5
3.2.1.1.1. Tipo de roca 3-5
3.2.1.1.2. Color 3-5
3.2.1.1.3. Tamaño de grano 3-6
3.2.1.1.4. Estructura natural de la roca 3-6
3.2.1.1.5. Grado de fracturamiento de la roca 3-6
3.2.1.1.6. Meteorización de la roca 3-7
3.2.1.1.7. Resistencia 3-8
3.2.1.1.8. Composición mineral 3-8
3.2.1.2. Identificación de la estratigrafía 3-8
3.2.2. Reconocimiento geotécnico e información previa 3-10
3.2.2.1. Planeación preliminar 3-11
3.2.2.1.1. Generalidades 3-11
3.2.2.1.2. Análisis de antecedentes 3-11
3.2.2.2. Reconocimiento del sitio del proyecto 3-17
3.3. MÉTODOS DE EXPLORACIÓN Y ENSAYOS 3-19
3.3.1. Plan de exploración 3-20
3.3.1.1. Criterios de perforación 3-21
3.3.1.1.1. Profundidad de la exploración 3-21
3.3.1.1.2. Número y separación de las perforaciones 3-27
3.3.2. Exploración Geotécnica 3-36
3.3.2.1. Generalidades 3-36
3.3.2.2. Exploración del subsuelo 3-36
3.3.2.2.1. Clasificación de las perforaciones 3-37
3.3.2.2.2. Exploración geofísica 3-42
3.3.2.2.3. Toma de muestras 3-48
3.3.2.2.4. Tomamuestras 3-53
3.3.2.2.5. Ensayos in situ 3-55
3.3.2.2.6. Ensayos de laboratorio 3-73

3-iv
3.4. CONTROL DE CALIDAD EN LOS ENSAYOS DE LABORATORIO 3-96
3.5. REGISTROS DE CAMPO DE LAS PERFORACIONES 3-98
3.6. PERFIL ESTRATIGRÁFICO 3-100
3.7. CUADRO RESUMEN DE ENSAYOS 3-102
3.8. PRESENTACIÓN DEL INFORME 3-104

3-1
3. CAPÍTULO 3. INVESTIGACIÓN DE CAMPO Y ENSAYOS
El presente Capítulo reúne los criterios necesarios para la definición y
realización de los trabajos de investigación geotécnica, la presentación de la
información obtenida con dicha investigación, los métodos de análisis de los
diversos aspectos de tipo geotécnico y el modo de evaluar los parámetros en
cada caso.
Los trabajos propuestos en este capítulo obedecen a la realización de una
Investigación geotécnica completa, que permita desarrollar unos diseños y
métodos constructivos muy ajustados a la realidad.
Los estudios de campo, laboratorio y oficina relativos a la geotecnia tienen
por finalidad establecer las características del terreno sobre el cual se fundará
la estructura vial. La calidad de la información, finalmente recabada para el
diseño de la fundación de la estructura, dependerá tanto de la planeación del
proyecto geotécnico como de la evaluación de las condiciones
subsuperficiales del suelo en el área del proyecto.
3.1. ALCANCE DE LA INVESTIGACIÓN
La investigación de campo, realización de ensayos de laboratorio e in situ, y el
análisis de ingeniería, consisten en la obtención, la revisión y el
procesamiento de diversos datos como los geológicos, los geotécnicos y otros
disponibles existentes.
El análisis de la información obedece a diferentes trabajos tales como:
reconocimiento inicial, visita de campo, programa adecuado, pruebas de
laboratorio, y del análisis y la evaluación ingenieril de los resultados
presentados en un informe. La investigación y el análisis son realizados de
acuerdo con los procedimientos delineados en este Capítulo y generalmente
aceptados en la práctica sana de la ingeniería. Todas las fases de trabajo
geotécnico son realizadas bajo supervisión directa de un ingeniero profesional
que tenga experiencia en el campo de la ingeniería geotécnica, o que su
formación académica así lo certifique.

3-2
En este capítulo se definen varios aspectos que deben garantizar la ejecución
de una exploración geotécnica adecuada y la selección de los parámetros
geotécnicos de diseño, representativos estadísticamente, que deben ser
empleados en los cálculos y en el análisis del Proyecto: recopilación de la
información previa, planificación y realización de la exploración de campo,
ensayos de laboratorio, y redacción del informe; para ello se consideran
algunos temas generales como:
 Reconocimiento Geotécnico del Proyecto. Se establecen las pautas
mínimas que se deben tener en cuenta para la planificación del trabajo de
campo y laboratorio, al igual que toda la información documental que
deberá ser revisada para dar inicio a las labores de campo.
 Métodos de exploración y ensayos. Consiste básicamente en un recuento
de los métodos disponibles para investigación del subsuelo, qué criterios
se utilizan para la selección o utilización de cada uno de estos métodos, y
qué ensayos de campo y laboratorio se pueden realizar durante la
exploración geotécnica.
 Toma de muestras. Se refiere a los tipos de muestras posibles de obtener,
al igual que los muestreadores existentes para desarrollar este trabajo.
 Ensayos in situ. Adicional a los ensayos de campo ya presentados en la
exploración, se presentan los ensayos in situ para definir parámetros
geotécnicos a ser utilizados en los cálculos y diseños.
 Ensayos de laboratorio. Consistente en la evaluación de las propiedades
geomecánicas de los suelos y rocas, mediante la implementación de las
diferentes normas que rigen el desarrollo de estos métodos.
 Registros de campo de las perforaciones. Explicación de la toma de
información de campo, a través del Método Observacional para poder
recopilar la mayor información posible de las labores de exploración.
 Perfil estratigráfico. Definición de las consideraciones mínimas para el
desarrollo y presentación del perfil estratigráfico de cada una de los
métodos de exploración utilizados.

3-3
 Cuadro resumen de ensayos. Consolidación de toda la información
recopilada, como se pueden correlacionar todos los parámetros
obtenidos, y el desarrollo de un resumen que permita obtener la mayor
cantidad de análisis posibles.
 Presentación del informe. Parámetros mínimos para la redacción y la
presentación del informe de la Investigación de campo.
3.2. RECONOCIMIENTOS GEOTÉCNICOS DEL PROYECTO
La investigación geotécnica del suelo y de la roca proporciona una descripción
de las condiciones representativas de los mismos para los trabajos
propuestos, y establece los parámetros geotécnicos relevantes para todas las
etapas de la construcción.
El reconocimiento geotécnico debe proporcionar suficientes datos, referentes
a las condiciones del suelo, de la roca y del agua subterránea en y alrededor
del sitio de interés, para permitir una descripción apropiada de las
propiedades y una evaluación confiable de los valores característicos de los
parámetros geotécnicos que se utilizan en los cálculos de diseño.
De acuerdo con el proyecto a desarrollar, según sea su magnitud en cuanto al
impacto social, económico y ambiental que pueda ocasionar, se requiere
poder acceder a información preliminar a las labores de campo, para
optimizar la exploración subsuperficial. Obviamente el plan de exploración
debe obedecer inicialmente a la complejidad del proyecto, y está
condicionado por las características geológicas, geomorfológicas,
ambientales, económicas y demás que se definan en la revisión preliminar de
la información disponible y de las eventualidades que se presenten durante
las labores de campo.
3.2.1. Reconocimiento geológico e información previa
El conocimiento previo de la geología, en la ingeniería debe procurar
información para la construcción y el mantenimiento de carreteras, o
cualquier tipo de infraestructura que se deba desarrollar sobre suelo o roca.
La geología proporciona la base para distinguir los materiales que abarcan la
corteza de la tierra y que interpretan su historia. En la ingeniería geotécnica la

3-4
importancia de la geología está en la interpretación de formas de relieve, su
historia, los procesos que las formaron, y los materiales que abarcan o son la
base de sus superficies, la geología se refiere al carácter, a la distribución, y al
origen del material subyacente.
Los estudios de la geología para ingeniería ayudan a definir:
 Áreas de inestabilidad potencial de una ladera.
 Estratos de materiales compresibles, depósitos clasto o matriz soportados.
 Tipos de roca, diaclasamientos, grado de meteorización, profundidad de
degradación de la roca, áreas de rocas susceptibles a los procesos de
erosión.
 Áreas de posible asentamiento superficial.
Se presenta en la Figura 3.1, un listado de aspectos a evaluar en la revisión
geológica.
Figura 3.1. Temas a considerar en el Reconocimiento Geológico.
•Características superficiales del Pleistoceno
Geología del
Cuaternario
•Características erosionales
•Características deposicionales
Glaciales
•Aluvial
•Lacustre
•Turba y suelos orgánicos
Caracterísitcas de los
depósitos
•Fallas
•Juntas y diaclasas
Geología Estructural
•Agua subterránea
•Perfil y Horizontes del suelo
Hidrogeología
•Litología
•Meteorización
•Características del Macizo rocoso
Lecho Rocoso

3-5
La comprensión de algunos de los procesos geológicos básicos y cómo se
combinaron para crear paisajes variados, nos da una línea de mínima
información a partir de la cual comenzar estudios más detallados de la
superficie.
Los aspectos concernientes al reconocimiento geológico, se exponen de
manera más detallada en el Capítulo 4 de este Manual. No obstante lo
anterior se efectúa un recuento de los aspectos más significativos
relacionados con el tema.
3.2.1.1. Descripción del lecho rocoso
El nivel de detalle de la descripción del lecho rocoso debe estar basado en el
propósito de la exploración y en el interés del usuario en la información.
Aunque la misma información básica debe ser presentada en la descripción de
todos los núcleos de roca recuperados, el nivel de detalle apropiado lo
determina el ingeniero geotécnico basado en las necesidades del proyecto. La
descripción de los núcleos del lecho rocosos puede incluir alguno o todos los
puntos siguientes, caracterización que se debe complementar con la
información que brinda el capítulo 4 de este Manual.
3.2.1.1.1. Tipo de roca
Las rocas se clasifican de acuerdo con su origen (ígneas, sedimentarias y
metamórficas), las más comunes se presentan en la Tabla 3.1.
Tabla 3.1. Tipos comunes de roca (CTDOT, 2005)
ÍGNEAS SEDIMENTARIAS METAMÓRFICAS
Basalto Diabasa Shale Limolita Pizarra Cuarcita
Gabro Diorita Arenisca Dolomita Esquisto Mármol
Pegmatita Granito Conglomerado Gneiss Anfibolita
3.2.1.1.2. Color
Una carta de colores puede ser utilizada para asignarlos consistentemente;
cuando el color definido es el mismo para los estados húmedo y seco, se debe
registrar esta observación.

3-6
3.2.1.1.3. Tamaño de grano
La roca se clasifica según la Tabla 3.2.
Tabla 3.2. Descripción del tamaño del grano en la roca (CTDOT, 2005)
DESCRIPCIÓN DIÁMETRO (mm) CARACTERÍSTICA
Grano de grueso > 2.0
Granos individuales que pueden ser
fácilmente distinguidos por el ojo.
Grano medio 0.42 – 2.0
Granos individuales que pueden ser
distinguidos por el ojo.
Grano fino < 0.42
Granos individuales que no pueden
ser distinguidos por el ojo sin
ayuda.
3.2.1.1.4. Estructura natural de la roca
La descripción de la estructura natural de la roca (espesor de la roca o de los
estratos rocosos) debe estar de acuerdo con la Tabla 3.3.
Tabla 3.3. Descripción del lecho (CTDOT, 2005)
DESCRIPCIÓN ESPESOR DE LA ROCA (m)
Masiva > 1.0
Ligeramente alterada 0.3 – 1.0
Medianamente alterada 0.1 – 0.3
Laminada < 0.1
3.2.1.1.5. Grado de fracturamiento de la roca
La descripción del grado de fracturamiento se elabora de acuerdo con la Tabla
3.4.

3-7
Tabla 3.4. Descripción del grado de fracturamiento del lecho rocoso (CTDOT, 2005)
DESCRIPCIÓN
ESPESOR DEL FRAGMENTO
DE ROCA (m)
No fracturada > 2.0
Ligeramente fracturada 1.0 – 2.0
Moderadamente
fracturada
0.3 – 1.0
Altamente fracturada 0.1 – 0.3
Intensamente fracturada < 0.1
3.2.1.1.6. Meteorización de la roca
La Tabla 3.5 proporciona los elementos para la descripción de la
meteorización.
Tabla 3.5. Descripción de la meteorización del lecho rocoso (CTDOT, 2005)
DESCRIPCIÓN CARACTERÍSTICA
Suelo residual
Los minerales originales del lecho rocoso han sido
completamente descompuesto|s y no es visible la fábrica de
la roca madre; los minerales pueden ser fácilmente
destrozados por la mano.
Completamente
meteorizada
Los minerales originales del lecho rocoso se han
descompuesto casi enteramente, aunque la fábrica original
pueda estar intacta; el material se puede desboronar a mano.
Altamente
meteorizada
Más de la mitad del lecho rocoso se descompone; es así que
es factible tomar una muestra de 2 pulgadas de diámetro y se
puede romper fácilmente a mano.
Moderadamente
meteorizada
El lecho rocoso está descolorido y perceptiblemente débil,
pero menos de la mitad se descompone; se puede tomar
muestra de 2 pulgadas de diámetro, no se puede romper
fácilmente a mano.
Ligeramente
meteorizada
El lecho rocoso se decolora levemente, la resistencia es menor
que la roca fresca de fondo pero no perceptiblemente.
Fresca
El lecho rocoso no demuestra ninguna decoloración, pérdida
de resistencia, u otro efecto debido a la meteorización.

3-8
3.2.1.1.7. Resistencia
En la Tabla 3.6, se presentan pautas actuales para estimar cualitativamente la
resistencia de la roca. Las estimaciones de campo se deben confirmar con
pruebas de laboratorio seleccionadas, para cada caso.
Tabla 3.6. Descripción de la resistencia de la roca (CTDOT, 2005)
RESISTENCIA A LA
COMPRESIÓN
UNIAXIAL (psi)
Extremadamente
débil
Puede ser rayada por la uña
del pulgar
35 - 150
Muy débil
Puede ser rayada por un
cuchillo
150 – 700
Débil
Puede ser rayada con
dificultad por un cuchillo
700 – 3500
Resistencia
media
Puede ser rayada ¼” con el
extremo agudo del martillo
3500 – 7200
Resistente
Requiere un golpe de
martillo para fracturar
7200 – 14,500
Muy resistente
Requiere muchos golpes de
martillo para fracturar
14,500 - 35,000
Extremadamente
resistente
Puede ser fracturada
solamente con los golpes
de un martillo
> 35,000
La Tabla anterior puede ser complementada con la Tabla 4.8.
3.2.1.1.8. Composición mineral
Para los tipos de roca más comunes, la composición mineral no necesita ser
especificada. Cuando está incluido en la descripción del lecho rocoso, el
mineral más abundante se debe enumerar primero, seguido por los demás
minerales por orden decreciente de abundancia.
3.2.1.2. Identificación de la estratigrafía
Además de la información contenida en la “descripción del material”, un
registro de la perforación debe contener la información que describe los

3-9
diferentes estratos que se encuentren. La información de los estratos denota
el origen geológico de los cambios de los materiales y se debe demostrar en la
“descripción generalizada de los estratos.” Los estratos individuales se deben
marcar a mitad de la distancia entre las muestras a menos que el límite se
encuentre en una muestra o haya otras medidas disponibles para definir
mejor el límite. Las observaciones de la estratigrafía deben incluir la
identificación de la estructura del pavimento, de la capa vegetal, del terraplén
existente, del suelo nativo y del lecho rocoso. La Tabla 3.7 es un sistema de
palabras claves para utilizar al describir los diferentes estratos del suelo.
Tabla 3.7. Lista de palabras clave para los estratos (CTDOT, 2005)
Capa
superficial
Los estratos más supremos del suelo que contiene suelos
granulares y cohesivos de la mezcla y un material orgánico
Estructura del
Pavimento
Incluye la superficie de rodadura y los materiales de base y
subbase compactados.
Terraplén
Misceláneo
Depósito artificial de suelo, de roca, de escombros, etc. Puede o
no puede haberse instalado bajo condiciones controladas.
Turba
Material altamente orgánico con un agregado algo fibroso de la
materia vegetativa decaída y en descomposición.
Limo Suelo de grano fino que no es plástico o ligeramente plástico.
Limo arcilloso Suelo de grano fino el cual exhibe una plasticidad moderada.
Limo orgánico
No plástico a ligeramente plástico, de grano fino el cual
contiene materia orgánica.
Limo arcilloso
orgánico
Suelo de grano fino con plasticidad moderada, que contiene la
materia orgánica
Limo arenoso
Suelo de grano fino no plástico, con un muy bajo contenido de
arena
Arena
Suelo arenoso limpio, predominantemente arena pero puede
contener cantidades mínimas de grava, generalmente poco o
nada.
Arena limosa Suelo arenoso el cual contiene una cantidad mínima de limo
Arena gravosa
Suelo predominantemente arenoso, el cual contiene una
cantidad mínima de grava

3-10
Arena y grava
estratificadas
Estratos de arena, gravas, y mezclas de arena-grava
intercalados.
Grava
Predominantemente grava limpia, pero puede contener
cantidades mínimas de arena, generalmente poco o nada.
Grava arenosa
Predominantemente grava con cantidades mínimas de arena,
generalmente poco o nada.
Relleno glacial
Depósito no estratificado de material de todos los tamaños en
diferentes proporciones, desde cantos rodados hasta arcilla.
Cantos
rodados
Cantos rodados de gran tamaño, que tiene una recuperación
significativa del núcleo
Roca
meteorizada
Lecho rocoso el cual exhibe un grado de moderado a alto de
meteorización
Lecho rocoso Lecho rocoso fresco o ligeramente meteorizado.
3.2.2. Reconocimiento geotécnico e información previa
Para garantizar el éxito del proyecto geotécnico, es conveniente que el
profesional responsable del diseño se encuentre involucrado en el mismo
desde sus etapas iníciales. Por lo tanto, una vez que se decide diseñar una
nueva estructura vial o ampliar, rehabilitar, reforzar o adecuar a la norma
sísmica una existente, la dirección de los estudios debe solicitar al grupo
geotécnico su intervención en los asuntos de su competencia.
Como en todo proyecto de ingeniería, el proceso suele comenzar con el
estudio de la información disponible en relación con el proyecto (planos,
estudios, mapas, fotografías, etc.), la cual se complementa con una visita al
sitio del proyecto, preferiblemente en compañía de los especialistas en
estructuras e hidráulica, con quienes es esencial mantener comunicación
continua durante la ejecución de los estudios.
Las diferentes etapas que se describen a continuación en relación con el
estudio geotécnico, deberán enmarcarse dentro de las fases que establezca,
para cada proyecto en particular, el Instituto Nacional de Vías.

3-11
3.2.2.1. Planeación preliminar
3.2.2.1.1. Generalidades
El objetivo en las etapas iniciales de la planeación es desarrollar un plan de
investigación eficiente e identificar, tan rápido como sea posible, cualquier
imprevisto que pueda afectar adversamente el diseño o la construcción de la
estructura.
El especialista geotécnico se familiariza desde el comienzo con todos los
elementos del proyecto, mediante el estudio de toda la información
disponible, manteniendo comunicación con los diseñadores estructurales e
hidráulicos, respecto de la flexibilidad que se puede tener en relación con la
localización de la obra y la magnitud aproximada de las cargas que serán
transmitidas a la cimentación.
Todos los estudios y actividades realizadas durante la etapa de planeación
deberán quedar documentados.
3.2.2.1.2. Análisis de antecedentes
El primer paso en el proceso de la investigación geotécnica consiste en la
revisión de la información existente. El profesional asignado a la ejecución del
estudio y diseño de cimentaciones, recolectará tanta información como le sea
posible en relación con el sitio previsto para la construcción de la obra. Su
adecuada revisión minimiza las sorpresas que se pueden presentar en el
campo, contribuye a la determinación óptima de la localización y la
profundidad de las perforaciones, y proporciona una gran cantidad de
información que puede ser incluida en el informe geotécnico. En ese orden de
ideas, el profesional compila todos los documentos y referencias disponibles
que resulten útiles para el proyecto, incluyendo estudios previos sobre
fundaciones, planos, mapas, fotografías, registros sobre exploraciones
subsuperficiales en o cerca de la zona de estudio, información sobre la
historia sísmica del área, las notas tomadas durante las visitas al sitio,
incluyendo los comentarios pertinentes de los vecinos del lugar, así como las
opiniones de ingenieros y técnicos que hayan desarrollado o estén ejecutando
obras en las cercanías. Durante la etapa de planeación, es particularmente
necesario identificar los aspectos que puedan ser críticos para el proyecto, en
especial los riesgos geotécnicos.

3-12
a) Planos y mapas preliminares
La ruta propuesta en el caso de una vía o la localización geográfica del
proyecto son parte de los planos preliminares. La revisión de estos planos
y la literatura disponible, permite al ingeniero geotecnista identificar
muchas de las condiciones que podrían potencialmente ocasionar
problemas debido al desarrollo del proyecto. Éstos incluyen ángulo de
inclinación de los taludes necesarios a conformar, construcción de
terraplenes, identificación de depósitos de turba, zonas de movimientos
de remoción en masa, presencia de suelos de difícil comportamiento,
niveles de agua, etc.
Mapas. Cualquier mapa disponible es útil en la determinación del área que
puede ser afectada por el desarrollo del proyecto o por sus condiciones
particulares. Se enumeran abajo algunos tipos de mapas que puedan ser
útiles (Figura 3.2).
 Mapa geológico.
 Mapa de topografía.
 Mapa de uso del suelo (Plan de ordenamiento territorial - POT o
Esquema de ordenamiento territorial - EOT).
 Mapa de Zonificación Sísmica (NSR-10 – A.2.1. General).
 Mapas del área para explotación minera.
Estos mapas se pueden utilizar como guías en la planificación de la
investigación geotécnica y en la definición de posibles áreas
problemáticas. Sin embargo, el listado arriba mencionado puede ser
complementado con todos los mapas adicionales con que se cuente para
el sitio en estudio.

3-13
Figura 3.2. Ejemplo - Mapas de Colombia: Topografía, Usos del suelo, Zonas de desastre
(http://www.colombiaya.com/seccion-colombia/mapas.html)
 Mapas topográficos
Los mapas topográficos suministran una información de conjunto que
incluye los rasgos físicos relevantes del área, los patrones de drenaje, las
inclinaciones de los taludes, la existencia de humedales, etc. También,
permiten predecir las posibles dificultades de acceso al sitio para la
exploración de campo y para la posterior construcción de la obra.

3-14
 Mapas geológicos
Los planos geológicos brindan información sobre los procesos geológicos
que han ocurrido en el lugar previsto para el emplazamiento de las obras,
lo que permite al especialista geotécnico conocer la manera como se han
desarrollado las rocas y los suelos allí presentes. Los suelos depositados a
través de un proceso particular adoptan rasgos característicos de
topografía y de relieve que pueden ser identificados fácilmente por el
diseñador. Un determinado relieve contiene suelos cuyas propiedades
ingenieriles suelen ser similares durante largos trayectos de un
alineamiento vial. Una adecuada identificación temprana del relieve
permite optimizar el programa de exploración subsuperficial.
 Mapas agrologicos
Las investigaciones de suelos con propósitos agrícolas brindan información
gráfica en relación con la localización y la extensión de los diferentes tipos
de suelos que se encuentran en un área determinada, así como datos
referentes a fisiografía, relieve, patrones de drenaje, clima y vegetación
del área cubierta. También, suministran información sobre la clasificación
de los suelos superficiales y, ocasionalmente, sobre la aptitud de ellos para
diferentes usos constructivos. Este tipo de mapas se pueden obtener en el
Instituto Geográfico Agustín Codazzi. Su información sólo cubre las capas
superiores del terreno y no se deben usar más que con carácter
preliminar.
 Mapas sobre niveles de inundación
Las Corporaciones Autónomas Regionales pueden disponer de
información sobre los planos de inundación de los cuerpos de agua del
área, información que puede incidir sobre la decisión de reubicar la
estructura que se va a diseñar.
 Planos de instalaciones de servicios públicos
Estos planos identifican la localización de las instalaciones de servicios que
se encuentren enterradas, permiten identificar posibles restricciones para
el acceso y brindan al diseñador la información necesaria para que tome
medidas tendientes a prevenir su daño durante los trabajos de exploración

3-15
o durante la construcción de la estructura.
b) Fotografías aéreas
Las fotografías aéreas constituyen una de las fuentes de información de
mayor utilidad para la planeación del programa de exploración
subsuperficial. Usadas en conjunto con un conocimiento general de la
geología del lugar y con una limitada información del subsuelo, permiten
establecer la extensión de los depósitos geológicos. En las fotografías
aéreas se pueden interpretar los relieves, reconocer los deslizamientos,
establecer con precisión los patrones de drenaje superficial y de
vegetación, e identificar la localización de estructuras construidas por el
hombre.
Existen fotografías aéreas en blanco y negro o a color. Esas últimas son
preferibles, por cuanto hay muchos rasgos y objetos que son más fáciles
de identificar en su color natural.
Disponer de fotografías aéreas de diferentes años brinda un histórico de
los cambios topográficos y de relieve, ocurridos en el sitio previsto para el
emplazamiento de las obras, a causa de motivos tan diversos como la
erosión, los deslizamientos, los terremotos o la acción humana.
La información de las fotografías se optimiza empleándola
posteriormente, en conjunto con la información recolectada durante el
reconocimiento y las exploraciones de campo, por cuanto permite verificar
y corregir las interpretaciones previas.
 Imágenes de satélite
Las imágenes de satélite (por ejemplo, las imágenes LANDSAT de la
NASA) pueden ser empleadas de manera efectiva para identificar las
condiciones del terreno, las formaciones geológicas, los escarpes, las
reflexiones superficiales de fallas geológicas, así como lechos de
corrientes antiguas y formaciones generales de suelos y de rocas.

3-16
Figura 3.3. Ejemplo Fotografías. Izquierda: Satelital; derecha: Aérea
(http://aviris.gl.fcen.uba.ar/levantamiento/escuela1/chorriaca.htm)
c) Información adicional
 Información sobre riesgo sísmico
La valoración de la amenaza sísmica es muy importante dentro de la
planeación del estudio geotécnico para el diseño de fundaciones de
estructuras viales. En el Instituto Colombiano de Geología y Minería
(INGEOMINAS) se encuentran antecedentes de utilidad sobre el asunto.
Por su parte, la norma NSR 10 incluye información sobre este tipo de
riesgos y presenta mapas de aceleración sísmica para la república de
Colombia.
 Información sobre exploraciones previas
La mayoría de los proyectos de carreteras se encuentran dentro o cerca de
alineamientos existentes y, por lo tanto, es posible que, en muchos casos,
recuperar alguna información útil sobre los tipos de suelos y rocas
existentes en la zona del proyecto, sobre los parámetros de resistencia y
sobre aspectos hidrogeológicos y ambientales.

3-17
 Registros de construcciones previas
Muchos proyectos del Instituto Nacional de Vías consisten en el
mejoramiento, el mantenimiento, o el reemplazo de estructuras viales
existentes. Consecuentemente, es posible que en sus archivos se
encuentre información geotécnica relacionada con el diseño y la
construcción de las estructuras originales.
3.2.2.2. Reconocimiento del sitio del proyecto
Una de las principales finalidades del análisis de antecedentes en la oficina es
planear la visita de reconocimiento al sitio y preparar un plan conceptual para
la exploración del subsuelo.
Una se efectúa la revisión de la información disponible, el especialista
geotécnico visita el sitio del proyecto en compañía del ingeniero residente de
los estudios y de los especialistas en estructuras y drenaje. Durante la visita,
se anotan la ubicación y el estado de las obras en funcionamiento o
abandonadas que se encuentren en los alrededores, así como el tipo, la
profundidad de sus cimentaciones y las evidencias de asentamientos. Si se
trata de estructuras para el cruce de corrientes de agua, se registra el nivel del
agua y se inspecciona el cauce, tanto aguas arriba como aguas abajo, para
establecer cualquier evidencia de socavación. Si resulta posible, se anota el
tipo de material existente en el fondo del cauce. La presencia de cantos
rodados es un indicativo de posibles obstrucciones durante la construcción de
fundaciones profundas.
El especialista geotécnico relaciona las condiciones del sitio con las
ubicaciones propuestas para las perforaciones, verifica las facilidades de
acceso para el equipo de exploración, y realiza una estimación inicial del
equipo más apropiado para las condiciones del lugar. Si considera que es
necesaria la construcción o la adecuación del acceso, indica el tipo de equipo
más adecuado para construirla. Así mismo, deja constancia de la posible
necesidad de adquirir permisos para acceder al sitio y registrar los problemas
que se pudieran presentar con instalaciones aéreas y subterráneas de
servicios públicos, y con propiedades privadas u otras obstrucciones.
Igualmente, identifica las áreas posibles para la instalación del campamento y
para el almacenamiento de los equipos y demás elementos requeridos para
los trabajos de exploración. También, es necesario anotar los BMs y demás

3-18
puntos fijos de referencia que ayuden a identificar los sitios exactos de las
perforaciones, la proximidad de viviendas y otras edificaciones que puedan
ser afectadas por el ruido y por otras perturbaciones producidas durante la
exploración del subsuelo y la posterior ejecución de las obras. Los residentes
locales, casi siempre, suministran información de utilidad sobre la historia del
lugar.
Durante la visita de reconocimiento, el geotecnista toma nota de las posibles
fuentes de agua a utilizar durante las perforaciones y de los controles que
podría requerir el tránsito automotor durante los trabajos de exploración.
Si establece la necesidad de realizar perforaciones en el fondo de una
corriente de agua, prevé el tipo y el tamaño de barcaza que mejor se adapte a
los trabajos, los detalles para su anclaje, los sitios adecuados para botarla al
agua, la profundidad de la corriente, etc. Define, también, los tipos de
equipos más adecuados para perforar y tomar muestras, y anota los
problemas que se pudieran presentar durante las perforaciones, tales como la
presencia de un nivel de agua muy superficial, de arenas sueltas, de cantos
rodados, etc.
Toda la evaluación de la logística necesaria para adelantar la exploración de
campo la realiza el geotecnista en compañía del residente de los trabajos de
exploración, quien debe demostrar experiencia de trabajo con equipos de
perforación y en la conducción de la investigación de campo.
También, compara la topografía del sitio con la encontrada en los planos y
mapas disponibles, para confirmar las suposiciones hechas durante la revisión
de antecedentes en la oficina.
No se deberá pasar por alto la toma de fotografías de todos los sitios
probables de exploración, las cuales se referencian con toda la información
relevante: fecha de toma, abscisa, dirección de la toma y una breve
descripción de las mismas.
El registro de la visita, con todas las conclusiones, debe ser incorporado
dentro de los documentos del proyecto.

3-19
3.3. MÉTODOS DE EXPLORACIÓN Y ENSAYOS
Una vez se evalúa la información existente y se realiza la visita de
reconocimiento, el especialista geotécnico se encuentra en capacidad de
planear el programa de exploración de campo. Los métodos de exploración,
los requerimientos de muestreo y los tipos y la frecuencia de las pruebas por
realizar dependen de la información disponible sobre el subsuelo, de los
requerimientos del diseño, de la disponibilidad de equipos, y de la práctica
local.
El especialista desarrolla su plan de investigación de manera que le permita
obtener todos los datos necesarios para definir las condiciones
subsuperficiales y realizar de manera completa sus diseños y sus análisis de
comportamiento. La meta del programa de investigación geotécnica es
obtener las propiedades ingenieriles de los suelos y rocas que puedan incidir
sobre el diseño de la estructura. Las propiedades típicas a ser evaluadas
incluyen la compresibilidad, la resistencia al corte, la permeabilidad, la
ubicación de la tabla de agua, y la eventual presencia y magnitud de presiones
artesianas. Al nivel del diseño final, la investigación será lo suficientemente
completa para definir totalmente las condiciones del subsuelo con fines de
diseño y construcción, y debe ser consistente con los estándares nacionales
reconocidos, sujetos a ajustes a partir de la variabilidad de las condiciones
locales y el impacto potencial de ella, de acuerdo con la experiencia y buen
juicio del geotecnista.
Una vez iniciados los trabajos de exploración, el especialista está siempre al
tanto del avance de los mismos, con el fin de ajustar oportunamente el
programa cuando se presenten diferencias importantes entre las condiciones
subsuperficiales encontradas y las esperadas, u ocurran imprevistos de
cualquier orden. En proyectos que la entidad considere críticos, el especialista
permanece en el sitio durante toda la exploración de campo y establece
comunicación con el diseñador estructural para discutir las observaciones de
campo que le parezcan inusuales y los cambios que deba acometer en el plan
de exploración.
Teniendo en cuenta, que luego de la etapa de reconocimiento, se desarrolla el
Plan de exploración y seguidamente el Plan de ensayos, se pueden definir
algunos parámetros geotécnicos preliminares, que lleven a definir los equipos
de perforación y los ensayos aplicables, los que a manera de guía se

3-20
encuentran en el capítulo 4 de este Manual, tanto para suelos como para
rocas.
Se recomienda que el Plan de exploración, describa los objetivos concretos
perseguidos con cada uno de los trabajos a realizar, la previsión de posibles
modificaciones en el Plan (variaciones en la profundidad, reconocimientos
complementarios, etc.), las adaptaciones necesarias para asegurar que se
obtengan los datos requeridos. En este Plan de exploración deben figurar los
siguientes elementos:
 Identificación de los objetivos de los reconocimientos.
 Trabajos de campo a realizar, incluyendo cuantos elementos se piensen
utilizar: apiques, trincheras, zanjas de reconocimiento, estaciones
geomecánicas, geofísica, ensayos de penetración, sondeos mecánicos, etc.
 Toma de muestras y ensayos de laboratorio que se crean más
convenientes.
 Planos con ubicación suficientemente precisa de los reconocimientos a
realizar, que permitan su replanteo.
 Criterios de adaptación de las labores de reconocimiento en función de los
resultados parciales que se vayan obteniendo.
En el documento del Plan Exploratorio se incluyen, además, las prescripciones
técnicas particulares que permitan su control de calidad, y cuando sea
necesario, su presupuesto.
3.3.1. Plan de exploración
Los procedimientos empleados en cualquier Plan de exploración
subsuperficial son dependientes de una variedad de factores que varían de
sitio a sitio. Los objetivos de diseño del proyecto y las condiciones
subsuperficiales previstas, tienen la influencia principal en la definición de las
exploraciones subsuperficiales.
El Plan exploratorio puede considerar cualquiera de los métodos existentes

3-21
para investigar el subsuelo, que son:
 Exploración Directa:
 Exploración Manual.
 Exploración Mecánica.
 Exploración indirecta:
 Exploración Geofísica.
3.3.1.1. Criterios de perforación
El tipo, la cantidad y la profundidad de las perforaciones de exploración, así
como los ensayos asociados, dependen del tipo y del tamaño del proyecto y
de las variaciones anticipadas en las condiciones subsuperficiales.
La NSR-10 en su Título H, ofrece una guía referente a cada uno de los aspectos
mencionados anteriormente para el caso de estructuras habitacionales, no
aplicables estrictamente a otros tipos de infraestructura, como los puentes,
pasos inferiores, obras de drenaje, terraplenes, excavaciones o túneles, pero
el carácter genérico de algunas de las pautas allí consignadas, permiten su
uso, a manera de orientación, en cimentaciones para estructuras de
carreteras.
De todas maneras el especialista en geotecnia, es quien define los criterios de
perforación, en cuyo caso deberá prever el comportamiento mecánico de la
cimentación, para que de acuerdo con esto, y otros factores, basado en la
profundidad mínima requerida, defina la profundidad a la que puede obtener
la información del subsuelo que se requiere para el diseño y construcción de
la cimentación.
3.3.1.1.1. Profundidad de la exploración
Los factores que más influyen en la profundidad conveniente de las
perforaciones son:
 Tipo de problema a analizar.

3-22
 Configuración del subsuelo.
 Intensidad de la carga aplicada.
De modo general, los reconocimientos deben tener una profundidad
suficiente para reconocer todos los niveles cuyo comportamiento tiene una
influencia significativa en la obra, ya sea en relación con la capacidad
portante, con los asentamientos de las cimentaciones y/o rellenos, o con
respecto a problemas de filtraciones o de estabilidad de taludes de
excavación o relleno.
La gran variedad de situaciones que pueden darse hace imposible dar
recomendaciones detalladas aplicables a todos los casos, por lo que a
continuación se dan unas recomendaciones generales, siempre aplicables, y
una serie de recomendaciones específicas para ciertas situaciones típicas.
La definición de la profundidad de perforación, es de responsabilidad del
especialista en geotecnia y se define según la zona de suelo o roca
comprometida por las solicitaciones de carga sobre las fundaciones. La Tabla
3.8 muestra la guía sobre el particular (AASHTO, 1996).
La selección de las profundidades de perforación en ríos y otros cruces de
agua tiene siempre en cuenta la profundidad de socavación.
Tabla 3.8. Requisitos mínimos sobre las profundidades de perforación (AASHTO, 1996)
TIPO DE OBRA PROFUNDIDAD RECOMENDADA
Puentes (Tomado del CCDSP-95)
Cimentaciones
superficiales
Para zapatas rectangulares aisladas de dimensiones L y
B, las perforaciones deben ser llevadas bajo el nivel
previsto para el apoyo de las zapatas, hasta una
profundidad mínima de 2 veces su ancho, si L ≤ 2B,
Si L > 5B, las perforaciones deben ser llevadas bajo el
nivel previsto de fundación hasta una profundidad
mínima de 4 veces el ancho de la zapata.

3-23
Para 2B < L ≤ 5B, la profundidad mínima de perforación
se debe determinar interpolando linealmente entre las
profundidades requeridas para 2B y 5B, bajo el nivel
de fundación.
Cimentaciones
profundas
En suelo, la perforación se debe llevar, como mínimo,
6 metros bajo la punta del pilote o de La cota de
fundación de la pila, o a un mínimo de 2 veces la
máxima dimensión del grupo de pilotes o pilas bajo la
punta, la que sea mayor de las 2.
Para pilotes fundados sobre roca, se debe obtener un
núcleo de roca de al menos 3 metros de espesor bajo
la punta del pilote, para garantizar que la perforación
no concluyó en un canto rodado y que se trata de un
estrato rocoso.
Para pilas soportadas por roca o extendidas dentro de
ella, se debe obtener un núcleo de roca de al menos 3
metros de espesor bajo el sello de fundación de la pila,
o una longitud de roca al menos 3 veces el lado menor
de su fundación, si es aislada, o 2 veces la máxima
dimensión del grupo, la que resulte mayor de estas 2
dimensiones, con el fin de establecer las características
físicas de la roca en la zona de influencia de la
fundación.
Estructuras de contención
Llevar la perforación hasta una profundidad entre 0.75 y 1.5 veces la altura del
muro, por debajo de la cota de cimentación. Donde la estratificación indique
posibles problemas de inestabilidad o de asentamientos, la perforación se
extenderá hasta un estrato duro.
Para cimentaciones profundas, usar el mismo criterio que para fundaciones de
puentes.

3-24
Cortes
Las perforaciones se deben extender 5 metros más abajo de la profundidad
prevista para el corte. La profundidad se debe aumentar si se prevén problemas
de inestabilidad por la presencia de suelos blandos, o donde el fondo del corte
previsto se encuentra por debajo del nivel freático actual, para establecer la cota
a la cual se encuentra el estrato inferior impermeable.
Terraplenes
Las perforaciones se deben llevar hasta una profundidad igual al doble de la
altura del terraplén, a menos que se encuentre un estrato competente a menos
de dicha profundidad. Si se encuentran estratos blandos que pueden generar
problemas de inestabilidad o de asentamientos excesivos, las perforaciones se
deberán extender hasta encontrar un material competente.
Box-culverts
Usar el criterio presentado para los terraplenes.
Otros criterios adicionales, que pueden ser considerados en caso que la Tabla
3.8, no brinde la información solicitada, se refieren a continuación:
a) Cimentaciones Superficiales
La profundidad necesaria, en las situaciones normales en las que la
deformabilidad del terreno disminuye con la profundidad, es tal que al
nivel más profundo, la carga vertical inducida por la cimentación suponga
una pequeña fracción, del orden del 10%, de la presión vertical efectiva
existente antes de hacer la obra.
 Para zapatas de pequeñas dimensiones respecto al espesor de suelos
compresibles (B << zmín), la profundidad de perforación bajo el nivel de
cimentación es:
zmin . [3.1]

3-25
Donde: zmin: profundidad de perforación, en metros (m).
N: Carga total sobre la zapata menos el suelo
excavado para su construcción, en kilo newton
(kN).
No: Carga de referencia, N0=1kN, (kN).
 Para cimentaciones alargadas, en las que la relación entre las
dimensiones mayor y menor está por encima de 2, se puede utilizar la
expresión:
zmin . [3.2]
Donde: zmin: profundidad de la perforación, en metros (m).
M: Carga neta en la cimentación por unidad de
longitud, en kilo Newton por metro (kN/m).
Mo: Carga de referencia, M0= 1 kN/m, m,
(kN/m).
Cuando el nivel freático esté por debajo de la cimentación, la
profundidad mínima de perforación podrá reducirse multiplicando por
el coeficiente reductor:
- .2
z
zmin
≤ . cimentaciones no alargadas [3.3]
- .
z
zmin
≤ . cimentaciones alargadas [3.4]
Donde: : Coeficiente reductor de la profundidad de
perforación para cimentaciones superficiales,
adimensional. Se considera una cimentación
alargada cuando L>>B, y se denominan cimientos
corridos o continuos.

3-26
z: Profundidad del nivel freático bajo el nivel de la
cimentación, en metros (m).
zmin: Profundidad de la exploración, en metros (m).
b) Cimentaciones Profundas
La profundidad de perforación necesaria para estudiar una cimentación
profunda se estima tras considerar tres problemas típicos: el
asentamiento individual del pilote, el asentamiento del grupo pilotes, y el
asentamiento de la cimentación.
Considerando el asentamiento individual del pilote, se recomienda la
ecuación 3.5, que es la profundidad de reconocimiento mínima bajo la
superficie de la placa de empotramiento de los pilotes.
zmin L 5 [3.5]
Donde: zmin: profundidad de la perforación, en metros (m).
L: Longitud del pilote, en metros (m).
: Diámetro del pilote, en metros (m).
La profundidad de perforación por debajo de la placa de empotramiento
de los pilotes es:
zmin L .5 B Pilotes por punta [3.6]
zmin
5
L .5 B Pilotes por fricción [3.7]
Donde: zmin: Profundidad de perforación por debajo de la placa de
empotramiento de los pilotes, en metros (m).
L: Longitud de los pilotes, en metros (m).
B: Ancho del grupo de pilotes, en metros (m).

3-27
Para cubrir los problemas de asentamientos, se utilizarán los criterios
mencionados para las cimentaciones superficiales suponiendo que el plano de
cimentación equivalente está al nivel de la punta, si los pilotes trabajan
fundamentalmente por punta, y a 1/3 de su longitud sobre el plano de las
puntas, si trabajan fundamentalmente por fricción.
c) Estabilidad de taludes de excavación o relleno
Para definir la profundidad de las perforaciones encaminadas a estudiar
problemas de estabilidad de taludes de excavación o relleno hay que
estimar antes la máxima profundidad de los deslizamientos potenciales.
La profundidad de las perforaciones debe alcanzar el nivel estimado del
deslizamiento más profundo, y se puede estimar como la menor de las
siguientes, incluyendo el criterio de la Tabla 3.8:
 Profundidad igual al ancho de la zona de apoyo, para el caso de los
terraplenes, cuando se trata de suelos blandos.
 Hasta encontrar un terreno de resistencia suficiente para garantizar la
estabilidad global.
 Hasta encontrar roca suficientemente sana. Se entiende por roca
“suficientemente sana” aquella cuyo grado de alteración es inferior a
las pautas que brinda el capítulo 4 de este Manual.
d) Estructuras de contención
Para el caso de estructuras de contención se puede seguir la siguiente
pauta: Las perforaciones se sitúan a lo largo de la alineación propuesta
para la estructura de contención, tan cerca como sea posible. Las
perforaciones adicionales se realizan detrás del muro, procurando
ubicarlas dentro del área definida como derecho de vía, u otra área según
lo determine el ingeniero geotecnista, en una distancia suficiente para
definir el perfil del subsuelo, en dirección transversal al muro.
3.3.1.1.2. Número y separación de las perforaciones
La Tabla 3.9 presenta una guía, adaptada de un documento de la FHWA

3-28
(2006), sobre la frecuencia y separación de las perforaciones para diferentes
tipos de exploración geotécnica, la cual que se utiliza como base para
programar los trabajos pertinentes en los estudios a cargo del Instituto
Nacional de Vías, salvo que las características particulares del proyecto
justifiquen su modificación. Las investigaciones subsuperficiales,
independientemente de lo bien planeadas que se encuentren, deben tener la
flexibilidad suficiente para ser ajustadas cada vez que lo exijan las condiciones
que se van encontrando a medida que avanzan las perforaciones.
Tabla 3.9. Guía para definir el número de perforaciones (FHWA, 2006)
TIPO DE OBRA DISTRIBUCIÓN RECOMENDADA
Cimentaciones de
puentes
Para cimentaciones sobre pilas o estribos de 30
metros de ancho o más, ejecutar 2 perforaciones
como mínimo, en cada apoyo.
Para cimentaciones sobre pilas o estribos de
menos de 30 metros de ancho, ejecutar una
perforación como mínimo en cada apoyo.
Considerar la ejecución de perforaciones
adicionales cuando las condiciones
subsuperficiales sean erráticas.
Muros de contención
Se recomienda al menos dos perforaciones por
cada muro de contención. Si el muro es de gran
longitud, la separación entre perforaciones no
deberá exceder de 60 m.
Para los muros de menos de 6 m de altura, las
perforaciones se deben espaciar en un máximo
de 25 m.
Para muros con altura mayor de 6 m, las
perforaciones se deben espaciar en una distancia
máxima de 15 m.
Se debe considerar la ejecución de perforaciones
por fuera del eje del muro para estimar las cargas
laterales y las capacidades de anclaje.

3-29
TIPO DE OBRA DISTRIBUCIÓN RECOMENDADA
Cortes
Es recomendable efectuar una perforación por
cada talud de corte. Para cortes de más de 60
metros de longitud, el espaciamiento entre
perforaciones será entre 60 y 120 metros.
En ubicaciones críticas y cortes de gran altura, se
efectúan al menos 3 perforaciones en sentido
transversal, con el fin de definir correctamente
las condiciones geológicas existentes para los
análisis de estabilidad.
Terraplenes
Usar un criterio similar al recomendado para los
cortes.
Box-culverts
Mínimo una perforación para cada cajón de gran
tamaño. Si el cajón es muy largo y las condiciones
del subsuelo son erráticas, se debe contemplar la
ejecución de perforaciones adicionales.
Los requisitos de exploración específica indicados en las tablas son, como ya
se ha mencionado, una guía inicial para la estimación del número de
perforaciones, por cuanto la separación entre ellas y su profundidad
dependerán de las condiciones prevalecientes en cada proyecto en particular.
En áreas donde los suelos o rocas de fundación sean muy heterogéneos,
donde se presenten estratos de suelos blandos o cuando los requerimientos
de la estructura no estén claramente definidos en el momento de realizar la
exploración de campo, posiblemente sea necesario perforar con más
frecuencia o a mayor profundidad de lo que indican las tablas, con el fin de
tener en cuenta esas incertidumbres y juzgar la consistencia a través de toda
el área.
En áreas lateralmente homogéneas, la ejecución de un alto número de
perforaciones no será necesaria si los resultados de las muestras tomadas son
sistemáticamente similares.
Se debe tener en cuenta que ni siquiera los programas de investigación

3-30
subsuperficial más detallados logran establecer todos los posibles problemas
cuando las condiciones del subsuelo son muy variables. De todos modos, el
objetivo de un buen programa de exploración es reducir el riesgo de dichos
problemas a un mínimo aceptable.
El diseño de las fundaciones típicas para otras estructuras viales de menores
dimensiones, como son las señales de tránsito elevadas, los postes, las
luminarias y las barreras protectoras contra el ruido se basa, principalmente,
en datos sobre la presión lateral admisible y sobre el ángulo de fricción
interna del suelo de fundación, los cuales se establecen a partir del número
de golpes en el ensayo de penetración estándar (SPT), o a través de medidas
efectuadas con penetrómetros portátiles (PPT) que correlacionen con dicho
número de golpes. La Tabla 3.10 presenta algunos requerimientos específicos
sobre la exploración de campo para el diseño de las cimentaciones de este
tipo de estructuras.
Tabla 3.10. Requisitos mínimos sobre la exploración para las cimentaciones de obras
menores (WSDOT, 2011)
TIPO DE OBRA REQUISITOS DE LA EXPLORACIÓN DE CAMPO
Señales de tránsito
elevadas, postes y
luminarias
Se requiere únicamente una inspección general,
si la estructura se va a cimentar en un terraplén o
pedraplén construido de acuerdo con los
Artículos 220 y 221 de las Especificaciones
Generales de Construcción de Carreteras del
INVIAS. En caso contrario, las condiciones del
subsuelo se establecen mediante ensayos SPT o
PPT, complementados con barrenos manuales
hasta una profundidad igual a la máxima prevista
para la cimentación más 0.60 a 1.50 metros
Barreras protectoras
contra el ruido
Si su longitud es menor de 30 metros, la
exploración se realiza en el punto medio de su
alineamiento y en correspondencia con la
ubicación prevista para la cara externa de la
barrera. Para longitudes mayores, la separación
entre puntos de exploración deberá oscilar entre
60 y 120 metros, dependiendo de la uniformidad
de las características del subsuelo. Se realiza al
menos un ensayo en vecindades del sitio que se

3-31
TIPO DE OBRA REQUISITOS DE LA EXPLORACIÓN DE CAMPO
considere más crítico desde el punto de vista de
la estabilidad.
Si la barrera se va a construir en un talud, se
deberá realizar un barreno por fuera de los
límites de ésta, para estudiar la estabilidad del
conjunto talud-barrera.
Las perforaciones se realizan en puntos seleccionados donde la información
que se consiga sea del mayor interés y, además, aprovechar su ejecución para
obtener de estos puntos el mayor número de datos posible.
Atendiendo a este último aspecto se recomienda especificar, para la
realización de las perforaciones, la obtención de la información mínima que
se debe incluirse en el volumen de geotecnia correspondiente, dentro de las
solicitudes que los requerimientos técnicos de los términos de referencia u
otro documento que el Instituto Nacional de Vías solicite:
 Fechas de realización y datos de identificación de la perforación y del
perforador o firma perforadora que lo realiza.
 Coordenadas y cota del inicio de la perforación.
 Registro de campo donde figuren el equipo empleado, el procedimiento y
los ritmos de avance, las profundidades donde se han tomado muestras o
realizado ensayos (sondeos), los tramos y tipo y tamaño del encamisado,
así como cualquier incidencia de interés, tales como la pérdida del caudal
de agua de perforación, niveles de agua, caídas o desprendimientos de la
pared de la perforación, etc. A estos efectos se indica que existen equipos
de perforación con registro automático de algunos de estos parámetros,
cuya utilización es recomendable.
 Caja portatestigos que cumpla con las Normas de Ensayos de materiales
para carreteras del INVIAS donde, además de identificarse la perforación
correspondiente, se marquen con números claramente visibles las
profundidades inicial y final del testigo de cada maniobra.

3-32
 Fotografías a color del frente de las cajas de testigos de manera que se
aprecien bien los detalles del terreno en cada caja. En ocasiones puede ser
conveniente la realización de fotografías de detalle de ciertos testigos
aislados.
 Columna litológica, realizada por un geólogo o por el especialista en
geotecnia, en la que, con ayuda gráfica, se recoja la descripción del
terreno en cada nivel, los parámetros de avance de la perforación, la
ubicación de muestras y ensayos, la situación del nivel freático en la
perforación y el porcentaje de testigo recuperado, de acuerdo con los
requisitos de calidad que se exponen en el capítulo 4 de este Manual.
Dependiendo del tipo de terreno y del reconocimiento realizado, se
determina incluir en estas columnas litológicas otros detalles de interés
particular.
Todo programa de investigación subsuperficial contiene un plano de
localización y un conjunto de especificaciones técnicas para definir y
comunicar claramente el trabajo por realizar. El plano incluye, mínimo, la
localización del proyecto, detalles generales tales como las vías y corrientes
de agua, las estructuras existentes, el tipo de vegetación, curvas de nivel a
intervalos apropiados, la localización de las estructuras por diseñar, la de las
perforaciones propuestas y la de los piezómetros y demás instrumentos
auxiliares de control. Incluye, también, una tabla con las profundidades
propuestas para cada perforación de exploración y para cada piezómetro
previsto.
La ubicación de las perforaciones está ligada con la de referencias fijas con
una aproximación de ±1 metro en la mayoría de los proyectos. Los sistemas
de posicionamiento global son particularmente útiles en la precisión de los
puntos de perforación. Un BM de referencia debería aparecer en los mapas
del lugar y en los planos topográficos. Si no es así, se establece un BM
temporal a partir de un rasgo más o menos permanente (por ejemplo, una
intersección vial, un pozo de inspección o una estructura existente). Dicho BM
deberá permanecer intacto durante las futuras operaciones de construcción.
Las especificaciones técnicas del plan de exploración describen claramente los
trabajos que se pretenden ejecutar, incluyendo una descripción de los
materiales, equipos y procedimientos a ser empleados para las perforaciones,
el muestreo y demás actividades, las cuales es deseable que se encuentren

3-33
cobijadas por normas reconocidas; en el Capítulo 3 del Manual on Subsurface
Investigations, Publication (FHWA, 2001), se describen con gran detalle los
equipos y procedimientos corrientemente utilizados para la perforación y
muestreo de suelos y rocas. A manera de ilustración, la Tabla 3.11 presenta
una lista de las normas usuales para la investigación de campo, las cuales
deben ser aplicadas a la letra, por cuanto la introducción de alteraciones
durante la ejecución de los trabajos de exploración o la improvisación de
técnicas propias de investigación, conduce a resultados erróneos cuyas
consecuencias son serias en el momento de interpretar los datos obtenidos.
Tabla 3.11. Normas de uso corriente en las investigaciones de campo (Elaboración propia)
NORMA TÍTULO
ASTM INV MÉTODOS DE PERFORACIÓN CON FINES GEOTÉCNICOS
D1452 -
Investigación y muestreo de suelos por perforaciones con
barrenos helicoidales
D2113 E108
Perforación con brocas y muestreo para investigaciones en el
sitio
D4700 -
Métodos generales para barrenado, perforación e
investigación en el sitio
D5876 -
Uso de métodos de perforación rotatoria directa con avance de
revestimiento y sistema wireline para exploración
geoambiental y para la instalación de dispositivos de
monitoreo de la calidad del agua subterránea
D6151 -
Uso de barrenos de tornillo de vástago hueco para exploración
geotécnica y muestreo de suelos
Muestreo de materiales subsuperficiales
D420 E101 Investigación de suelos y rocas para propósitos de ingeniería
D1586 E111
Ensayo de penetración normal (STP) y muestreo de suelos con
tubo partido
D1587 E105
Obtención de muestras para probetas de ensayo mediante
tubos de pared delgada
D3550 E-109
Muestreo de suelos mediante tubo con camisa interior de
anillos
D4823 - Muestreo de sedimentos sumergidos no consolidados
Métodos de identificación de suelos y rocas
C294 - Terminología y definición de constituyentes de los agregados

3-34
NORMA TÍTULO
ASTM INV MÉTODOS DE PERFORACIÓN CON FINES GEOTÉCNICOS
minerales naturales
D2488 E102
Descripción e identificación de suelos (procedimiento visual y
manual)
Manejo de muestras
D4220 E103 Conservación y transporte de muestras de suelos
D5079 - Conservación y transporte de núcleos de roca
Ensayos in-situ
D1586 E111
Ensayo de penetración normal (STP) y muestreo de suelos con
tubo partido
D2573 E170
Ensayo de corte sobre suelos cohesivos en el terreno usando la
veleta
D3441 Ensayo de penetración con el cono mecánico (CPT)
D4428 - étodo “cross-hole” para ensayo sísmico
D4544 - Estimación del espesor de un depósito de turba
D4719 - Ensayo presiométrico sobre suelos
D5777 -
Método de refracción sísmica para la investigación
subsuperficial
D5778 -
Ensayo de suelos mediante el método del cono electrónico de
fricción y el piezocono
D6635 - Ensayo del dilatómetro de placa plana sobre suelos
G57 -
Medida de la resistividad de los suelos en el terreno utilizando
el método de 4 electrodos de Wenner
Monitoreo del nivel freático
D4044 -
Prueba in situ de cambio instantáneo en la carga hidráulica con
el fin de determinar las propiedades hidráulicas de acuíferos
D4750 -
Determinación de los niveles de líquidos subsuperficiales en
una perforación o en un pozo de observación
D5092 -
Diseño e instalación de pozos para el monitoreo del nivel de
agua subterránea
Instalación de inclinómetros
D6230 -
Monitoreo de movimientos del terreno utilizando
inclinómetros tipo sonda

3-35
La comunicación fluida entre el especialista geotécnico y el inspector de
perforación durante los trabajos de exploración es crucial. El inspector debe
ser informado sobre las condiciones que el ingeniero espera encontrar en el
subsuelo y debe contactarlo si se presentan cambios significativos en relación
con lo previsto. Es posible que se requieran ajustar los intervalos de las
perforaciones o su profundidad, así como adicionar perforaciones si las
condiciones del subsuelo varían mucho en relación con lo esperado. Si resulta
aparente que tales cambios afectan el cronograma o el presupuesto, es
necesario contactar la dirección del proyecto y acordar las acciones a seguir,
pero sin afectar el avance del equipo de trabajo en el campo.
El grupo que va a trabajar en el campo es informado con anticipación sobre la
manera de llegar al sitio, así como sobre las condiciones climáticas y las
facilidades existentes para su instalación y para su seguridad. También, se les
hace saber cuál es el equipo a emplear y dónde perforar, con el fin de que su
tiempo se aproveche efectuando las perforaciones y no haciendo
requerimientos de equipo adicional.
Algunos de los puntos que el especialista geotécnico deja muy claros al grupo
de trabajo antes de comenzar la exploración, son los siguientes:
 Tipo de exploración requerida.
 Tipos y cantidad de equipos necesarios.
 Localización de las perforaciones.
 Secuencia de las perforaciones para permitir ajustes en el plan. Por
ejemplo, las exploraciones en puntos donde las condiciones del subsuelo
son completamente desconocidas o donde se prevé la presencia de suelos
difíciles de manejar, deben ser las primeras en ejecutar para permitir el
ajuste en los intervalos de perforación o definir la necesidad de
perforaciones adicionales.
 Condiciones esperadas de suelos y rocas. Si se dispone de registros sobre
exploraciones realizadas en puntos cercanos, se adjuntan.
 Intervalos de muestreo y tipos de muestras a ser obtenidas.

3-36
 Instrumentación y procedimientos para su instalación.
 Criterios generales para definir el instante de concluir las perforaciones
(profundidad, rechazo, espesor de la capa portante, etc.).
3.3.2. Exploración Geotécnica
3.3.2.1. Generalidades
La meta principal de un Plan de exploración del subsuelo es recolectar en el
sitio del proyecto tanta información como sea posible, mediante un uso
eficiente del personal y del equipo de perforación. El propósito de las
perforaciones es adquirir conocimiento sobre el perfil de los suelos y de la
roca, recolectar muestras para ensayar en el laboratorio, establecer la
posición del nivel freático y realizar o contribuir en la ejecución de ensayos en
el terreno.
En el registro de la exploración de campo, el inspector deja constancia de
todas las observaciones relacionadas con el perfil de las muestras obtenidas
durante la operación de los equipos de perforación, de los resultados de los
ensayos efectuados en el terreno, y de cualquier comentario que el inspector
considere sea de interés para el ingeniero. Esta información, junto con las
cargas suministradas por el especialista estructural, es analizada por el
especialista geotécnico en el momento de definir el tipo de cimentación y
elaborar su diseño.
3.3.2.2. Exploración del subsuelo
La fuente de información más importante de una investigación para el diseño
de la fundación la constituyen los resultados obtenidos con motivo de la
exploración del subsuelo en el sitio previsto para la construcción de la
estructura. Adicionalmente, La determinación de la distribución de las capas
de suelo y roca existentes, el establecimiento de sus tipos y calidades, la
capacidad de respuesta en los niveles previstos para la cimentación, y la
posición del nivel de agua subterránea, brindan al especialista geotécnico el
panorama que requiere para el diseño de la cimentación.
Toda dificultad o cambio de ritmo en el avance de la perforación debe ser
anotada pues contribuye en la estimación de las propiedades mecánicas y la

3-37
resistencia de las capas de suelo y de roca. Cualquier nivel freático detectado
durante las perforaciones debe citarse, indicando su posición y definiendo si
es estático o si se encuentra en condición artesiana.
3.3.2.2.1. Clasificación de las perforaciones
a) Apiques
Este método de exploración permite la observación directa del terreno, la
toma de muestras, y la realización de ensayos in situ. Pueden realizarse
manualmente o con retroexcavadora.
La sección mínima recomendada es de 0,80 m por 1,00 m (Figura 3.4), a fin
de permitir una adecuada inspección de las paredes. Se deja al menos una
de las paredes lo menos remoldeada y contaminada posible, de modo que
represente fielmente el perfil estratigráfico del pozo. En cada apique se
realiza una descripción visual o un registro de la estratigrafía
comprometida.
Figura 3.4. Apique. Sección típica
b) Barrenos
Los barrenos consisten en un conjunto de tubos, rígidamente
empalmados, cuyo rendimiento puede variar según el tipo del terreno, sin
embargo de manera orientativa, el avance puede estar entre 5 a 15
m/día/turno.
La profundidad de perforación de la barrena puede llegar a los 10 m, en
general el uso de este tipo de perforaciones está dado para profundidades

3-38
máximo de 10 m en suelos blandos y de 4 a 6 m en suelos duros.
Las barrenas helicoidales se utilizan en terrenos sedimentarios blandos o
gravas no cementadas.
Existen barrenas de varios tipos, según se ilustra en la Figura 3.5.
Figura 3.5. Tipos de barrenas helicoidales (PÉREZ ALAMA, s.f.)
c) Trincheras
Al igual que los apiques, las trincheras son excavaciones de poca
profundidad, con un ancho relativamente pequeño, aproximadamente
entre 0,8 m y 1,5 m (dependiendo de las dimensiones del equipo de
excavación, usualmente la cuchara de una retroexcavadora), pero a
diferencia de los apiques la dimensión longitudinal de la trinchera es
mucho mayor, su extensión de determina según el objeto que se desea
estudiar.
El uso de la trinchera es recomendable en el caso de la evaluación de un
movimiento en masa, en el cual se desea estudiar la geometría de la
Barrena de hèlice. se
utiliza
en terrenos arcillosos,
arenas
compactas y arena
con grava
Barrena en espiral. Se
emplea en arenas
consideradas como
compactas. También es
conocida como
barrena de cola de
pescado.
Barrena en espiral. es
utilizada tambien para
arenas compactas. En
este caso, la espiral es
de diametro mas
pequeño y uniforme.
Barrena cilindrica. Se utiliza
con frecuencia en suelos de
arena y tierra arcillosa.
Tambien es recomendable
para suelos de arcilla seca.
Las barrenas de espiral
plana se utilizan para
atacar terrenos formados
por arcillas , arenas
compactas o gravas.
Roscadeacoplamientoparaelsiguientetramo

3-39
corona del cuerpo del movimiento. Otro caso usual, es la evaluación de la
variación horizontal de los depósitos. En cualquier caso, es posible la toma
de muestras alteradas e inalteradas de las caras de la trinchera; la muestra
en este tipo de exploración comúnmente es la tipo bloque 3.3.2.2.3. Otros
métodos para tomar muestras), que puede ser tomada tanto del fondo
como de las paredes de la trinchera.
d) Pozos y zanjas de exploración
Es posible tomar muestras inalteradas en el fondo y paredes de estas
excavaciones, aunque se recomienda que, en el documento que se
redacte para planificar el reconocimiento geotécnico y que ha de servir de
guía a estos trabajos, se prohíba expresamente la toma manual de
muestras, con personal trabajando a más de un metro de profundidad,
salvo que la excavación esté debidamente entibada; los accidentes en este
tipo de prospecciones son frecuentes y peligrosos.
Para documentar la ejecución de estas excavaciones se recomienda
dibujar un croquis en planta, en el que se refleje su situación y se indiquen
sus coordenadas, hacer una descripción de los materiales excavados y de
los que aparecen en el fondo de la excavación con la ayuda de dibujos y
fotografías adecuados, señalar la situación del nivel freático y anotar la
relación de muestras tomadas y ensayos in situ que se hayan podido
realizar.
e) Perforaciones mecánicas
En las Tablas 3.12, 3.13 y 3.14, en forma resumida se presentan los
diferentes métodos de exploración, procedimientos tipo de muestra a
recuperar, aplicaciones y limitaciones de cada uno de estos.

3-40
Tabla 3.12. Métodos de perforación en suelos y rocas blandas (FHWA, 2006)
MÉTODO PROCEDIMIENTO APLICACIONES LIMITACIONES
Perforación con
taladro.
Se perfora en condiciones
secas con la energía de la
mano de obra o del motor del
taladro; las muestras son
recuperadas del taladro.
En suelos y rocas; para
identificar unidades
geológicas y contenido de
agua sobre el nivel
freático.
Se destruye la
estratificación del suelo y
la roca, muestreo
mezclado con agua bajo
el nivel freático.
Perforación con
taladro hueco.
La perforación avanza por el
taladro de vástago hueco.
Utilizado típicamente en
los suelos que requieren
mantener abierto el
sondeo para el muestreo.
El muestreo es limitado
para gravas de gran
tamaño; es difícil
mantener el equilibrio
hidrostático bajo el nivel
freático.
Perforación con
lavado.
Se perfora y se aplica un
chorro fuerte de suelo; los
cortes se remueven por el
fluido circulante y se
descargan con suavidad en el
recipiente de decantación.
Para materiales cohesivos
firmes y granulares de
grano fino a grueso.
El material grueso tiende
a sedimentarse en la
parte inferior del
agujero; no debe ser
utilizado por encima del
nivel freático donde se
deseen muestras
inalteradas.
Perforación con
percusión –
Prueba con
martillo Becker
(BPT).
La perforación avanza usando
el martillo diesel doble para
penetrar 168 mm.
Utilizado típicamente en
suelos con grava y
guijarros; el encamisado es
ampliable si se desea un
muestreo de los materiales
La fricción del
encamisado dificulta el
ensayo.
Excavación con
tenazas
(Cuchara de
retroexcavadora).
Se avanza de 0.6 a 1.2 m de
profundidad con los dientes
de corte. En la terminación de
cada avance, el material de la
excavación se recupera y el
suelo se vacía sobre el
terreno.
Aplicable para suelos por
encima del nivel freático;
se puede cavar en suelos
duros y puede penetrar
suelos con guijarros y
cantos rodados si está
equipado adecuadamente.
No aplicable en arenas
limpias; Se utiliza para
obtener volúmenes
grandes de muestras
alteradas y donde sea
necesario incorporar un
taladro para hacer
observaciones.

3-41
Tabla 3.13. Métodos de perforación en roca (FHWA, 2006)
MÉTODO PROCEDIMIENTO
TIPO DE
MUESTRA
APLICACIONES LIMITACIONES
Rotación
en roca
(ASTM D
2113)
El tubo externo con diamante
(o el carburo de tungsteno)
corta la roca para poder
perforar; el núcleo de roca se
protege por un tubo interno
estacionario; los cortes se
limpian con un chorro de
agua hacia arriba
Cilindro de
diámetro de 1 a 4
plg (25 a 100 mm)
y de largo de 10
pies (3 m).
El tamaño
estándar de un
núcleo es de 2
1/8 plg de
diámetro (54
mm)
Para obtener un núcleo
continuo en roca (el
porcentaje del núcleo
recuperado depende de
las fracturas, de la
variabilidad de la roca,
del equipo, y de la
habilidad de los
perforadores)
Pérdida de núcleos en
roca fracturada o
variable; obstrucción de
la perforación en roca
gravemente fracturada;
inmersión de lecho y
empalme evidente pero
no ajustado
Rotación
en roca con
línea guía
Igual al anterior, pero con
una tubería interna inmóvil
Cilindro de roca
de diámetro de 1
1/8 a 3 3/8 de
pulgada (28 a 85
mm) y largo de 5
a 10 pies (1.5 a 3
m)
Para recuperar un mejor
núcleo en roca
fracturada para obtener
un ciclo mucho más
rápido de recuperación
del núcleo y reinicio de la
perforación en sondeos
profundos
Pérdida de núcleos en
roca fracturada o
variable; obstrucción de
la perforación en roca
gravemente fracturada;
inmersión de lecho y
empalme evidente pero
no ajustado
Rotación
en
arcillolita
expansiva,
roca blanda
Similar a la rotación en roca,
el núcleo expansivo es
contenido por un tercer
elemento interno de plástico
Cilindro de suelo
de diámetro de 1
1/8 a 3 3/8 de
pulgada (28 a 85
mm) y largo de 2
a 5 pies (0.6 a 1.5
m), protegida por
un tubo plástico
En suelos o rocas blandas
que se pueden expandir
o desintegrar
rápidamente con el aire
(protegidas por un tubo
de plástico)
Muestra muy pequeña;
equipos más complejos
que en otras técnicas de
muestreo para suelos
Tabla 3.14. Otros métodos de exploración (FHWA, 2006)
MÉTODO PROCEDIMIENTO
TIPO DE
MUESTRA
APLICACIONES LIMITACIONES
Cámara de
perforación
Se revisa el interior del
sondeo de la perforación con
una fotografía circular o un
scan
Ninguna muestra,
pero si hay una
representación
visual del
material.
Para examinar la
estratificación, las
fracturas, y las
cavidades en paredes
del sondeo.
Es mejor que se utilice
por encima del nivel
freático, o cuando se
requiera por debajo del
nivel freático, el sondeo
puede ser estabilizado
con agua.
Rotación o
cable
taladro
Cortador dentado que rota o
cincel que golpea y rompe Pulverizada
Para penetrar cantos
rodados, gravas gruesas;
para identificar dureza o
rata de perforación
Identificación difícil de
suelo o roca
Método de
percusión
(Martillo
hammer o
martillo de
aire)
Perforación usando impacto;
los cortes son removidos por
aire comprimido
Polvo de roca
Para rocas, contactos
blandos o cavidades en
la roca.
El taladro se tapa por el
suelo húmedo

3-42
3.3.2.2.2. Exploración geofísica
La geo-resistividad eléctrica, la refracción sísmica y las imágenes de geo-radar
son valiosas metodologías que bien combinadas permiten zonificar
adecuadamente el subsuelo e identificar áreas cavernosas (Figura 3.6),
depósitos arcillosos, lentes o lechos de gravas y arenas, profundidad hasta la
roca base, rocas de pobre calidad, grado de desgarrabilidad de la roca,
módulo de Young (dinámico), relación de Poisson, módulo de rigidez,
coeficiente sísmico, vías de flujos subterráneos erosivos o disolventes, etc.,
etc.
Figura 3.6. Imagen de una zona cavernosa (DE LEÓN, s.f.)
Los métodos geofísicos tienen su campo de aplicación más idóneo cuando es
necesario investigar, de un modo rápido y económico, áreas extensas o
alineaciones de gran longitud, sin embargo para el caso de exploración
geotécnica, los métodos geofísicos sólo son complementarios, y en ningún
caso serán válidos como exploración del suelo.
En la Tabla 3.15 se presenta un resumen de las características de algunos de
los métodos geofísicos de exploración.
Tabla 3.15. Métodos de exploración geofísica (FHWA, 2006)
Gravimétrico
El campo gravitacional de
la tierra se mide en
superficie
 Identificación de grandes
zonas de vacío.
 Identificación de objetos
grandes que poseen
densidades inusualmente
altas o bajas.
 Los resultados no son
únicos (más de una
condición sub-superficial
puede dar el mismo
resultado).
 Delimitar zonas de relleno
o terrenos no consolidados
 Es una herramienta de
reconocimiento inicial; las
aplicaciones en ingeniería

3-43
geotécnica son limitadas.
Magnético
El campo magnético de la
tierra se mide en
superficie
 Identificación de
materiales ferrosos.
 Identificación de suelo o
rocas que contienen gran
cantidad de minerales
magnéticos
 Los resultados no son
únicos (más de una
condición sub-superficial
puede dar el mismo
resultado).
 Es una herramienta de
reconocimiento inicial; las
aplicaciones en ingeniería
geotécnica son limitadas.
Sísmico
Consistente en la
evaluación del registro de
eco reflejado por el
terreno a ondas de
presión generadas en
superficie
 Geología: Determinación
de espesores de
recubrimiento, cambios
laterales, fracturas,
forma aproximada de los
lechos rocosos, etc.
 Geotecnia:
Determinación del
espesor de la zona
alterada del sustrato y
determinación del
módulo de deformación
(E). Su aplicación más
clara, en cimentaciones,
es la determinación del
espesor de suelos que
cubren una formación
rocosa; sedimentos
aluviales de un valle.
Permite caracterizar con
detalle el
comportamiento
dinámico del terreno, y
es especialmente útil
para cálculos dinámicos y
sísmicos.
 Sísmica de refracción,
dependiendo de la señal
cubre unos 40-50 m de
profundidad máxima. Es
la más utilizada en
geotecnia.
 Sísmica de reflexión: Para
ondas reflejadas. Aunque
tiene gran capacidad de
penetración la parte
superficial no se detecta,
por lo que su utilidad en
geotecnia es limitada.

3-44
Eléctrico
Consiste en medir las
características de la
corriente generada
dentro del terreno al
aplicar una diferencia de
potencial entre dos
puntos de la superficie
 La interpretación de los
datos permite hacer
mapas de la resistividad
del suelo en profundidad.
Con los dispositivos
usuales, se pueden
alcanzar profundidades
de 20 a 30 m.
 Se miden las propiedades
eléctricas de las rocas y
suelos, y del agua que
rellena sus poros como:
resistividad,
conductividad, actividad
electroquímica,
constante dieléctrica.
Geotérmico
 Útil para complementar
el mapeo hecho por
imágenes en el infrarrojo,
con lo cual se obtiene un
mapa con las anomalías
de temperatura
superficial y a varias
profundidades.
 Puede considerarse para
el caso de cimentaciones
profundas, donde estas
puedan verse afectadas
por las altas
temperaturas, y generen
deformaciones o
asentamientos de la
estructura, pero debido a
la fluencia de los
materiales de la
cimentación
Radioactivo
 Su aplicación en
ingeniería de
cimentaciones, no es
directa, pero la
localización de elementos
radiactivos permite la
identificación de los
diferentes tipos de rocas

3-45
Métodos nucleares cercanos a la superficie (densímetro nuclear)
Contenido de
humedad con
neutrones
El instrumento se ubica
sobre el terreno y los
neutrones son emitidos
dentro del suelo. Los
neutrones que retornan
son relacionados con el
contenido de humedad
del terreno (los átomos
de hidrógeno decrecen,
la energía de los
neutrones es registrada
por el sensor).
 Estima el contenido de
agua en un suelo
compactado.
 Estima el contenido de
asfalto en concreto
asfáltico.
 Puede ser cuantitativo si
ha sido calibrado
adecuadamente a las
condiciones de sitio.
 Profundidad de
exploración limitada
(pocos centímetros, entre
5 y 30 cm).
 Posible riesgo para la salud
y la seguridad si el operario
no está bien entrenado.
 Se detectan iones de
hidrógeno (ej. Gas, arcilla)
en estratos que no
contengan agua.
Densidad
Gamma
El instrumento se ubica
sobre el terreno y la
radiación gamma es
emitida dentro del suelo.
La energía gamma que
retorna es una función de
la densidad del material
(los materiales más
densos absorben más
energía gamma, la
energía es registrada por
el sensor).
 Estima la densidad del
suelo o el concreto
asfáltico.
 Profundidad de
exploración limitada
(pocos centímetros, entre
5 y 30 cm).
 La profundidad de
exploración se limita si el
equipo no puede penetrar
el material.
Métodos con perforación
Crosshole /
Downhole
La fuente de energía y los
geófonos son ubicados en
las perforaciones y/o
sobre la superficie; los
tiempos de recorrido del
intervalo se convierten
en velocidad de onda
sísmica en función de la
profundidad en la
perforación
 Medición de las
velocidades de onda para
análisis de respuesta
sísmica del sitio.
 Profundidad hasta el
nivel freático.
 Correlación de unidades
litológicas con una
superficie sísmica.
 Identificación de estratos
delgados en profundidad.
 Permite obtener perfiles
de las velocidades en
profundidades de 30 m a
60 m.
 Requiere de uno o más
sondeos y equipo de
soporte en campo
significativo.

3-46
Registro de
suspensión
El equipo de campo es
ubicado en un fluido que
llena una perforación y es
usado para medir las
velocidades de las ondas
P (de compresión) y las
ondas S (de corte) en el
suelo o roca alrededor.
 Medición de las
velocidades de onda para
análisis de respuesta
sísmica del sitio.
 Correlación de unidades
litológicas con una
superficie sísmica.
 Requiere de perforación y
equipo de soporte en
campo significativo.
 El sondeo debe ser llenado
con el fluido.
Registro eléctrico
El instrumento de campo
se coloca en una
perforación. Los campos
eléctricos o
electromagnéticos se
aplican directamente, se
inducen en el suelo o
roca circundante y se
mide la resistencia
eléctrica
 Estima la porosidad o
permeabilidad del suelo
o roca.
 Identificación de fuentes
de contaminación
inorgánica o intrusión de
agua salada.
delgados en profundidad
significativo equipo de
soporte en campo, el cual
puede ser ampliado.
 Generalmente no se puede
usar en un sondeo sellado.
 Puede requerir fluido para
llenar la perforación
 Los resultados pueden ser
dependientes de la
salinidad del lodo de
perforación
Registro nuclear
se coloca en una
perforación. El suelo o
roca circundante es
irradiado con partículas
de neutrones y/o energía
gamma. La energía y los
neutrones que regresan
al equipo, son medidos y
se relacionan con la
densidad, porosidad y
tipo de fluido de los
poros del material
analizado.
 Estima el tipo de roca o
suelo, densidad
porosidad y densidad del
fluido de poros.
delgados en profundidad
campo significativo, el cual
puede ser ampliable.

3-47
Registro de la
litología
se coloca en una
perforación;
naturalmente ocurren
campos eléctricos y
niveles de radiación que
son medidos y
relacionados con el tipo
de suelo o roca.
 Clasificación del tipo de
suelo o roca.
campo significativo, el cual
puede ser ampliable.
 Puede requerir fluido para
llenar la perforación.
 Los resultados pueden ser
dependientes de la
salinidad del lodo de
perforación y/o de las
condiciones específicas del
sitio.
Otras técnicas
Sondeos
Magnetotelúricos
SMT
Se miden las diferencias
de potencial de las
corrientes telúricas que
se originan en el campo
geomagnético
 Detección de Fallas,
Contactos y Buzamientos,
Cuerpos Conductivos,
Cavidades y Acuíferos.
 No necesitan fuente, pero
es necesario que haya
fluctuaciones en el campo
geomagnético para
obtener buenos
resultados.
Geo-radar o
Ground
Penetrating
Radar (GPR)
Es un método que utiliza
fuentes de corriente
alterna donde se obtiene
información mediante la
reflexión de ondas
electromagnéticas de alta
frecuencia 100 KHz a 800
MHz.
 Su ventaja es el alto
grado de resolución
detectándose cuerpos
pequeños difícilmente
localizables con otros
métodos.
 Determinación de la
presencia de zonas
saturadas, ayudan a
conocer la geometría del
acuífero, permite
detectar desde la
armadura en el hormigón
hasta huecos kársticos en
la parte más superficial,
pasando por toda clase
de tuberías,
conducciones, capas de
afirmado, gravas,
arqueología, etc.
 Limitado el alcance de
penetración por las altas
frecuencias

3-48
3.3.2.2.3. Toma de muestras
La recuperación de muestras representativas para su ensayo en el laboratorio
y la ejecución de pruebas en el terreno son dos de los aspectos primordiales
del programa de exploración. Las muestras de suelos se dividen en dos clases:
alteradas e inalteradas. Las primeras se utilizan principalmente con fines de
identificación y de clasificación, mientras las segundas se emplean de
preferencia en la ejecución de pruebas de resistencia y de consolidación.
La toma de muestras más usual en los reconocimientos geotécnicos se realiza
en las perforaciones mediante tomamuestras específicos adaptados al tipo de
terreno.
El procedimiento debe quedar documentado indicando, para cada muestra o
grupo de muestras, su procedencia (perforación, apique o alguna información
de referencia, como coordenadas conocidas), la columna litológica
correspondiente al lugar donde se hace la toma, la indicación expresa de su
profundidad, la posición del nivel freático en el lugar donde se tomó la
muestra, así como cualquier observación que el técnico responsable crea
oportuna.
Ya que las muestras se toman para hacer ensayos de laboratorio, la
programación del número de ellas y su ubicación sólo deberá definirse tras
considerar los ensayos que resulten necesarios para analizar los problemas
objeto del informe geotécnico, en los literales A.2.4.3, H.3.2.4.B, y H.3.3.1 de
la NSR-10, se dan algunos criterios para definir las muestras a tomar.
En los procedimientos de muestreo se requiere la aplicación de las normas de
ensayos INV E-101, E-102, E-103, E-105, E-108, E-111, E-201 y E-202 /07.
En la Tabla 3.16 se presentan, de manera resumida, características de algunos
muestreadores que toman muestras alteradas.

3-49
Tabla 3.16. Muestreadores comunes para la toma de muestras alteradas de suelo (FHWA,
2006)
MUESTREADOR
DIMENSIONE
S TÍPICAS
SUELOS EN LOS QUE SE
PUEDEN OBTENER LOS
MEJORES RESULTADOS
MÉTODO DE
PENETRACIÓN
CAUSA DE POCA
RECUPERACIÓN
OBSERVACIONES
Tubo partido
Las estándar
son: diámetro
exterior de 50
mm, e
interior de 35
mm.
Todos los suelos más
finos que el tamaño de
una grava que permita el
muestreo; las gravas
invalidan los datos
tomados; un retenedor
de suelo puede ser
requerido en suelos
granulares.
Golpes con
martillo de 64
kg
Grava que se
encuentre en
bloque
Una prueba SPT
puede ser
desarrollada; son
muestras altamente
alteradas.
Broca helicoidal
El diámetro
oscila entre
75 a 400 mm;
la
profundidad
de
penetración
puede llegar
hasta los 15
m
Principalmente suelo
sobre el nivel freático;
no penetrará en suelos
duros o con contenido
de guijarros o cantos
rodados.
Rotación
Suelos duros,
guijarros, cantos
rodados
Método para la
determinación del
perfil estratigráfico,
se pueden obtener
muestras en bolsa;
se registra el tipo de
muestra y la
profundidad de la
toma; hay necesidad
de explicar el
tiempo de retraso
entre la penetración
y la llegada de la
muestra a la
superficie, reducir al
mínimo errores en la
estimación de la
profundidad de la
muestra
Taladro de disco
Diámetro
hasta de1 m;
tiene
generalmente
una
penetración
máxima en
profundidad
de 8 m
Tenazas
(Taladro
bucket)
Ancho hasta
de 1.2 m con
largos
variables: si
se utilizan
extensiones;
son posibles
profundidade
s de hasta
25m.
Principalmente suelo
sobre el nivel freático;
puede penetrar en
suelos duros y con
contenido de guijarros o
cantos rodados, además
se pueden tomar
muestras en roca si el
equipo es adecuado
Rotación
Suelo muy difícil
de penetrar
Varios tipos de
tenazas están
disponibles,
incluyendo algunas
con dientes ripper y
con herramientas de
corte; el progreso es
lento cuando se
utilizan las
extensiones
Taladro de
prueba de
muestras
grandes
(Large
penetration test
-LPT)
Diámetro
interior de 50
a 75 mm, y
exterior de 63
a 89 mm (ej:
Muestreador
converse,
muestreador
california)
En arenas a suelos
gravosos
Golpes con
martillo de 160
kg
Gravas de gran
tamaño, guijarros
y cantos rodados
La muestra está
intacta pero muy
alterada; la
resistencia puede
ser registrada
durante la
penetración, pero
no es equivalente al
valor N del SPT, y es
más variable debido
a que el equipo y el
método no son
estándar.

3-50
En la Tabla 3.17 se presentan, de manera resumida, características de algunos
muestreadores que toman muestras inalteradas.
Tabla 3.17. Muestreadores comunes para la toma de muestras inalteradas de suelo y roca
(FHWA, 2006)
MUESTREADOR
DIMENSIONES
TÍPICAS
SUELOS EN LOS
QUE SE PUEDEN
OBTENER LOS
MEJORES
RESULTADOS
MÉTODO DE
PENETRACIÓN
CAUSA DE POCA
RECUPERACIÓN
OBSERVACIONES
Tubo Shelby
El más común
tiene 76 m de
diámetro
externo y 73 de
diámetro
interno; pero
están
disponibles con
diámetro
externo desde
50 a 127 mm; la
longitud
estándar es de
760 mm.
Suelos cohesivos
de grano fino o
suelo blandos;
suelos gravosos o
muy duros
deformarán el
tubo.
Presión con
movimiento
relativamente
rápido; se
puede usar
cuidadosament
e martillo pero
este inducirá
perturbación
adicional
Presión errática
aplicada durante
el muestreo,
martilleo,
partículas de
grava, prensar el
borde del tubo,
suelo incorrecto
para el muestreo,
penetrar el tubo
más del 80% de la
longitud de este.
El dispositivo más
simple para las
muestras inalteradas;
la perforación debe
estar limpia antes de
que se baje el
muestreador; poca
área inútil en el
muestreo; no es
conveniente para
suelos duros, densos o
gravosos
Pistón
estacionario
Tiene 76 m de
diámetro
externo;
disponibles con
diámetro
externo desde
50 a 127 mm; la
longitud
estándar es de
760 mm.
Arcillas de
consistencia
media a blanda y
limos finos; no
adecuado para
suelos arenosos
Presión
continua
Presión errática
durante el
muestreo,
permitir a la barra
del pistón
moverse durante
la presión, el tipo
de suelo
incorrecto para el
muestreo
En el extremo del
pistón se requiere de
un aparejo pesado de
taladro con cabeza
hidráulica para
prevenir la entrada del
líquido y la
contaminación del
material; muestras
generalmente menos
alteradas comparadas
con las obtenidas
mediante tubo Shelby;
no es conveniente
para suelos duros,
densos, o gravosos
Pistón hidráulico
(Osterberg)
El más común
tiene 76 m (3
plg) de
diámetro
externo y están
disponibles con
diámetro
externo desde
50 a 100 mm (2
a 4 plg); la
longitud
estándar es de
910 mm.
Limos y arcillas, y
algunos suelos
arenosos
Presión
hidráulica o
neumática
Fijación con
abrazadera
inadecuada de las
barras del taladro,
presión errática
Sólo necesita las
barras estándar del
taladro; requiere
capacidad hidráulica o
neumática adecuada
para activar el
muestreo; las
muestras se alteran
generalmente menos
que las obtenidas
mediante el tubo
Shelby; no es
conveniente para
suelos duros, densos,
o gravosos.

3-51
MUESTREADOR
DIMENSIONES
TÍPICAS
SUELOS EN LOS
QUE SE PUEDEN
OBTENER LOS
MEJORES
RESULTADOS
MÉTODO DE
PENETRACIÓN
CAUSA DE POCA
RECUPERACIÓN
OBSERVACIONES
Muestreador
Denison
De diámetro
externo de 89 a
177 mm (3.5 a 7
plg), produce
muestras de 60
a 160 mm (2
3/8 a 6.3 plg);
de longitud 610
mm (24 plg).
Arcillas duras a
muy duras, limos
y arenas con algo
de cementación,
roca blanda.
Rotación y
presión
hidráulica
Operación
inapropiada del
muestreador,
procedimientos
pobres de
perforación
La cara del tubo
interno se proyecta
más allá del tubo
externo que gira; la
longitud de la
proyección puede ser
ajustada; toma
generalmente buenas
muestras; no es
conveniente para
arenas sueltas y
arcillas blandas
Muestreador
Pitcher
De diámetro
externo de 100
mm (4 plg); se
usa de 76 mm
(3 plg) para
tubos shelby;
de longitud 610
mm (24 plg).
Las mismas que
para el Denison
Las mismas que
para el Denison
Las mismas que
para el Denison
Difiere del Denison en
que la proyección del
tubo interno es
controlada por un
resorte; sin embargo
no es efectivo en
suelos no cohesivos.
Muestreador Foil
(de hoja)
Muestra
continua en
tubos de 50 mm
(2 plg) de
diámetro, y una
longitud de
hasta 2 m (65
pies).
Suelos de grano
fino, incluyendo
arcillas blandas
sensitivas y limos
Penetración en
el terreno con
movimiento
constante; las
pausas ocurren
para agregar
segmentos a la
muestra barril.
Los
muestreadores no
deben ser
utilizados en
suelos con
contenido de
fragmentos o
bloques de roca
Las muestras son
rodeadas por tiras
finas de acero
inoxidable,
almacenadas sobre el
cortador, para
prevenir el contacto
del suelo con el tubo.
Portanúcleos y
brocas
Brocas de tubo
doble o triple,
con
incrustaciones
de diamante, de
diámetros
sugeridos NX,
NWG, o
NWPAM para
obtener un
tamaño
aproximado del
núcleo de 2
pulgadas
roca dura. Rotación.
Tipo de suelo
incorrecto para el
muestreo.
Si se encontraran
rocas metamórficas o
sedimentarias blandas,
las muestras de
núcleos deben ser
envueltas firmemente
en un embalaje a
prueba de humedad
tal como papel de
aluminio o plástico
para prevenir el
secado de muestras.

3-52
La toma de muestras inalteradas o poco alteradas de suelos granulares
limpios no es posible por procedimientos convencionales. En algunas arenas
resultan eficaces los tomamuestras de pistón tipo Osterberg o tipo Bishop.
Cuando se considera el muestreo en roca, las dimensiones, el tipo de
muestreador, y el fluido para las perforaciones son variables importantes. La
profundidad mínima del muestreo en roca se resuelve con base en la geología
local y el tipo de estructura que se construirá. La muestra se toma a una
profundidad que asegure que no se encuentre en un canto rodado.
Otros métodos para tomar muestras
 Muestras inalteradas en bloque
Se toman en el fondo o laterales de cada apique o trinchera tallando un
prisma de 30x30 cm, con su posición original indicada (Figura 3.7).
Inmediatamente después de su extracción debe parafinarse al menos
con tres capas para conservar su humedad y protegerla en el transporte.
Debe tomarse en suelos cohesivos, de consistencia media a dura, o en
rocas. La calidad de la muestra obtenida por este procedimiento es
excelente.
Es un procedimiento algo engorroso y se utiliza cuando no hay otra
opción (sondeos) o cuando el terreno no permite la obtención de
muestras de buena calidad en sondeos (limos blandos). De todas
maneras deben seguirse los requisitos de la Norma de ensayos de
materiales para carreteras (INVIAS, 2008).

3-53
Figura 3.7. Procedimiento para la toma de muestras en bloque (ROJAS, 2007 pág. 10)
3.3.2.2.4. Tomamuestras
Una gran variedad de tomamuestras o muestreadores está disponible para
obtener las muestras del suelo o roca para los proyectos geotécnicos de la
ingeniería. Estos incluyen las herramientas estándar de muestreo que son
ampliamente utilizadas así como los tipos especializados que pueden ser
únicos de acuerdo con las preferencias locales.
Sin importar el tipo de tomamuestras utilizado, se deben seguir las
indicaciones dadas en la Norma INV E-103 (Conservación y transporte de
muestras).
En las Tablas 3.16 y 3.17 se relacionan los tomamuestras más comunes para
suelos. En las Figuras 3.8 y 3.9, se ilustran algunos tubos tomamuestras y en la
Figura 3.10 se presenta un esquema de la caja portanúcleo, la cual como ya se
mencionó debe seguir los lineamientos de las Normas para ensayos de
materiales para carreteras del INVIAS.
Piso de la
calicata o
superficie del
terreno
Muestra Arena
Caja
(cubo de 12")
a. Excavacion alrededor
de la muestra
b. Desbaste de la muestra
c. Muestra recubierta
con parafina derretida
Caja de madera
Parafina
d. Muestra en la caja totalmente
recubierta de parafina
(b)(a)
(c) (d)

3-54
Figura 3.8. Esquema de tomamuestras Bishop
Figura 3.9. Taladros de vástago hueco (FHWA, 2006)
Figura 3.10. Ubicación de los núcleos de roca dentro del embalaje
La recuperación de muestras está normalizada en la Norma INV E-108.
Muestras
Aire
comprimido
Inicio de la perforación
Fractura
ocasionada con la
perforación
Fin del núcleo
extraídoInicio de un nuevo
núcleo
Tubería exterior
Adaptador
Conector del taladro
Sección de la
perforación
Barra de centro
Cabeza del
taladro
Centro de la
perforación
Diente
reemplazable
del taladro
Conector del taladro
Ensamble piloto

3-55
3.3.2.2.5. Ensayos in situ
La determinación de las características del terreno mediante ensayos in situ
ofrece una ventaja clara sobre la determinación de características en
laboratorio.
Este Manual recomienda determinar el mayor número de parámetros
geotécnicos mediante ensayos in situ, especialmente los relativos a la
resistencia al corte, la compresibilidad y la permeabilidad. Los ensayos de
laboratorio permiten después ampliar esas características a rangos de
esfuerzos y ambientes diferentes a los de los ensayos in situ y que pudieran
ser de interés dentro de los objetivos del reconocimiento.
Adicionalmente, la obtención, preparación y ensayo en el laboratorio, de
muestras inalteradas de depósitos heterogéneos y de suelos sin cohesión es
muy complicada, siendo necesario recurrir a la ejecución de ensayos en el
terreno para medir los parámetros del suelo requeridos para el diseño.
3.3.2.2.5.a. Ensayos en suelo
Aunque el ensayo más común es el de penetración normal (norma INV E-111),
hay otros que suministran información útil y variada, como se resume en la
Tabla 3.18, adaptada del Manual de Carreteras. Volumen No. 3. Instrucciones
y Criterios de Diseño, de la Dirección de Vialidad, del Ministerio de Obras
Públicas de Chile (MOP-CHILE, 2010).

3-56
Tabla 3.18. Ensayos In situ (MOP-CHILE, 2010)
TIPO DE ENSAYO
NORMA
INV/ASTM
SUELOS
DONDE SE
RECOMIENDA
PROPIEDADES QUE
PERMITE DETERMINAR
Ensayos de penetración dinámicos
Ensayo de
penetración
normal (SPT)
INV E-111
D1586
Arena y grava
fina
 Evaluación cualitativa de la
compacidad.
 Comparación cualitativa de
la estratificación del
subsuelo.
Ensayos de penetración estática
Cono estático CPT D3441
Todos,
excepto
gravas
 Evaluación de la densidad y
la resistencia de las arenas.
 Evaluación continua de la
resistencia al corte no
drenada en arcillas.Cono de fricción
eléctrico
D5778
Veleta
INV E-170
D2573
Suelos
cohesivos
 Resistencia al corte no
drenada.
Ensayo del
presurímetro
D4719
Todos los
suelos
 Capacidad de carga y
compresibilidad.
Ensayo del
dilatómetro de
placa plana
D6635
Todos,
excepto
gravas
 Coeficiente de empuje en
reposo.
 Razón de pre-consolidación.
 Módulo de deformación.
 Resistencia al corte.

3-57
a) Ensayos de penetración dinámicos
Los ensayos de penetración dinámica consisten en hincar mediante
golpes, en el terreno, una punta maciza de hierro, situada en el extremo
de una tubería, y medir lo que penetra en función del número de golpes y
de la energía liberada en cada uno de ellos.
Para problemas de resistencia frente a cargas cíclicas (licuefacción) el
ensayo más indicado es el de corte simple. Para problemas de
deformación dinámica el ensayo más adecuado es el de columna de
resonancia.
 Ensayo de penetración estándar SPT
El ensayo de penetración estándar, SPT (Standard Penetration Test), es
el más común dentro de los ensayos in situ; prácticamente todas las
empresas dedicadas a los reconocimientos geotécnicos disponen del
equipo necesario para realizarlo.
El ensayo está normalizado (Norma INV E-111) y su ejecución debe ser
cuidadosa, de manera que el resultado pueda ser interpretado en el
contexto de la gran experiencia existente. En particular se advierte que
son diversas las variables que pueden afectar el resultado del ensayo,
como se observa en la Figura 3.11, se presentan los resultados de un
ensayo sin corrección y uno con corrección, debido a las diferentes
variables.
Figura 3.11. Valores N del SPT: a) Datos no corregidos; b) Datos corregidos a una eficiencia
del 60% (FHWA, 2006)
Valores de N medidos Valores de N corregidos (N60)
Profundidad(m)
Profundidad(m)
(Relación de energía)
Martinete
“Donut”
Martinete
“Safety”
Secuencia
Martinete
“Donut”
Martinete
“Safety”
Tendencia

3-58
Es posible establecer criterios de carga de cimentaciones superficiales
o profundas, para estimar los asentamientos, con base en resultados
de ensayos SPT cuando las formaciones son arenosas normales y sobre
las que existe experiencia local contrastada. Sólo se pueden obtener
valores orientativos respecto a estos criterios cuando los ensayos SPT
se realizan en suelos cohesivos o rocas blandas.
En formaciones arenosas calcáreas, particularmente de origen orgánico
(conchíferas, coralinas, etc.), se recomienda no utilizar los criterios
usuales basados en experiencia del SPT; las estimaciones del
asentamiento pueden resultar excesivamente optimistas.
Las correcciones y correlaciones más comunes, que se efectúan a los
resultados del ensayo SPT, se incluyen en el Capítulo 4 de este Manual.
b) Ensayos de penetración estática
 Cono estático (CPT)
En consideración a que el ensayo de penetración estático CPT (Cone
Penetration Test), no se encuentra en las Normas de ensayo de
materiales para carreteras del INVIAS, el ensayo se describirá en forma
breve.
El ensayo consiste en una hinca, mediante empuje, de una varilla con
una punta adecuada, a velocidad lenta (1 a 3 cm/s), dentro del terreno.
El equipo utilizado en Colombia es el presentado en la Norma ASTM D
3441.
El avance del penetrómetro se realiza en intervalos discontinuos de
modo que se pueda medir la resistencia a la penetración de la punta
sola o del conjunto completo. Existen equipos automáticos que miden,
en una hinca continua, la resistencia al avance en la punta y la
resistencia a la penetración por fricción (D5778).
Los equipos varían según su capacidad de empuje y las distintas formas
de las puntas. En los gráficos de resultados conviene incluir un
esquema del tipo de punta utilizado, pues este dato no siempre es el
mismo (varias normativas). Ver Figura 3.12.

3-59
Figura 3.12. Ensayo de Penetración estática (MOPU, 2005)
La interpretación de estos ensayos permite determinar la resistencia al
corte del terreno y obtener una descripción indirecta del tipo de suelo
atravesado y de su compresibilidad. Como se observa en la Figura 3.12,
en el eje horizontal está la resistencia y en el eje vertical la
profundidad, para el caso que se muestra la resistencia aumenta con la
profundidad.
 Veleta
El ensayo de veleta o vane test, realizado en el fondo de las
perforaciones o mediante hinca directa hasta el nivel de ensayo, está
especialmente indicado para investigar la resistencia al corte no
drenada de suelos arcillosos blandos.
Este ensayo se encuentra normalizado con la Norma INV E-170.
En la Figura 3.13, se presentan de manera esquemática los
componentes esenciales del equipo y el procedimiento del ensayo.
RESISTENCIA UNITARIA POR PUNTA
qc (MPa)
RESISTENCIA TOTAL (kN)
IDENTIFICACION PE-3
EQUIPO: tipo holandes 100 kN
VELOCIDAD AVANCE: 2 cm/s
56,4 mm
56,4 mm
60
185 mm
PROFUNDIDADENMETROS
PROFUNDIDADENMETROS
0 2 4 6 8 10 12 0 20 40 60 80 100
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15

3-60
Figura 3.13. Equipo y procedimiento del Ensayo de Veleta
Los parámetros de resistencia que se obtienen están igualmente
indicados para la determinación de los asentamientos de
cimentaciones superficiales o profundas en condiciones no drenadas.
 PresurÍmetros (PMT)
La prueba de presurímetro PMT, no se encuentra en las Normas de
ensayo de materiales para carreteras del INVIAS, por lo que el ensayo,
se describe brevemente. Para profundizar en el ensayo se puede
consultar la norma ASTM D4719.
El ensayo consiste en la aplicación de una presión en el interior del
terreno midiendo la deformación que se provoca. Normalmente el
ensayo se realiza en el interior de una perforación donde se introduce
el equipo presurímétrico. Recientemente se ha comenzado a utilizar el
presurímetro autoperforador SBP (Self-Boring Pressuremeter) que va
alojado en el propio equipo de perforación y, en consecuencia, no
requiere la separación del ensayo en dos fases. Con este nuevo equipo
se evitan la relajación de esfuerzos y la deformación previa (incluso
posible rotura) que se puede producir antes de posicionar los
Barra de
la veleta
Dispositivo
de 4 hojas
Diámetro de la
perforación
Altura de
la hoja
Se baja la
veleta al
fondo de la
perforación
Se introduce la
veleta en el fondo
de la perforación
Torquimetro
4 diámetros de la
perforación
Ancho de
la hoja
Grueso de
la hoja
1. Inserción de la veleta 2. En 1 min, gire la
veleta 6 grados; mida
el torque máximo
3. Realice 8 a 10
revoluciones
adicionales
4. Mida el torque
residual para
casos de remoldeo

3-61
presurímetros convencionales. También pueden utilizarse
presurímetros hincados en suelos blandos (PIP, Push-In Pressuremeter)
(Figura 3.14).
Figura 3.14. Esquema del Presurímetro (FHWA, 2006)
En los presurímetros se utiliza un recinto cerrado por una membrana
que aloja un volumen de fluido controlable. El aumento del volumen
del fluido comprime la membrana contra las paredes del sondeo. Con
estos dos datos (volumen y presión) se puede preparar el diagrama
deformación-presión que se ilustra en el esquema de la Figura 3.15.
Prueba del
presurómetro
Pistón
temporal
Bomba:
1. Cada rotación completa del
cilindro del pistón fuerza el
incremento de un volumen l de agua
(o gas o aceite) en la punta del PMT.
2. Mida la presión correspondiente
en cada incremento
Baje la punta del
presurómetro en la
perforación y
expanda con la
presión del agua
La membrana de goma
en la punta del PMT se
amplía como cilindro
derecho. Evaluado por
la teoría cilíndrica de
la expansión de una
cavidad.
Trazar la presión vs cambio
de volumen (o
alternativamente, tensión
volumétrica o tensión de la
cavidad) para encontrar
los parámetros del
presurómetroPerforación
Barra de
Perforación

3-62
Figura 3.15. Esquema del resultado de un ensayo de un presurímetro (MOPU, 2005)
Normalmente los resultados del ensayo con presurímetro se
representan en gráficos cuya abscisa corresponde a la deformación
radial, definida por la expresión:
r
r ro
ro
[3.8]
Donde: r: Deformación radial, adimensional.
r: Radio medio de la cavidad en un momento del
ensayo, en centímetros (cm).
ro: Radio inicial de referencia, en centímetros (cm).
 Dilatómetros (DTM)
Las Normas de ensayo de materiales para carreteras del INVIAS, no
incluye la prueba del dilatómetro, por lo que a continuación se efectúa
una descripción resumida del ensayo. El ensayo se puede consultar en
la norma ASTM D6635.
Este ensayo se puede utilizar en rocas y en suelos muy firmes, dado
que se pueden utilizar equipos más robustos, denominados
dilatómetros, los cuales miden la deformación mediante
extensómetros, así se obtiene la deformación radial en forma directa y
con mayor precisión.
Presión
Tramo
elastico
Phi
Pf
Deformacion radial, Cr
Pt
Phi = Presión horizontal inicial
Pf = Presión de fluencia
Pt = Presión límite

3-63
El tarado del equipo, antes de su utilización, permite conocer qué parte
de la presión que se aplica es necesaria para deformar la membrana y
ese valor se resta a la presión aplicada para obtener la presión
corregida que es la que se utiliza en el gráfico de resultados.
La utilización primaria de la prueba del dilatómetro (DMT) en diseño de
cimentaciones, es para cimentaciones profundas aunque también
puede usarse para cimentaciones superficiales; se determinan la
estratigrafía y algunas características interpretadas del suelo. Sin
embargo, los ensayos de CPT/CPTu pueden ser más adecuados para
esta tarea que el DMT. El DMT puede ser una prueba potencialmente
útil para el diseño de pilas sometidas a cargas laterales. Los métodos
de diseño en esta área muestran avances, pero todavía están en etapa
del desarrollo.
El dilatómetro se inserta en el terreno usando un dispositivo de
penetración de cono. Los ductos de gas y eléctricos se extienden desde
la caja de control en la superficie hasta la hoja a través del vástago del
dilatómetro, se toman dos lecturas que son:
a. La presión A para levantar la membrana.
b. La presión B a la que la membrana se expande 1.1 mm (0.4 plg)
hacia el suelo que la rodea.
Estas lecturas son corregidas como sigue:
 Esfuerzo de contacto, po:
po . 5 A A m . 5 B B m [3.9]
 Esfuerzo de expansión, p1:
p B B m [3.10]
Donde: A: Presión respecto al vacío requerida para mantener
la membrana en contacto con el suelo, (kN/m2
).

3-64
B: Presión del aire requerida dentro de la membrana
para desviarla hacia afuera a una expansión central
de 1.1 mm, (kN/m2
).
Zm: Desviación de la presión manométrica desde cero,
cuando está ventilada, a la presión atmosférica,
(kN/m2
).
Además, la interpretación de la curva presurimétrica permite obtener,
si bien sólo con una aproximación grosera, ciertos parámetros
característicos del comportamiento del terreno, tal como se indica en
el capítulo 4 del Manual.
c) Otros ensayos in situ
Para el estudio de problemas geotécnicos que puedan tener una
repercusión importante es recomendable realizar pruebas de campo
especialmente destinadas al análisis del problema en cuestión.
Entre ellas se destacan las siguientes:
 Son relativamente frecuentes los estudios de asentamientos y
consolidación de zonas blandas mediante terraplenes de prueba
instrumentados.
 Son especialmente recomendables las pruebas de hinca de pilotes, que
hoy se pueden instrumentar y analizar detalladamente.
 Son frecuentes, y recomendables en grandes obras, las pruebas de
carga de pilotes y de resistencia de anclajes o elementos en tracción
horizontal.
 Son de particular interés, por su menor dificultad de ejecución, las
pruebas de empuje entre pilotes. De ellas se deducen con buena
precisión los parámetros de deformación del terreno para el estudio
de pilotes sometidos a esfuerzos horizontales con distintas
configuraciones.

3-65
 Los ensayos de bombeo son especialmente útiles en el análisis de
problemas de filtración.
Además de las pruebas de campo anteriormente mencionadas, a
continuación se relacionan las siguientes:
 Piezocono - CPTU
El piezocono o CPTU consiste en un penetrómetro estático continuo en
cuya punta se añade un piezómetro. El equipo permite el registro continuo
de resistencia por punta y por fuste, y además el control de las presiones
intersticiales generadas durante la hinca, así como la evolución de su
disipación cuando la hinca se detiene. El método de este ensayo esta
descrito en la norma ASTM D3441.
Este tipo de penetrómetros es muy adecuado para el reconocimiento de
suelos blandos, fundamentalmente para determinar parámetros
destinados al estudio de problemas de consolidación y problemas de
estabilidad que impliquen roturas profundas a través de suelos blandos.
Los registros que se obtienen durante la hinca del piezocono permiten la
identificación de niveles de diferente permeabilidad aunque tengan estos
niveles pequeños espesores. Este aspecto es de especial interés cuando se
trata de evaluar las condiciones de drenaje de los procesos de
consolidación.
No existe una normativa claramente establecida, aunque sí hay una
literatura técnica abundante acerca de su interpretación.
Para interpretar los resultados medidos con el piezocono se suelen
calcular, a cada profundidad, los siguientes parámetros auxiliares:
Resistencia a la penetración, de acuerdo con la expresión siguiente:
t
qc v
v
[3.11]
Donde: Qt: Resistencia a la penetración, adimensional.

3-66
qc: Resistencia unitaria al avance en la punta del cono en la
zona de interés, en kilogramo por centímetro cuadrado
(kg/cm2
).
v: Presión vertical total natural (antes de hacer el ensayo) en
la zona de interés, en kilogramo por centímetro cuadrado
(kg/cm2
).
’v: Presión vertical efectiva natural (antes de hacer el
ensayo) en la zona de interés, en kilogramo por
centímetro cuadrado (kg/cm2
).
Incremento relativo de presión intersticial, definida por:
Bt
uc uo
qc v
[3.12]
Donde: Bt: Incremento relativo de presión intersticial.
uc: Presión intersticial medida por el piezocono en el nivel de
interés , en kilogramo por centímetro cuadrado (kg/cm2
).
uo: Presión intersticial preexistente, en el nivel de interés, en
kilogramo por centímetro cuadrado (kg/cm2
).
qc, v: Igual significado que en el caso anterior.
Fricción lateral relativa, calculada como sigue:
r
fs
qc v
[3.13]
Donde: Fr: Fricción lateral relativa, adimensional.
fs: Fricción lateral medida por el piezocono en el nivel de
interés, en kilogramo por centímetro cuadrado (kg/cm2
).
qc , v:El mismo significado antes indicado.

3-67
Se debe determinar el tiempo necesario para alcanzar el 50% de
disipación, y puede obtenerse con las mismas técnicas que se utilizan en la
interpretación de los tiempos de consolidación de los ensayos
edométricos (método logarítmico o de Casagrande y método de la raíz
cuadrada del tiempo, por ejemplo).
También se necesita conocer el índice de rigidez definido mediante la
siguiente igualdad:
r
su
[3.14]
Donde: Ir: Índice de rigidez, adimensional.
G : Módulo de rigidez transversal del suelo, en kilogramo por
).
su: Resistencia al corte no drenada, en kilogramo por
).
Con estos datos (t50 e Ir) se puede estimar el valor del coeficiente de
consolidación radial, ch, del nivel donde se detenga la hinca del cono y se
realice el ensayo de disipación. Esa estimación está basada en experiencias
previas, tal como la que se recoge en la Figura 3.16.

3-68
(x 1,5 para un cono de 15 cm²)
CA(cm²/min)
10²
10¹
10°
10¯³
10¯4
0,1 1 10 100 1000 10000
Indice de rigidez
Ir
35,6 mm
(10 cm²)
U²
U1
t 50(min)
10¯¹
10¯²
500500
50
50
Ir
Figura 3.16. Gráfico para la determinación de ch a partir de t50 y un Índice de rigidez (Ir) entre
50 y 500
 Piezocono sísmico SCPTU
Para la prueba sísmica del piezocono (SCPTu), un geófono está situado
aproximadamente 1.6 pies (500 milímetros) por encima de la punta del
cono. El geófono detecta las ondas de corte generadas en la superficie del
terreno en intervalos de aproximadamente 3 o 5 pies (1 o 1.5 m), que
corresponden a las penetraciones sucesivas de la barra. Si es necesario, se
deben hacer ajustes cuando se usan tuberías de diámetros AW o EW para
penetrar el cono en longitudes más largas.
 Ensayo de Placa
Se trata de medir los asentamientos de una placa cuadrada o circular (de
30 x 30 cm normalmente) al ir aumentando la presión vertical transmitida.
La presión a transmitir está limitada por los elementos de contrapeso y lo
habitual es no alcanzar la rotura del terreno. (INV E 168).
Resulta un ensayo útil siempre que se tenga constancia de la

3-69
homogeneidad del terreno o de la mejora de sus características
resistentes y de deformación conforme se profundiza.
Nunca hay que fiarse exclusivamente, de este ensayo para diseñar una
cimentación de cualquier estructura (a no ser que el tamaño de la zapata
prevista sea similar al de la placa, o se utilicen ensayos a mayor escala).
 Ensayos de permeabilidad
Las observaciones del nivel de agua subterránea y de la presión de agua de
poros son partes importantes de todas las exploraciones geotécnicas. La
identificación de las condiciones del agua subterránea debe recibir el
mismo nivel de cuidado dado a las descripciones y a las muestras del
suelo. Las medidas de la entrada del agua durante y después de la
perforación, deben ser evaluadas al menos de manera mínima, para
obtener datos sobre nivel del agua. La información detallada respecto a
observaciones del agua subterránea se puede obtener de la normas ASTM
D 4750 y ASTM D 5092.
El control de las pérdidas de agua en apiques o trincheras, cuyo entorno se
haya saturado previamente, o en perforaciones llenas de agua hasta
niveles superiores al nivel freático del entorno (ensayo Lefranc), o en
perforaciones obturadas con presión forzada (ensayo Lugeon), permite
una estimación aproximada de la permeabilidad del terreno. Este último
ensayo es explicado en el numeral 3.3.2.2.6, en el aparte dedicado a los
ensayos en rocas.
La permeabilidad obtenida de estos ensayos se utiliza en el análisis
cualitativo de las condiciones de drenaje de un determinado problema. Si
la permeabilidad de un nivel de terreno resulta ser un parámetro crítico
del proyecto, entonces tal parámetro se determina mediante ensayos de
bombeo, específicamente pensados para el análisis del problema
concreto.
No siempre las mediciones de permeabilidad hechas con muestras de
laboratorio son confiables ni concluyentes sobre el comportamiento del
terreno. Por ello es preciso efectuar ensayos in situ.

3-70
 Ensayos Lefranc
Los ensayos de permeabilidad más frecuentes en perforaciones consisten
en el control del caudal del agua introducido en el terreno, bajo ciertas
condiciones de geometría de la zona de contacto del agua libre con el
terreno circundante, y ciertas condiciones de carga hidráulica. Este ensayo
está descrito en la norma ASTM D 4631 y es aplicable para la
determinación de la permeabilidad en suelos y/o rocas.
El ensayo puede ser de carga constante o variable; y se emplea para medir
el coeficiente de permeabilidad en suelos permeables o semipermeables,
de tipo granular, situados por debajo del nivel freático y en rocas muy
fracturadas. Consiste en llenar de agua la perforación y medir el caudal
que se necesita para mantener constante el nivel (ensayo a régimen
permanente); o se mide la velocidad de descenso del nivel de agua
(ensayo a régimen variable).
Se mide el caudal de admisión cada 5 minutos manteniendo en la parte
superior de la perforación el nivel constante durante 45 minutos. Si la
admisión es muy alta, se mide por minuto durante 20 minutos y luego
cada 5 minutos hasta completar los 45 minutos.
En todos estos ensayos, de carácter tridimensional, el caudal viene dado
por una expresión del tipo:
n [3.15]
Donde: Q: Caudal de agua necesario para mantener el sondeo con
nivel de agua constante, en metros cúbicos por segundo
(m3
/s).
: Diferencia de potencial entre el interior y el exterior del
sondeo, en metros (m).
K: Permeabilidad que se busca, en metros por segundo
(m/s).
n: Coeficiente de forma, en metros (m).

3-71
Los valores del coeficiente “n” para algunos casos típicos son los indicados
en la Figura 3.17.
Figura 3.17. Coeficientes de forma en el ensayo Lefranc
Evaluar la permeabilidad del terreno donde se vaya a desarrollar una
cimentación, es de gran importancia pensando en garantizar la estabilidad
futura de esta, con el fin de:
 Evaluar empujes sobre estructuras de contención.
 Evaluar las subpresiones que actúen sobre la cimentación.
 Considerar la necesidad de la construcción de posibles drenajes y/o
impermeabilizaciones.
 Suponer el riesgo en la modificación en los esfuerzos en el terreno, por
la variación del nivel del agua durante la construcción a corto y a largo
plazo.
 Considerar la influencia de estas variaciones en estructuras cercanas.
FILTRACION EN LA BASE
DE UN CILINDRO
(TERRENO HOMOGENEO)
n=_________________2
In(2L/D)
para L > 2D
n = 2,75D
FILTRACION A TRAVES DE LA
COLUMNA CILINDRICA
(TERRENO HOMOGENEO)
FILTRACION EN LA BASE
DE UN CILINDRO
(TERRENO SUPERIOR IMPERMEABLE)
FILTRACION EN UN CILINDRO
(TERRENO HOMOGENEO)
D
D
D
D
L
L
TERRENO
IMPERMEABLE
TERRENO
PERMEABLE
n=_________________2,75D
I+(3,5L/D
n = 2D

3-72
3.3.2.2.5.b. Ensayos en rocas
Como ya se ha explicado previamente algunos de los ensayos, se mencionan
solamente los que son aplicables además en rocas, así:
 Ensayo prueba de placa.
 Ensayo Lefranc.
 Ensayo Lugeon, que se explica a continuación.
 Ensayos Lugeon
Se realiza perforaciones obturadas con presión forzada, permite una
estimación aproximada de la permeabilidad del terreno.
Los ensayos Lugeon son exclusivos de rocas duras en las que la
permeabilidad se mide en unidades Lugeon, UL. Una unidad Lugeon es
aquella que permite el paso de un caudal de 1 litro/minuto por cada ml de
perforación cuando la presión de ensayo es 10 bares. Sólo cierto tipo de
rocas muy resistentes admiten tan altas presiones sin fracturarse. El
método está descrito en la norma ASTM D4630.
Para estimar la permeabilidad equivalente en medio poroso, se usa la
correlación teórica 1UL=1,3x10-5 cm/s.
Esta correlación puede ser dispersa y debe comprobarse si la aplicación
específica en que se utiliza es sensible a tal dispersión.
3.3.2.2.5.c. Construcciones experimentales (tramos de prueba)
Aunque no muy comunes para cimentaciones convencionales, son de utilidad
para la construcción experimental de diferentes sectores de un proyecto vial
desarrollado con algún parámetro constante y otros variables.
Generalmente se emplean los mismos procesos de elaboración y ejecución
con los mismos equipos y el mismo personal en todos los casos, se procura
también que las condiciones meteorológicas sean similares.

3-73
Este tipo de pruebas de campo, generalmente son utilizadas para evaluar el
desempeño de algún material nuevo, ya sea nuevo totalmente, o modificado
por algún aditivo. El costo de esta construcción casi siempre corre por cuenta
del proponente del material alternativo.
Estos tramos son controlados y/o instrumentados durante cierto periodo de
tiempo, durante el cual son sometidos a las cargas reales (tránsito) del sector
en el cual fueron construidos.
Cuando se trata de evaluar y/o comparar diferentes tipos de materiales
alternativos, conviene que los tramos sean consecutivos.
3.3.2.2.6. Ensayos de laboratorio
3.3.2.2.6.a. Ensayos en suelos
Ensayos destinados a evaluar las diferentes propiedades de los suelos,
propiedades que permitan lograr su clasificación por los diferentes sistemas, y
que permitan ser utilizados para las necesidades de cada estudio geotécnico
específico (parámetros de resistencia, de deformación, de características
petrográficas, de características químicas, de propiedades hidráulicas, etc.)
En las siguientes Tablas, se incluye una lista con las pruebas más usadas para
ensayar suelos en el laboratorio, de las cuales el especialista geotécnico
selecciona aquellas que considere necesarias para desarrollar un perfil de
suelos confiable y obtener los parámetros necesarios para el diseño de la
fundación. De manera similar, se presenta una lista de los ensayos rutinarios
de laboratorio para especímenes de roca intacta.
a) Ensayos para caracterización física
Dentro de este grupo de ensayos de laboratorio se consideran incluidos
los relacionados en la Tabla 3.19.

3-74
Tabla 3.19. Normas de uso corriente para los ensayos de caracterización física (Fuente:
Elaboración propia)
NORMA
INV
PROPIEDADES ÍNDICE
E122
Determinación del contenido de agua (humedad) de un
suelo, roca, y mezclas de suelo - agregado
E135
Método para determinar la humedad de suelos usando el
horno microondas
E-123 Análisis granulométrico de suelos por tamizado
E-124
Análisis granulométrico de suelos por sedimentación –
método del hidrómetro
E-125 Determinación del límite líquido de los suelos
E126 Límite plástico e índice de plasticidad
E127 Determinación de los factores de contracción de los suelos
D2487
Método para clasificación de suelos con propósitos de
ingeniería
E-128 Determinaciones del peso específico de las partículas
Con los ensayos de granulometría y límites de Atterberg, es posible
clasificar los suelos dentro de tipos cuyas características geotécnicas son
similares. A estos efectos se recomienda utilizar el sistema unificado de
clasificación de suelos, que está ampliamente difundido.
Adicional a los ensayos determinados en la Tabla 3.19, dentro de las
características físicas de un suelo se puede incluir la presencia de materia
orgánica, ensayo del cual se hace una breve referencia a continuación,
pues su procedimiento se encuentra normalizado en las Normas de
Ensayos de Materiales para carreteras del INVIAS.
Contenido de materia orgánica
De una muestra pequeña de suelo natural en estado seco se determina el
contenido de materia orgánica utilizando el método de ignición. Este
ensayo está normalizado con la norma INV E-111.

3-75
La evaluación del porcentaje de materia orgánica que tiene un suelo,
permite establecer cómo va a ser su comportamiento respecto a los
cambios volumétricos por la presencia o ausencia de agua, y poder
recomendar alguna medida de estabilización química para eliminar o
disminuir este tipo de comportamiento perjudicial para el desarrollo de
cualquier estructura.
b) Ensayos para caracterización hidráulica
La determinación del coeficiente de permeabilidad se hace en laboratorio
mediante permeámetros de carga constante (INV E-130) o variable.
La permeabilidad de los suelos cohesivos se deduce, en forma indirecta,
de los ensayos de consolidación.
Ensayos de permeabilidad con carga variable
Dentro de los ensayos que contienen las Normas del INVIAS, no se
encuentra el ensayo de permeabilidad de carga variable, por tanto se
efectúa una breve alusión a dicho ensayo. Este ensayo está descrito en la
norma ASTM D5084.
En el ensayo de carga variable se controla la variación de alturas de agua
H1 y H2 que corresponden a dos tiempos t1 y t2, lo cual se pueden
interpretar con la expresión:
a L
A t
ln
h
h2
[3.16]
Donde: K: Permeabilidad que se busca, (cm/s).
a: Área de la sección transversal de la bureta, (cm2
).
L: Altura de la muestra de suelo, (cm).
A: Área de la sección transversal de la muestra ensayada,
(cm2
).
h1: Altura de agua al comienzo del ensayo, (cm).

3-76
h2: Altura de agua al final del ensayo, (cm).
t: Tiempo del ensayo, (s).
Ensayos para caracterización Mecánica
c) Ensayos para determinar la resistencia al corte
Ensayos de compresión simple
Están indicados para ensayar muestras de suelos cohesivos de consistencia
media, firme, o muy firme, inalteradas o poco alteradas, así como suelos
cohesivos recompactados. INV E-152.
De su resultado se obtiene una idea precisa de la resistencia al corte del
suelo en condiciones de saturación similares a las del ensayo. El resultado
puede ser poco preciso en arcillas que muestren síntomas de fisuración.
Siempre que se haga este ensayo se recomienda determinar
específicamente, en cada probeta, la humedad y la densidad seca antes
del ensayo.
A manera de orientación, la resistencia a la compresión simple de los
suelos arcillosos puede calificarse de acuerdo con la escala que brinda la
Tabla 3.17, información que también contiene el capítulo 4 de este
Manual.
Tabla 3.20. Resistencia a la compresión simple (MOPU, 2005)
CONSISTENCIA DE LOS
SUELOS ARCILLOSOS
ENSAYO MANUAL
RESISTENCIA A LA
COMPRESIÓN SIMPLE
(kN/m2
)
Muy blanda Se extruye entre los dados 0-25
Blanda
Se puede moldear
fácilmente
25-50
Media Se moldea con dificultad 50-100
Firme
Se puede deformar con el
dedo pulgar
100-200
Muy firme
Se puede arañar con la uña
del dedo pulgar
200-500
Dura Difícil de arañar >500

3-77
Ensayo de Corte directo
Está indicado para cualquier tipo de muestra de suelos cohesivos o
granulares, estén o no alterados (INV E-154). Evidentemente la
preparación de probetas de ensayo procedentes de muestras arenosas
inalteradas es complicada y requiere técnicas especiales.
Ensayo triaxial
El ensayo está especialmente indicado para conocer la resistencia y la
deformabilidad del suelo ante distintos niveles de confinamiento (INV E-
153). Se puede realizar con muestras de cualquier tipo de suelo ya sean
alteradas o inalteradas.
Son típicos los ensayos:
 UU: Sin consolidación previa y falla sin drenaje.
 CU: Con consolidación previa y falla sin drenaje.
 CD: Con consolidación previa y falla con drenaje.
De la interpretación de ensayos triaxiales se obtienen los parámetros de
resistencia y deformación del suelo en condiciones no drenadas (ensayos
UU), o drenadas (ensayos CU con medida de presiones intersticiales o
ensayos CD).
Los resultados de resistencia y deformación de suelos, obtenidos de
ensayos triaxiales, se aplican al estudio de todos los problemas
geotécnicos.
d) Ensayos para determinar la deformación
Los ensayos de deformación están especialmente indicados para estudiar
los asentamientos de suelos arcillosos blandos saturados. Pueden
realizarse con muestras inalteradas de suelos cohesivos o muestras
recompactadas de los materiales anteriormente mencionados. Estos
ensayos se realizan incrementando la carga vertical en escalones, de
manera que cada nueva carga duplica la compresión vertical existente en

3-78
el escalón anterior. El ensayo suele alcanzar la carga vertical máxima de 1
MN/m2
, aunque es posible especificar cargas mayores si el problema que
se analiza lo requiere.
Los ensayos de consolidación se realizan con probetas saturadas aunque
es posible, en casos especiales, hacerlos con humedad menor o saturarlos
después de haber colocado cierta sobrecarga. Estas variantes son de
interés en el estudio del colapso o la expansión de suelos metaestables.
De la interpretación de los ensayos de consolidación se deducen
parámetros geotécnicos relativos a la deformabilidad, y en forma indirecta
a la permeabilidad del suelo, especialmente indicados para el estudio de
problemas de consolidación.
El ensayo está normalizado con las Normas de ensayos de materiales para
carreteras del INVIAS, en la norma INV E-151.
e) Ensayos para caracterización Química
Las pruebas químicas o electroquímicas para clasificación proveen al
especialista geotécnico con información cuantitativa relacionada con la
agresividad de las condiciones del suelo respecto a la corrosión y al
potencial de deterioro de los materiales típicos de la fundación. Las
pruebas electro químicas incluyen la determinación del pH, la resistividad,
y el contenido de sulfatos, sulfuros, y cloruros.
Dependiendo del uso, los límites de estas características electroquímicas
se establecen con base en varios factores, tales como la tasa de corrosión
para los metales y la tasa de desintegración para el concreto. Las pruebas
para caracterizar la agresividad de un ambiente del suelo son importantes
para los usos del diseño que incluyen elementos metálicos, especialmente
para los anclajes de acero de alta resistencia y para los refuerzos metálicos
en muros de tierra mecánicamente estabilizados.
Contenido en sulfatos solubles
Su determinación consiste en obtener la proporción de sulfatos solubles
en agua, sometiéndolos a disolución mediante agitación con agua y
precipitando luego los sulfatos disueltos (procedentes del suelo) con una

3-79
disolución de cloruro bárico. Este procedimiento es habitual en cualquier
gravimetría (INV E-158).
El resultado se expresa, normalmente, en % de sulfatos solubles, se puede
expresar en % de yeso aplicando un factor de corrección. Cuando la
muestra contiene partículas gruesas, se puede referir el resultado a la
muestra original, siguiendo el mismo procedimiento descrito para el
contenido en materia orgánica.
En caso de necesitar conocer de forma rápida si el suelo tiene sulfatos o
no, se acude a un ensayo cualitativo que es el denominado
“reconocimiento de sulfatos solubles en suelos”, a través del cual se
reconoce su presencia pero no se valora su contenido.
Ensayo de ataque por sulfatos
Este ensayo, junto con el anterior, da diferentes resultados según sea la
naturaleza del medio de cristalización y el número de ciclos que se
realicen. También tienen efectos significativos la forma, la porosidad y la
permeabilidad de los fragmentos.
El ensayo consiste en sumergir unos fragmentos de roca de ciertas
dimensiones en una solución de sulfato sódico o magnésico durante un
tiempo predeterminado y posteriormente secarlos en estufa a 100°c.
El resultado del ensayo se determina como en los anteriores, a través de la
pérdida en peso de los materiales ensayados. Este ensayo se encuentra
normalizado con la INV E-220.
Determinación del pH
A partir de una disolución, en la que se ha procedido al agitado y
dispersión del suelo en agua desmineralizada, se mide el pH de dicha
disolución. Este ensayo está normalizado con la norma INV E-131. El
procedimiento es el que se sigue habitualmente en un laboratorio de
química.
En determinados suelos, en especial los que contienen sulfuros (pirita,
galena) o bacterias reductoras de sulfatos, puede existir una alta acidez.
Los suelos calcáreos pueden ser altamente alcalinos. Los desperdicios

3-80
industriales y otros contaminantes pueden originar condiciones ácidas o
alcalinas que causan corrosión del acero y un importante deterioro del
hormigón.
f) Ensayos para caracterización dinámica
Columna resonante
Este ensayo hace parte de un grupo de ensayos para determinar
características dinámicas de los suelos para bajos niveles de deformación.
El ensayo de columna resonante es el usado más comúnmente en
laboratorio, y está normalizado con la norma ASTM D4015 – 07, de este
ensayo se puede determinar el módulo de corte.
En este ensayo se somete un espécimen cilíndrico hueco a una torsión
armónica o carga axial por un sistema electromagnético de carga. El
sistema de carga que aplica las cargas armónicas, puede controlar la
frecuencia y la amplitud.
Después de que la muestra ha sido preparada y consolidada, la carga
cíclica es iniciada. La frecuencia inicial de la carga es baja y esta se
incrementará gradualmente, hasta lograr la respuesta máxima. La
frecuencia más baja a la cual la respuesta es maximizada localmente es la
frecuencia fundamental del espécimen. Esta frecuencia fundamental es
una función de la rigidez del suelo a bajas deformaciones.
Se han desarrollado dispositivos de columna resonante de mayor diámetro
para suelos gravosos y rocas, realizando pruebas de columna resonante in
situ.
Pulso Ultrasónico
Las velocidades de propagación de las ondas pueden ser medidas en el
laboratorio por diferentes pruebas de pulso ultrasónico, algunos de estos
métodos están normalizados en las normas ASTM C-597-02, ASTM E-543-
09, ASTM E-114-10, ASTM E-494-10 y ASTM E-797-10.
Los transmisores y receptores se ubican en cada lado del espécimen a una
distancia de separación cuidadosamente medida. Los transmisores y los

3-81
receptores son hechos de materiales piezoeléctricos, los cuales sufren
cambios en sus dimensiones cuando son sometidos a voltaje a través de
sus caras, y que producen un voltaje a través de sus caras cuando están
distorsionadas. Un pulso eléctrico de alta frecuencia aplicado al transmisor
ocasiona en este una deformación rápidamente y produce ondas de
esfuerzos que viajan a través del espécimen y llegan hasta el receptor.
Cuando estas ondas son recibidas en el receptor, esto genera un pulso de
voltaje que puede ser medido. La distancia entre transmisor y el receptor
es dividida por el tiempo de diferencia entre los pulsos de voltaje para
obtener la velocidad de propagación de la onda.
Elementos bender
Este es otro tipo de prueba que puede medir la velocidad de onda en
especímenes de laboratorio, usando elementos piezoeléctricos bender,
este ensayo se encuentra normalizado en la norma ASTM C 778.
Los elementos Bender son construidos por la unión de dos materiales
piezoeléctricos, que en el momento del voltaje estos se expanden
ampliamente y se separan en su contacto. Similarmente, sufren una
perturbación lateral la cual produce un voltaje, entonces los elementos
bender pueden ser usados como transmisores y receptores.
Triaxial cíclico
Este ensayo junto con el corte directo cíclico, y el de torsión cíclica, hacen
parte de los ensayos para determinar los parámetros dinámicos en
laboratorio a niveles de alta deformación. Este ensayo se encuentra
normalizado en la norma ASTM D5311-11.
En este ensayo el esfuerzo desviador es aplicado cíclicamente, bajo
condiciones de esfuerzos controladas, o bajo condiciones de
deformaciones controladas. El triaxial cíclico realizado generalmente tiene
un esfuerzo radial constante y un esfuerzo axial cíclico a una frecuencia de
1 Hz.
Los esfuerzos y deformaciones medidos en este ensayo pueden ser
utilizadas para calcular el modulo de corte y la relación de
amortiguamiento.

3-82
Corte cíclico
En este ensayo se es posible reproducir las condiciones de esfuerzo de un
sismo, mucho más aproximado que en la prueba de triaxial cíclico. Este
ensayo también es el más usado para realizar pruebas de licuefacción. Este
ensayo se encuentra normalizado en la norma ASTM D6528.
En este ensayo una pequeña muestra cilíndrica es sometida a esfuerzos
laterales, contenida por una membrana reforzada o una serie de anillos
apilados.
Torsión cíclica
La prueba de torsión cíclica permite simular las condiciones de esfuerzos
iniciales para suelos anisotrópicos e isotrópicos, pudiéndose imponer
esfuerzos de orte sobre los planos horizontales permitiendo hacer l
rotación de ejes. Este ensayo está normalizado en la norma ASTM E2207 –
08.
Muchas de las dificultades asociadas con el triaxial cíclico y con el corte
cíclico, se pueden superar en esta prueba. Este ensayo es el más
comúnmente utilizado para medir las de rigidez y amortiguamiento de un
suelo sobre un amplio rango de niveles de deformaciones.
3.3.2.2.6.b. Ensayos en rocas
Se presentan a continuación los métodos más comunes de pruebas de
laboratorio para roca incluyendo el equipo de prueba de cada una de estas,
procedimientos generales relacionados con cada prueba, y parámetros
medidos por las pruebas. La Tabla 3.21 proporciona una lista de pruebas de
laboratorio comúnmente realizados para roca, asociadas a los proyectos
típicos para carreteras.

3-83
Tabla 3.21. Pruebas comunes de laboratorio para rocas (MDT, 2009)
CATEGORÍA
DE LA PRUEBA
NOMBRE DE LA PRUEBA
DESIGNACIÓN
AASHTO ASTM
Carga puntual
Método para determinar el índice de
carga puntual
D 5731
Resistencia a la
compresión
Resistencia a la compresión uniaxial
inconfinada (qu=Fu)
D 2938
Resistencia a la compresión triaxial sin
presión de poros
T226 D 2664
Pruebas de
Creep
Compresión uniaxial Creep cilíndrico en
núcleo de roca dura
D 4341
Compresión uniaxial Creep cilíndrico en
núcleo de roca blanda
D 4405
Compresión triaxial Creep cilíndrico en
núcleo de roca dura
D4406
Resistencia a la
tensión
Resistencia a la tensión en
especímenes de núcleos de roca intacta
D 3936
Resistencia a la tensión indirecta en
especímenes de núcleos de roca intacta
(Prueba brasilera)
D 3967
Corte directo
Prueba de laboratorio de corte directo
– especímenes de roca bajo
condiciones de esfuerzos normales
D 5607
Permeabilidad
Permeabilidad de rocas por flujo de
aire
D 4525
Durabilidad
Durabilidad Slake de shales y rocas
débiles similares
D 4644
Durabilidad por presencia de sulfatos
(sulfatos de sodio /magnesio)
D 5240
Durabilidad de la roca por control de
erosión congelamiento/ deshielo
D 5312
Durabilidad de la roca por control de
erosión humedecimiento/ secado
D 5313
Deformación y
módulos
Módulo de elasticidad de núcleo de
roca intacta en compresión uniaxial
D 3148
Módulo de elasticidad de núcleo de
roca intacta en compresión triaxial
D 5407

3-84
CATEGORÍA
DE LA PRUEBA
NOMBRE DE LA PRUEBA
DESIGNACIÓN
AASHTO ASTM
Constantes elásticas en la roca por
pulsos de velocidad y ultrasónicos
D 2845
Preparación
del espécimen
Preparación del espécimen del núcleo
de roca
D 4543
Preparación del bloque de roca para
prueba de durabilidad
D 5121
Aunque otros métodos de prueba de laboratorio para roca estén disponibles
incluyendo la prueba de triaxial, resistencia a la tracción de la roca, y la
prueba de la durabilidad relacionada con la rigidez de la roca, la mayoría de
los procedimientos de diseño para fundaciones y taludes en roca se
desarrollan basados en las reglas empíricas relacionadas con RQD, el grado de
fracturamiento, y la resistencia inconfinada de la roca. El uso de una prueba
de laboratorio más sofisticada para las características de la roca se limita
generalmente a los proyectos más críticos.
La Tabla 3.22 proporciona información resumen del procedimiento y
aplicación de algunas de las pruebas más comunes.

3-85
Tabla 3.22. Resumen de los procedimientos y aplicaciones de la pruebas de laboratorio más
comunes para rocas (FHWA, 2006)
PRUEBA PROCEDIMIENTO
TIPOS DE
ROCA
APLICABLES
PROPIEDADES
DE LA ROCA
APLICABLE
LIMITACIONES /
OBSERVACIONES
Resistencia
a la carga
puntual.
Especímenes de roca en
forma de núcleos,
bloques, o terrones
irregulares son quebrados
de manera cónica por el
uso de una carga
concentrada con un par
de elementos esféricos
truncados.
Generalmente
no apropiado
para roca con
una
resistencia a la
compresión
uniaxial
menor que
520 ksf (25
MPa).
Proporciona un
índice de la
resistencia a la
compresión
uniaxial.
Puede ser
realizado en
campo con
equipo portable,
o en el
laboratorio, en
roca suave o
débil, los
resultados de la
prueba necesitan
ser ajustados al
equipo utilizado.
Resistencia
a la
compresión
inconfinada
de núcleos
de roca
intacta.
Un espécimen cilíndrico
de roca es ubicado en el
aparato de carga y
cortado bajo compresión
uniaxial, se obtienen las
cargas pico y de falla.
Núcleo de
roca intacta.
Resistencia a la
compresión
uniaxial.
Prueba muy
rápida y muy
simple para
evaluar la
resistencia de la
roca; fisuras y
otras anomalías
pueden causar
falla prematura
Prueba de
laboratorio
de corte
directo.
Un espécimen de roca es
ubicado en la parte
inferior de la caja de
corte, y encapsulado con
cualquier resina sintética
o mortero. El espécimen
debe ser posicionado de
manera tal que la línea de
corte esté en el plano de
la discontinuidad que es
investigada. Luego el
espécimen se coloca en la
caja superior del corte
donde se le aplican la
carga normal y la fuerza
de corte.
Usado para
encontrar la
resistencia al
corte pico y
residual de
una
discontinuidad
Resistencia al
corte pico y
residual de una
discontinuidad.
Pueden
necesitarse
pruebas de corte
in situ si el diseño
es controlado por
deslizamientos
potenciales a lo
largo de la
discontinuidad.

3-86
PRUEBA PROCEDIMIENTO
TIPOS DE
ROCA
APLICABLES
PROPIEDADES
DE LA ROCA
APLICABLE
LIMITACIONES /
OBSERVACIONES
Módulo
elástico de
núcleos de
roca intacta.
El procedimiento es igual
que para evaluar
resistencia a la
compresión inconfinada
en núcleos de roca
intacta. Las
deformaciones laterales
también son medidas.
Núcleo de
roca intacta.
Módulo y
relación de
Poisson.
El valor del
módulo (y la
relación de
Poisson) varían
debido a la no
linealidad de la
curva esfuerzo-
deformación.
Durabilidad
Slake.
Los fragmentos secos de
la roca se ponen en un
tambor hecho del
acoplamiento de alambre
que se sumerge
parcialmente en agua
destilada. Se gira el
tambor, la muestra se
seca y se pesa. Después
de dos ciclos de giros y
secados se registra la
pérdida de peso, de
forma, y de tamaño de los
fragmentos restantes de
la roca.
Shale u otra
roca blanda o
débil.
Índice de
degradación
potencial de la
roca.
Cuando se tratara de realizar la clasificación de una roca intacta, es fácil
obtener y hacer ensayos de laboratorio con pequeñas muestras de roca
inalterada, razón por la cual existe mucha información sobre cualquier
aspecto del comportamiento de la roca matriz. Los problemas aumentan
notablemente en los ensayos con muestras que contengan una serie de
discontinuidades, y se complican aún más con la presencia de dos o más de la
misma. Los ensayos a escala amplia sobre formaciones con fracturación
intensa son sumamente difíciles por los problemas logísticos de preparar y
cargar las muestras, y son muy caros debido al tamaño mismo de la escala de
operación. Por lo tanto, los datos sobre el comportamiento de los macizos
rocosos a gran escala nunca se obtienen en la misma cantidad que los que
existen sobre muestras de roca inalterada.
Los métodos de clasificación de las rocas se exponen en el capítulo 4 de este
Manual.

3-87
 Ensayos para la caracterización física
En general estos ensayos están encaminados a la clasificación del macizo
rocoso, y otros están enfocados en la caracterización de los minerales
componentes de la roca, en el caso de la roca intacta.
La caracterización física busca entonces la identificación de parámetros en
la roca intacta.
Análisis petrográfico
Se puede desarrollar sobre muestras inalteradas o alteradas. El nombre
petrológico que identifica el material y su descripción debe acompañar
siempre a todo estudio de materiales rocosos. Este ensayo está
normalizado por la ASTM C-295, en la cual se establecen diferentes
criterios para hacer la valoración adecuada, sin embargo la norma tiene
una particularidad importante en cuanto a la exigencia de un profesional
adecuado para su realización (geólogo o petrógrafo), su omisión puede
originar un resultado cualquiera con un alto grado de incertidumbre.
Los procedimientos pueden ser: reconocimiento y descripción visual de los
testigos o fragmentos de roca; análisis mediante lupa binocular de 20 a 30
aumentos; observación mediante microscopio petrográfico; y utilización
de técnicas de difracción de rayos X.
Absorción de agua
Se desarrolla sobre muestras alteradas. El ensayo consiste en sumergir las
muestras en un recipiente con agua, en las condiciones establecidas en
cada uno de los distintos tipos de ensayo que existen normalizados (INV E-
222/223). Es un ensayo que se emplea muy a menudo para determinar la
alterabilidad potencial de las rocas.
 Ensayos para caracterización hidráulica
Esta caracterización hidráulica en el caso de los ensayos de laboratorio,
casi que es exclusiva de los suelos, en el caso de las rocas intactas, por
ejemplo el ensayo de Absorción de agua puede ser mucho más
representativo; y para el caso de los macizos, se procuran los métodos de

3-88
campo, que utilizan los mismos principios que el laboratorio
(permeabilidad de cabeza constante y de cabeza variable).
 Ensayos para caracterización Mecánica
En general, varios de los ensayos de caracterización mecánica se realizan
también en muestras de roca inalterada o alterada.
Ensayos de compresión simple y Triaxial
Son los mismos procedimientos utilizados para los suelos, pero en este
caso el equipo a utilizar para realizar la falla es mucho más robusto, de
manera tal que durante el ensayo no se presente ninguna interrupción y
evitar que el mismo equipo pueda fallar debido a una sobrecarga. Este
ensayo se encuentra normalizado en la ASTM D 2664.
Ensayo de compresión simple con bandas extensométricas
Este ensayo se utiliza en la caracterización de la resistencia a compresión
de las rocas, se obtienen también los valores de módulo de deformación
(módulo de Young) y de coeficiente de Poisson. Se puede realizar sobre
muestras alteradas e inalteradas, bajo el método presentado en la Norma
ASTM C170:1087.
Para su realización se utiliza un dispositivo de carga análogo al empleado
para el ensayo de compresión simple, y se acoplan a la probeta los
elementos de medida de deformaciones.
Ensayo de corte directo sobre discontinuidades
En este ensayo se determinan los parámetros de resistencia (c y ) a lo
largo de una superficie casi plana, bien sea del testigo de roca o de una
discontinuidad, que es lo más habitual e interesante. Este ensayo se
encuentra regulado en la norma ASTM D5607.
El testigo de roca se sujeta a la caja de ensayo mediante un mortero de
cemento, dejando la discontinuidad en la parte central de la caja, que es
donde se aplica el esfuerzo tangencial, con el fin de que la rotura se
produzca a lo largo de ella.

3-89
Este ensayo es de gran aplicación práctica porque establece las
características resistentes de las discontinuidades con relleno o sin él.
Ensayo de carga puntual
Este ensayo se puede utilizar como posible complemento al ensayo de
resistencia a compresión simple. El ensayo consiste en la compresión de
un fragmento o un testigo de roca entre dos puntas cónicas, se produce la
rotura cuando aparecen grietas aproximadamente paralelas al eje de
aplicación de la carga.
Este ensayo se correlaciona con los valores de carga admisible y se realiza
bajo el método presentado en la Norma ASTM D 5731.
Ensayo de tracción indirecta (o brasilero)
Este ensayo fue concebido y desarrollado, inicialmente, para obtener la
resistencia a la tracción del hormigón. El ensayo como tal consiste en
someter una probeta cilíndrica a un esfuerzo de compresión a lo largo de
dos generatrices opuestas. El estado de tensiones que se produce origina
la rotura de la probeta en el plano de carga, y determina la resistencia a
tracción (t) de dicha probeta. El método se presenta en la Norma ASTM D
3967.
Esclerómetro
Este ensayo sirve para determinar la resistencia a compresión simple a
partir de la dureza superficial de la roca mediante el martillo Schmidt de
rebote (también conocido como esclerómetro). Sólo puede ser realizado
sobre muestras inalteradas, bajo el método presentado en la Norma INV
E-413.
Se trata de un ensayo de uso muy habitual, por su sencilla y rápida
ejecución, lo que permite disponer de un elevado número de valores y,
por tanto, de un buen espectro de la calidad de la roca; es preciso
recordar que se trata de un ensayo de tipo superficial.

3-90
 Otros ensayos de laboratorio
 Ensayo de dispersión por tubificación (“pin-hole”)
Los ensayos de dispersividad más usados son el del índice de
dispersión, a veces llamado del "doble densímetro" y el de "pin-hole",
desarrollado por Sherard.
El ensayo de “pin – hole”, se utiliza para identificar arcillas dispersivas,
altamente erosionables. El procedimiento de ensayo está planteado
para obtener una medida directa de la dispersión de suelos arcillosos
compactados, no obstante también puede realizarse con muestra
inalterada, se encuentra regulado con la norma ASTM D 4647-93.
Debe diseñarse muy bien la densidad y humedad de compactación
para que el resultado del ensayo sea lo más representativo posible.
En el ensayo de "pin-hole", desarrollado por Sherard, se hace pasar
agua por un orificio practicado en una probeta de suelo, bajo
gradientes hidráulicos crecientes. Del análisis de la turbidez del agua de
salida, de la variación de diámetro del orificio y del caudal que circula,
se deduce la clasificación del suelo en seis grupos, como indica la Tabla
3.23.
Tabla 3.23. Dispersividad según el ensayo Pin-hole (ASTM, 1993)
GRUPO CARÁCTER DEL SUELO
ND1, ND2 No dispersivo
ND3,ND4 Intermedio
D1,D2 Dispersivo
 Ensayo de Doble densímetro
El ensayo del doble densímetro conocido también como doble
hidrómetro (ASTM D 4221-99, USBR 5405-89), consiste en la ejecución
de dos ensayos granulométricos por sedimentación, uno tratando el
suelo con un agente dispersante para separar las partículas, y otro

3-91
únicamente con agua, según se aprecia en la Figura 3.18.
Figura 3.18. Índice de dispersión
Si el porcentaje de finos obtenido en ambos ensayos es parecido, el
suelo es muy dispersivo, pues el agua sola es capaz de separar bien las
partículas. Se define el índice de dispersión, ID, o porcentaje de
dispersión, como el cociente entre los porcentajes de partículas
menores de 0,005 mm, en ambos ensayos (P: ensayo con agua / Q:
ensayo con agua más dispersante), según la ecuación 3.17.
D (P/Q)100 [3.17]
Donde: ID: Índice de dispersión, en porcentaje (%).
P: Partículas menores de 0,005 mm., en ensayo con
agua, en porcentaje (%).
Q: Partículas menores de 0,005 mm, en ensayo con
agua más dispersante, en porcentaje (%).
En la Tabla 3.24 se dan los criterios de dispersividad en función de este
índice.

3-92
Tabla 3.24. Índice de dispersión (Fuente: Elaboración propia)
ÍNDICE DE DISPERSIÓN, ID
(%)
CARÁCTER DEL SUELO
0 -33 Estable
34 – 66 Medianamente dispersivo
67 - 100 Altamente dispersivo
 Ensayo de Crumb
El ensayo de Emerson Crumb fue desarrollado como un procedimiento
simple para identificar el comportamiento dispersivo en campo, pero
ahora es muy frecuentemente usado en el laboratorio. Para
profundizar sobre el ensayo se puede consultar la norma United States
Bureau of Reclamation – USBR 5400-89.
El ensayo consiste en preparar un espécimen cúbico de 15 mm de lado
secado al aire. El espécimen es colocado cuidadosamente en alrededor
de 250 ml de agua destilada. Mientras el suelo se comienza a hidratar,
se observa la tendencia de las partículas coloidales para deflocularse y
entrar en suspensión.
La tendencia para que las partículas de arcilla entren en suspensión
coloidal es observada después de 5-10 minutos de inmersión, usando
la siguiente guía de interpretación:
Grado 1. Ninguna reacción: El desmenuzado puede desmoronarse y
esparcirse en el fondo del molde en amontonamiento plano, sin ningún
signo de agua nublada causada por coloidales en suspensión.
Grado 2. Reacción ligera: Simple insinuación de nubosidad en agua en
la superficie (si la nubosidad es fácilmente visible, use el grado 3).
Grado 3. Reacción moderada: Nubosidad de coloides fácilmente
reconocible en suspensión. Usualmente diseminado en trazas delgadas
en el fondo del molde.

3-93
Grado 4. Reacción fuerte: Nubosidad coloidal cubre casi la totalidad del
fondo del molde, usualmente en una superficie muy delgada. En casos
extremos toda el agua en el molde se vuelve nubosa.
El ensayo de Crumb entrega una buena indicación del potencial de
erosionabilidad de los suelos de arcilla; sin embargo un suelo
dispersivo puede a veces dar una reacción no dispersiva en el ensayo
de Crumb. Si el ensayo de Crumb señala dispersión, lo más probable es
que el suelo sea dispersivo.
 Ensayo del colapso
Se realiza en una cámara de consolidación. Un suelo parcialmente
saturado se somete a una sobrecarga, se espera a que cesen los
asientos que tienen lugar y, a continuación, se inunda. En el caso de un
suelo “colapsable”, se produce un asiento adicional muy brusco, que se
conoce con el nombre de “colapso”.
En general podemos decir que este fenómeno es importante en suelos
de estructura floja, dependiendo de la magnitud del mismo y de la
presión a la que se encuentre sometido.
El ensayo puede realizarse sobre la muestra inalterada o remoldeada, y
está normalizado con la Norma INV E-157.
 Ensayos de expansión
Ensayo de presión de expansión en consolidómetro
Consiste en determinar la presión de expansión de un suelo cohesivo
en consolidómetro (INV E-151), entendiendo ésta como la presión
vertical necesaria para mantener sin cambio de volumen, una probeta
confinada lateralmente cuando se inunda de agua. Es de aplicación
tanto en suelos inalterados como remoldeados.
Ensayo de expansión libre
El ensayo consiste en la determinación de expansión libre en
consolidómetro de un suelo cohesivo, entendiendo aquel como el
incremento de altura, expresado en % del valor inicial, que

3-94
experimenta una probeta de suelo cuando se encuentra confinada
lateralmente, sometida a una presión vertical de 10 kPa y se inunda de
agua.
También se puede determinar la expansión libre de una probeta de
suelo sometida a la presión que interese ensayar.
Ensayo de expansión en rocas
Se trata de un ensayo que permite medir el cambio de volumen de una
muestra o probeta debido a la humectación gradual de la roca.
En general, sólo se mide la expansión en dirección vertical, aunque
también se puede medir el que se produce en tres direcciones
perpendiculares.
La experiencia ha demostrado que este ensayo está especialmente
indicado para efectuarse sobre rocas arcillosas y sulfatadas (anhidrita),
las cuales tienen una capacidad elevada para aumentar el volumen por
absorción de agua con un potencial de expansión variable.
 Ensayos de alteración frente a agentes atmosféricos
Ensayo de humedad-sequedad-desmoronamiento (slake durability
test)
El ensayo cuantifica el debilitamiento originado en la red cristalina de
los minerales de la roca por la presencia y desaparición parcial del agua
(ASTM D4644), tras un número determinado de ciclos (normalmente
25), y teniendo en cuenta el desmoronamiento sufrido por la muestra a
medida que transcurre el ensayo.
Se utiliza fundamentalmente para comprobar el comportamiento de
rocas de origen arcilloso o limoso que, a lo largo del tiempo, sufren
importantes transformaciones.
El índice ID, que se obtiene del ensayo, es la relación porcentual entre
el peso seco de los fragmentos después de dos ciclos y el que
presentaban antes del ensayo.

3-95
Ensayo de calentamiento-enfriamiento
El ensayo consiste en someter a la roca a un choque térmico similar al
que puede darse en la naturaleza, a fin de prever las acciones
originadas por las expansiones y contracciones que tienen lugar (UNE-
EN 14066).
De este ensayo, al igual que del anterior, se obtiene el porcentaje de
pérdida de material que sucede durante su realización.
Ensayo de cristalización de sales
En este tipo de ensayos se estudia el efecto que tiene, sobre la muestra
de roca, el crecimiento de cristales de sales existentes en la misma, o
aquellos que la atacan a esta última, el ensayo se encuentra regulado
en la norma UNE –EN 12370.
Como en los ensayos actúa conjuntamente el efecto de humectación-
desecación, es preciso realizar ensayos paralelos, simplemente con
agua, para identificar a qué causa corresponden los efectos que se
observan.
El resultado del ensayo se determina, como en todos los anteriores, a
través de la pérdida en peso de los materiales ensayados.
Ensayo de inmersión
Con este ensayo se determina cuál es el comportamiento de las rocas
frente a la acción del agua. Se recomienda consultar la norma UNE -
EN1936.
Existen diversos procedimientos para cuantificar el incremento de
fisuras producidas por el debilitamiento de las rocas al aumentar su
grado de saturación. Uno de ellos, quizá el más extendido, consiste en
analizar la rapidez con la que tiene lugar el desmoronamiento de un
fragmento de roca, una vez que se ha introducido en agua destilada.
A partir del ensayo se obtiene un índice (Ij) que en algunos casos es
posible correlacionar con el índice de durabilidad (Ip) que resulta del
ensayo de humedad-sequedad-desmoronamiento.

3-96
3.4. CONTROL DE CALIDAD EN LOS ENSAYOS DE LABORATORIO
En Colombia, el control de la calidad de los ensayos de laboratorio es
acreditado por el Organismo Nacional de Acreditación - ONAC, quien es el
ente responsable de garantizar que el laboratorio que ofrece servicios de
ensayos cumpla con los parámetros mínimos que deben darse:
 Idoneidad del personal.
 Equipos apropiados (calibrados y verificados).
 Condiciones ambientales (ubicación, espacio necesario, temperaturas de
los cuartos, etc.).
 Manipulación de las muestras.
 Cumplimiento de los métodos de ensayo, etc.
Los Laboratorios de ensayos para ingeniería, deben seguir la norma de calidad
ISO 17025, la cual establece los parámetros mínimos que se deben cumplir,
uno de los aspectos más importantes del cumplimiento de esta norma es el
cálculo y presentación de la incertidumbre del resultado.
El cálculo de la incertidumbre del resultado, define el rango de variación que
puede tener un dato, tiene las mismas unidades del mensurando (R) y ofrece
una información directa de las condiciones de ejecución del ensayo, el valor
de incertidumbre se debe presentar de la siguiente manera:
r [3.18]
Donde: Vr: Valor real del parámetro, en las dimensiones del
parámetro medido.
R: Valor obtenido del mensurando (parámetro medido), en
las mismas unidades que Vr.
I: Valor de la incertidumbre en las mismas unidades que Vr.
Este valor se determina de acuerdo con cualquier método
validado por la ISO-17025 mediante el análisis estadístico
de la diversa información que define un ensayo de
laboratorio.

3-97
Este valor de incertidumbre es de presentación obligatoria en cada resultado,
se puede dar el caso que este valor ayude al ingeniero responsable a tomar la
decisión de cambiar de laboratorio.
Ejemplo de Aplicación
Los laboratorios A y B, están evaluando la misma muestra, están midiendo
el valor del Límite Líquido, ambos laboratorios tienen este ensayo
acreditado ante el ONAC, y reportan los siguientes resultados:
 Laboratorio A: LL = 65% ± 20%
 Laboratorio B: LL = 65% ± 5%
Evidentemente, el laboratorio B ofrece menor variación respecto de los
resultados, y esta comparación permite tener el argumento para contratar
el laboratorio B, y no el laboratorio A. En esta presentación de resultados un
dato solo (sin el reporte de la incertidumbre) no corresponde al “valor real”
del mensurando.
De darse el caso de realizar ensayos de laboratorio en el sitio de la obra, o con
un laboratorio que no tenga acreditados sus métodos, al menos se debe
garantizar que se cumplan con las exigencias presentadas al final de cada
norma de ensayo, exigencias que se refieren a los conceptos de “tolerancia y
precisión”, y que deben estar en el cálculo de la incertidumbre para los
resultados que emiten.
El cálculo de la incertidumbre consiste en la aplicación de diversos métodos,
uno de los más reconocidos internacionalmente es el de la GUM (Guía para
estimar la incertidumbre de la medición), que utiliza herramientas estadísticas
para la determinación de la incertidumbre. Este valor encierra todas las
variables posibles que se pueden presentar en el desarrollo de un ensayo,
muy similares a las exigidas para la acreditación de cada ensayo. Por lo tanto,
se entiende que el valor de la incertidumbre de un ensayo no es un valor
permanente sino temporal, y cada laboratorio está en la obligación de realizar
la actualización de este valor.

3-98
3.5. REGISTROS DE CAMPO DE LAS PERFORACIONES
La información obtenida durante la ejecución de cada perforación es
registrada gráficamente por el inspector, en un formato establecido para el
efecto denominado registro de la perforación, el cual contiene, como mínimo,
los siguientes datos:
 Identificación del proyecto.
 Nombres del inspector y del operador del equipo.
 Fecha de la perforación.
 Número, localización, y tipo de barreno.
 Perfil estratigráfico del subsuelo, obtenido por observación de los suelos y
núcleos de roca extraídos por barrena, penetrómetro estándar o tubo de
pared delgada.
 Posición del nivel freático si se detecta.
 Resistencia a la penetración en la prueba STP y profundidad de la prueba.
 Número, tipo, y profundidad de las muestras recolectadas para remisión al
laboratorio.
 En caso de extracción de núcleos, longitud real de corrida, longitud
recuperada y RQD.
Antes de ausentarse, el inspector de perforación verifica que la información
de todas las perforaciones está completa. Si la información sobre la
localización exacta no está disponible, hace un esquema donde las ubique en
relación con detalles identificables (por ejemplo, puentes, alcantarillas, postes
de referencia, etc.).
Si se hicieron apiques, incluye registros de los mismos en formatos similares,
anexando fotografías de las caras excavadas.
A manera de orientación se presenta un formato de registro de campo el cual
se ilustra en la Figura 3.19.

3-99
Figura 3.19. Modelo del Registro de campo de los apiques y/o perforaciones

3-100
Se registra la mayor cantidad de información de campo posible, se tiene en
cuenta al menos la información solicitada en la norma INV E-101; y se sugiere
que, adicional a este registro, se lleve también un registro fotográfico, donde
posteriormente, junto con en el trabajo de oficina, se contraste o verifique la
información obtenida de los ensayos de laboratorio con las observaciones en
campo.
3.6. PERFIL ESTRATIGRÁFICO
Luego del registro de campo se consolida la información para presentar el
perfil estratigráfico encontrado, este perfil puede verificarse con los
resultados de laboratorio.
Para el caso del perfil estratigráfico, en el espacio designado dentro del
formato para esta información, al menos se reporta:
 Cambios de estrato.
 Escala métrica para verificar dónde se presenta el cambio.
 Convención que identifique la ubicación del nivel freático.
 Convenciones que identifiquen los tipos de material.
 Escala de colores para diferenciar grados de meteorización, colores del
material, identificación de vetas, etc.
Algunas de las convenciones que se utilizan para desarrollar el perfil
estratigráfico se presentan en la Figura 3.20.

3-101
Figura 3.20. Descripción gráfica de los tipos de suelos (Fuente: Elaboración propia)
DIVISIONES MAYORES SIMBOLO
SUCS GRAFICO
DESCRIPCION
GW
GP
GM
GC
SW
SP
SM
SC
ML
CL
OL
MH
CH
OH
Pt
GRAVA
BIEN
GRADUADA
GRAVA
MAL
GRADUADA
GRAVA
LIMOSA
GRAVA
ARCILLOSA
ARENA
BIEN
GRADUADA
ARENA
MAL
GRADUADA
ARENA
LIMOSA
ARENA
ARCILLOSA
LIMO INORGA-
NICO DE BAJA
PLASTICIDAD
ARCILLAINOR-
GANICADEBAJA
PLASTICIDAD
LIMOORGANICO
OARCILLAORGA-
NICADEBAJA
PLASTICIDAD
LIMOINORGA-
NICODEALTA
PLASTICIDAD
ARCILLAINOR-
GANICADEALTA
PLASTICIDAD
LIMOORGANICO
OARCILLAORGA-
NICADEALTA
PLASTICIDAD
TURBAYOTROS
SUELOS
ALTAMENTE
ORGANICOS
SUELOS
GRANULARES
GRAVA Y
SUELOS
GRAVOSOS
ARENA Y
SUELOS
ARENOSOS
SUELOS
FINOS
LIMOS Y
ARCILLAS
(LL < 50)
LIMOS Y
ARCILLAS
(LL > 50)
SUELOS ALTAMENTE
ORGANICOS

3-102
La definición del perfil estratigráfico (Figura 3.21), es una herramienta para la
selección del nivel de fundación.
Figura 3.21. Modelo cuadro perfil estratigráfico (Fuente: Elaboración propia)
3.7. CUADRO RESUMEN DE ENSAYOS
El cuadro resumen es el resultado final de los trabajos de campo y de
laboratorio, en un formato se presenta toda la información obtenida, la
recopilada en campo (descripción visual de los materiales, estado de
humedad, etc.), y la obtenida en laboratorio y oficina (perfil estratigráfico,
resultados de laboratorio, ubicación del nivel freático, métodos de
exploración, etc. (Figura 3.22).
Ref:
Operario:
Fecha:
Ing Supervisor
Inicial
Final
Espesor
MUESTRA
0 0,04 0,04 NA
0,04 0,12 0,1 NA
0,12 0,19 0,07 NA
0,19 0,24 0,05
0,24 0,78 0,54
0,78 1,52 0,74
REGISTRO DEL PERFIL ESTRATIGRÁFICO SONDEO AP1
ESQUEMA DELOCALIZACIÓN
Nombre de la
empresa
MORTERO DEPEGA
RELLENO CON ARCILLA, DE
CONSISTENCIA DURA AL TACTO Y
COLOR CAFÉOSCURO
ADOQUIN
ARENA LAVADA DETONALIDAD
AMARILLA
MATERIAL ARCILLOSO DECONSISTENCIA
DURA AL TACTO, CON BETAS ROJAS Y
COLOR CAFÉOSCURO
BALDOSA
DESCRIPCION CAMPO
COM PAÑÍA
FIN DEL SONDEO
OBRA
LOCALIZACION
NORM A

3-103
Figura 3.22. Modelo cuadro resumen de ensayos (Fuente: Elaboración propia)

3-104
3.8. PRESENTACIÓN DEL INFORME
Una vez terminada la exploración del subsuelo y todos los ensayos de campo
y laboratorio programados por el especialista geotécnico, este elabora el
informe correspondiente, el cual sirve de base para el diseño estructural y
como referencia durante la etapa de construcción.
Todos los estudios, reconocimientos de campo, ensayos de laboratorio,
análisis de la información, etc., deben quedar recogidos en un único
documento que constituirá el Informe Geotécnico como base de los trabajos
posteriores. Una definición del estudio geotécnico se presenta en el numeral
H.2.2.2 (Estudio geotécnico definitivo) de la NSR-10.
La finalidad del Informe Geotécnico se debe hacer explícita en su texto con
mención del tipo de obras o estructuras para las que se ha previsto sea
utilizada la información. Su utilización posterior para una finalidad distinta
debe ser justificada de modo expreso.
El informe debe incluir un resumen de la información previa, de la descripción
y del análisis de los reconocimientos realizados, de la identificación de los
materiales que existen en el subsuelo, y de la determinación de los
parámetros geotécnicos necesarios para los trabajos que hayan sido objeto
del estudio.
En determinados casos, la existencia de problemas singulares puede exigir la
realización de una investigación o redacción de un estudio, específicos, cuyas
características serán adaptadas al tema a tratar.
Contenido del Informe
Aunque cada profesional tiene la independencia para elaborar el informe de
acuerdo con su experiencia y con las características del proyecto, el
documento debe incluir, al menos, los siguientes aspectos:
 Propósito del informe geotécnico.
 Descripción general del proyecto o características del problema, que
motivan su redacción. Se deben incluir la descripción, la geometría de la
obra, las tipologías estructurales previstas, los materiales a emplear y una
estimación de las cargas principales.

3-105
 Descripción detallada de la ubicación del sitio, incluyendo la topografía, las
condiciones de acceso, las instalaciones de servicios públicos, estructuras y
otras edificaciones cercanas, el clima, el tipo de vegetación, las
condiciones del drenaje natural y cualquier otra característica que pueda
ser de relevancia.
 Antecedentes generales y geotécnicos.
 Descripción de los trabajos de campo realizados, donde se indiquen el tipo
de perforaciones, su número, localización y profundidad, así como los
ensayos realizados in situ. Deben considerarse, además, las referencias
cronológicas de los distintos trabajos de campo, la descripción de los
equipos empleados, y el personal que los ha realizado.
 Trabajos de laboratorio. Describen los ensayos empleados, los tipos de
muestras analizadas y la cantidad de ensayos de cada tipo, así como la
discusión de los resultados.
 Descripción de las condiciones geológico-geotécnicas del sitio de estudio,
a partir de los perfiles estratigráficos y de las características geotécnicas
deducidas de los resultados de los ensayos de campo y de laboratorio. Se
incluye en este apartado la historia geológica y geomorfológica del lugar
(se recomienda la ayuda de fotos aéreas donde sea aplicable), la
cartografía geológica, la estructura del subsuelo, los tipos de suelos o
rocas que pueden intervenir en el problema en estudio, la experiencia
geotécnica local, la observación del nivel freático, etc. Esta descripción
debe ser realizada con ayuda de mapas, planos, perfiles geotécnicos,
fotografías y esquemas o dibujos suficientes para la clara exposición de
todos los detalles de interés.
 Características geotécnicas del terreno. Hecha la clasificación de los
distintos materiales reconocidos, se describen, para cada uno de ellos, las
características geotécnicas que se deducen de los ensayos de laboratorio y
de los ensayos in situ. En términos generales, se trata de establecer las
causas de variación de los distintos parámetros mediante gráficos, figuras
y correlaciones. Son de particular interés los diagramas de variación de los
distintos parámetros en profundidad.

3-106
Los puntos anteriores alimentan el informe de diseño que generalmente se
constituye en un tomo conjunto con el informe del estudio de suelos. Para tal
fin el informe debe contener adicionalmente lo siguiente:
 Tipo y cota de cimentación, incluyendo alternativas de sistemas de
fundación, mejoramiento del suelo bajo la cimentación, sistemas de
precarga, etc., siempre que sea pertinente.
 Tensiones de contacto admisibles para fundaciones directas, carga
admisible de compresión y tracción para cimentaciones profundas y
constante de balasto para solicitaciones estáticas y sísmicas.
 Parámetros necesarios para determinar empujes, resistencia al
deslizamiento, resistencia pasiva, diseño de anclajes y terraplenes,
siempre que sea pertinente, tanto para condiciones tanto estáticas como
sísmicas.
 Descripción de procedimientos especiales de construcción y redacción de
las especificaciones particulares de construcción que sean necesarias para
materializar las bases de diseño que contiene el informe.
 Conclusiones, recomendaciones, y limitaciones del estudio.
Como anexos, el informe geotécnico incluye:
 Mapa detallado de localización del sitio.
 Plano de planta y perfil del terreno en el eje del puente o de la estructura,
en el cual se represente la ubicación y cotas de los sitios explorados, así
como el perfil estratigráfico de cada uno. Las cotas se deben encontrar
amarradas al sistema establecido en el levantamiento topográfico.
 Registros de las perforaciones.
 Formatos con los datos y los resultados de todas las pruebas de campo y
de laboratorio.
 Documentación gráfica adicional que sea de utilidad para el proyecto.

3-107
3. BIBLIOGRAFÍA CONSULTADA
TRANSPORTATION OFFICIALS. 1996. Standard Specifications for Highway
Bridges. Washington D.C. : s.n., 1996.
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3-110

4-ii

Capítulo 4 – Caracterización de Suelos y Rocas
4-iii
CAPÍTULO 4. CARACTERIZACIÓN DE SUELOS Y ROCAS 4-1
4.1. CARACTERIZACIÓN GEOLÓGICA 4-1
4.1.1. Geología general 4-1
4.1.2. Geología estructural y discontinuidades 4-5
4.1.2.1. Pliegues 4-6
4.1.2.2. Fallas 4-7
4.1.2.3. Fracturas 4-8
4.1.2.4. Juntas o diaclasas 4-8
4.1.2.5. Foliación 4-8
4.1.2.6. Estratificación 4-8
4.1.2.7. Discordancia 4-8
4.1.3. Geomorfología 4-8
4.1.4. Geodinámica 4-9
4.1.4.1. Geodinámica externa 4-9
4.1.4.2. Geodinámica interna 4-10
4.1.4.3. La geodinámica en el ambiente Geológico Colombiano 4-10
4.2. CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA 4-11
4.2.1. Rocas 4-11
4.2.1.1. La litología 4-12
4.2.1.2. La resistencia 4-16
4.2.1.3. Las discontinuidades 4-19
4.2.1.4. Grado de meteorización 4-21
4.2.1.5. Condiciones hidrogeológicas 4-23
4.2.1.6. Propiedades ingenieriles de la roca 4-25
4.2.1.6.1. Propiedades Físicas 4-28
4.2.1.6.2. Propiedades mecánicas 4-31
4.2.1.6.3. Propiedades hidráulicas 4-39
4.2.1.7. Clasificación de macizos rocosos 4-41
4.2.1.7.1. Clasificación de Terzaghi 4-41
4.2.1.7.2. Clasificación de Deere 4-42
4.2.1.7.3. Clasificación de Bieniawski (1973) 4-43
4.2.1.7.4. Clasificación de Barton (1974) 4-46
4.2.1.7.5. Método GSI (Geological Strengh Index) (HOEK, 2007) 4-50

4-iv
4.2.1.8. Correlación entre las clasificaciones de rocas 4-52
4.2.1.9. Coeficientes sísmicos 4-53
4.2.1.9.1. Ondas primarias 4-53
4.2.1.9.2. Coeficiente de aceleración horizontal 4-54
4.2.2. Suelos 4-55
4.2.2.1. Propiedades físicas de los suelos 4-55
4.2.2.1.1. Relaciones Volumétricas 4-55
4.2.2.1.2. Relaciones gravimétricas 4-58
4.2.2.1.3. Relaciones de peso y volumen 4-58
4.2.2.1.4. Otras propiedades físicas 4-61
4.2.2.1.5. Granulometría 4-63
4.2.2.1.6. Plasticidad 4-64
4.2.2.1.7. Clasificación de los suelos 4-66
4.2.2.2. Propiedades mecánicas de los suelos 4-71
4.2.2.2.1. Concepto de esfuerzo 4-72
4.2.2.2.2. Resistencia al corte 4-74
4.2.2.2.3. Compresibilidad 4-78
4.2.2.2.4. Correlaciones para obtener propiedades mecánicas de los suelos 4-79
4.2.2.3. Propiedades hidráulicas de los suelos 4-105
4.2.2.3.1. Permeabilidad 4-105
4.2.2.3.2. Gradiente hidráulico 4-105
4.2.2.3.3. Coeficiente de Permeabilidad 4-107
4.2.2.3.4. Correlaciones para obtener el coeficiente de permeabilidad k 4-108
4.2.2.4. Caracterización de los suelos de difícil comportamiento 4-110
4.2.2.4.1. Suelos colapsables 4-111
4.2.2.4.2. Suelos expansivos 4-113
4.2.2.4.3. Suelos orgánicos 4-115
4.2.2.4.4. Suelos dispersos 4-117
4.2.2.4.5. Suelos licuables 4-120
4.2.2.4.6. Suelos residuales 4-123
4.2.2.5. Depósitos de suelo 4-125
4.2.2.5.1. Depósitos aluviales 4-125
4.2.2.5.2. Depósitos eólicos 4-126
4.2.2.5.3. Depósitos lacustres y marinos 4-127
4.2.2.5.4. Depósitos coluviales 4-128
4.2.3. Confiabilidad y variabilidad de datos 4-128
ANEXO A 4-137

4-1
4. CAPÍTULO 4. CARACTERIZACIÓN DE SUELOS Y ROCAS
4.1. CARACTERIZACIÓN GEOLÓGICA
Geología (gea “tierra” y logos “estudio”) es la ciencia que estudia la
composición y estructura de la corteza terrestre, y los diferentes procesos que
han dado lugar a su presente estructura.
El campo de aplicación de la geología es muy amplio y su conocimiento es
esencial para estudios de viabilidad de proyectos, estudios de terrenos,
cimentaciones, excavaciones, canteras, obras sobre cauces fluviales, impacto
medio ambiental, riesgos geológicos, prevención y conservación de obras.
Las obras viales se desplantan en su mayoría de las veces, sobre un material
natural, por lo que la caracterización geológica del sitio donde se va a
emplazar una obra se constituye en una herramienta básica para el desarrollo
de una obra civil.
El estudio geológico es necesario en todas las etapas de un proyecto, este
deberá contener como mínimo información relacionada con litología,
estratigrafía, discontinuidades, geomorfología, hidrología, y la geodinámica
externa e interna de la zona de análisis.
4.1.1. Geología general
Los datos geológicos son necesarios, en primer término, en la etapa de
anteproyecto, los cuales se obtienen de fotografías aéreas, de planos
geológicos, y de toda la información bibliográfica, geológica, o geotécnica
existente sobre el área en estudio.
En la etapa de reconocimiento preliminar la información geológica y
geotécnica se obtiene de la inspección de campo, y en la etapa
correspondiente al estudio definitivo los datos geológicos se obtienen de la
ejecución de perforaciones, apiques, o trincheras, y de la aplicación de
algunos métodos geofísicos, actividades de exploración del subsuelo que se
encuentran descritas en el capítulo 3.

4-2
En el caso de rocas se describen mineralogía, características texturales,
estructuras, clasificación, grado de fracturación, propiedades ingenieriles,
espesor, distribución y origen de las diferentes unidades. Se menciona el
nombre de las unidades y formaciones existentes, y se definen para facilitar la
comunicación entre el geólogo y el Geotecnista.
Para fines geotécnicos el primer requerimiento es conocer la resistencia y el
comportamiento mecánico de la masa rocosa. Es importante distinguir entre
la resistencia de la roca intacta y la de un fragmento; la resistencia está
determinada principalmente por la frecuencia y orientación de las
discontinuidades. En la Tabla 4.1 se presenta un indicativo de la dureza de la
roca mediante la respuesta al golpe del martillo de geología.
Tabla 4.1. Clasificación utilizada para estimar el Índice de dureza de la roca
CLASIFICACIÓN IDENTIFICACIÓN
Muy dura
El martillo produce solamente descascare de la muestra.
Sonido metálico del golpe
Dura
El espécimen es fracturado con muchos golpes de
martillo
Medianamente dura
El espécimen requiere más de un golpe de martillo para
ser fracturado
Ligeramente suave
No se puede raspar con un cuchillo de bolsillo. El
espécimen puede ser fracturado con un solo golpe firme
de martillo
Débil o suave
Se descascara con dificultad con un cuchillo de bolsillo;
rayado poco profundo con golpes firmes con la punta del
martillo del geólogo
Muy débil
Se descompone con golpes firmes con la punta del
martillo de geólogo. Puede ser raspado con un cuchillo
de bolsillo
Otra forma de identificar la roca consiste en la observación del grado de
meteorización de la roca, por parte del geólogo, basándose en la Tabla 4.2.

4-3
Tabla 4.2. Clasificación utilizada para determinar el grado de meteorización de la roca
GRADO DENOMINACIÓN CRITERIO DE RECONOCIMIENTO
I Roca sana o fresca
La roca no presenta signos visibles de
meteorización, pueden existir ligeras
pérdidas de color o pequeñas manchas
de óxido en los planos de discontinuidad.
II
Roca ligeramente
meteorizada
Las rocas y los planos de discontinuidad
presentan signos de decoloración. La
roca puede estar decolorada en la pared
de las juntas pero no es notorio que la
pared sea más débil que la roca sana.
III
Roca moderadamente
meteorizada
La roca está decolorada en la pared. La
meteorización empieza a penetrar hacia
el interior de la roca desde las
discontinuidades. El material es
notablemente más débil en la pared que
en la roca sana. Material débil <50%del
total.
IV
Roca meteorizada o muy
meteorizada
Más de la mitad del material se
descompone en suelo. Aparece roca
sana o ligeramente meteorizada de
forma discontinua.
V
Roca completamente
meteorizada
Todo el material se descompone en
suelo. La estructura original de la roca se
mantiene intacta.
VI Suelo residual
La roca es totalmente descompuesta en
suelo y no se pueden reconocer ni la
textura, ni la estructura original. El
material permanece in situ y existe un
cambio de volumen importante.

4-4
En cuanto a la estratificación, esta es la disposición de las capas o estratos de
un terreno, representada por un plano o superficie de discontinuidad. Este
plano o superficie de discontinuidad puede ser abierto o sólo ser definido por
un cambio de coloración de la roca depositada.
Es importante conocer además de la estratigrafía, el origen, el espesor, la
distribución y su posición en la secuencia, de las distintas unidades litológicas
presentes, y cuál ha sido la evolución histórica del sitio en análisis.
En el caso del suelo se debe evaluar el contexto geológico del mismo
considerándolo como un “cuerpo natural heterogéneo”, constituido por
sedimentos no consolidados de partículas sólidas, fruto de la alteración de las
rocas, formando suelos residuales y transportados o depositados.
Algunas de las propiedades básicas de los suelos a estudiar son: color, tamaño
de las partículas, consistencia, textura, estructura, porosidad, humedad,
densidad y contenido de materia orgánica.
Para la identificación de los suelos es importante conocer algunas definiciones
desde el punto de vista geológico:
 Saprolito. Suelo residual en el que se conservan la textura y la estructura
de la roca madre.
 Regolito. Término genérico utilizado para designar los materiales de la
corteza terrestre que se encuentran entre la superficie y el sustrato
rocoso, sean ellos suelos residuales o transportados. Es un sinónimo de
suelo.
 Suelo residual. El que se forma sobre la roca madre (autóctono).
 Suelo transportado. Son aquellos formados por los productos de
alteración de las rocas, removidos y depositados en otro sitio diferente al
de su origen (alóctono).
 Lixiviación. Remoción de material soluble del suelo por agua infiltrada.
 Humus. Residuo de la descomposición de tejidos orgánicos, que da el
color al suelo.

4-5
 Relictos. Estructuras que hereda el suelo de la roca madre (diaclasas, etc.).
 Coluvión. Depósito de ladera; proviene de los movimientos de masas.
 Aluvión. Depósito de corriente (alóctono).
 Subsidencia. Hundimiento por presencia de cavernas kársticas o fallas
activas.
 Depósitos. El nombre de los depósitos depende del agente de transporte,
del lugar y de su estructura:
 Por el agente: Coluvial (gravedad), eólico (viento), aluvial (agua),
glaciar (hielo).
 Por el lugar: Palustre (pantanos), marino (mar), lacustre (lagos),
terrígeno (continentes).
 Por la estructura: clástico (fragmentos), no clástico (masivo).
 Abanico aluvial o cono de deyección. Es en geología una forma del
terreno, o accidente geográfico, que se forma cuando una corriente de
agua que fluye rápidamente entra en una zona más tendida y su velocidad
disminuye, extendiéndose su cauce en abanico.
4.1.2. Geología estructural y discontinuidades
Para una mejor compresión del comportamiento de una obra civil en un sitio
determinado, se necesita conocer las estructuras geológicas y
discontinuidades de las rocas y/o suelos donde quedará asentada la
estructura como son: pliegues, fallas, juntas o diaclasas, fracturas, foliación,
estratificación, discordancias acorde a la Tabla 4.3.

4-6
Tabla 4.3. Tipos de discontinuidades de la masa rocosa
TIPOS DE DISCONTINUIDADES DE LA MASA ROCOSA
Según su Tipo
ESTRUCTURALES
Constituyen diseños de
debilidad
Estratificación,
foliación, clivaje
FÍSICAS
Separación efectiva de partes
Diaclasas, fallas,
fracturas
Según su
Tamaño
MENORES
Frecuentemente, son
susceptibles de tratamiento
estadístico
Diaclasas
MAYORES
Escasas, tratamiento individual
Fallas
A continuación se hace una descripción de estas estructuras y
discontinuidades, con énfasis en las características que deben tomarse en
cuenta para un estudio geotécnico:
4.1.2.1. Pliegues
Es importante reconocer los diferentes tipos de pliegues en el campo y hacer
precisión de su orientación, rumbo, azimut, dimensiones e intensidad. A veces
los pliegues pueden influir en la elección del sitio para el emplazamiento de la
cortina de una presa, de un túnel, o una carretera. Un pliegue está completo
cuando tiene al menos un anticlinal y un sinclinal, como se observa en la
Figura 4.1. El sinclinal tiene mucha importancia en ingeniería, como
consecuencia de su capacidad para acumular fluidos. Billings (1994) describe
los pliegues como ondulaciones u olas en las rocas de la tierra, que son más
comunes en los estratos sedimentarios, pero pueden aparecer en cualquier
tipo de material.
Figura 4.1. Esquema de Pliegue

4-7
4.1.2.2. Fallas
Una falla es una estructura geológica donde existe rompimiento y
desplazamiento apreciable de las rocas de la corteza terrestre. Las fallas
tienen gran importancia y trascendencia, y son susceptibles de ocasionar
graves y lamentables problemas en ingeniería civil, ya que pueden determinar
la no construcción de un tramo vial por razones de seguridad, o condicionar la
vialidad de un proyecto por su presencia. En la figura 4.2 se indican las partes
de una falla (DUQUE, 2002).
Figura 4.2. Partes de una falla. (1) Bloques; (2) Labios de falla; (3) Plano de falla; (4) Espejo
de la falla; (5) Línea de falla; (6) Ángulo de buzamiento; (7) Bloque levantado; (8) Bloque
hundido; (9) Techo; (10)Piso; (11) Salto real
Las fallas pueden generar terremotos a lo largo de ellas y causar daño y
destrucción de las estructuras construidas sobre ellas o en la vecindad, por la
energía liberada. Estos fenómenos también pueden cambiar las propiedades
geotécnicas del terreno al disminuir la resistencia, modificar las condiciones
de permeabilidad, poner en contacto formaciones litológicas distintas, y
activar en la mayoría de los casos la erosión diferencial.
Una falla activa desde el punto de vista ingenieril es aquella que se ha movido
en el pasado geológico reciente y que puede moverse en el próximo futuro.
Por pasado geológico reciente se entiende el holoceno (últimos diez mil años)
y por próximo futuro a la vida útil de la estructura.
El OIEA (Organismo Internacional de Energía Atómica) propuso además el
término de falla capaz, semejante al de falla activa, y la define como “aquella
que ha presentado deformación tectónica en los últimos 500 mil años o
cualquier otra falla en relación estructural con la primera, o con
macrosismicidad asociada”.
En síntesis una falla representa una zona de debilidad del macizo, lo cual
representa una variedad de problemas como un cambio de tipo litológico, o
un camino para filtraciones de agua (PLAZA, 2005).

4-8
4.1.2.3. Fracturas
Es un término general para cualquier rotura en una roca, sea esto causa o no
de desplazamiento, debido a esfuerzos de tensión. Las fracturas tienen una
abertura mayor que las fisuras.
Su estudio se realiza cuantificando la calidad de la roca sobre los testigos o
núcleos obtenidos en la exploración en campo, mediante la obtención del
RQD (Índice de Calidad de la Roca).
4.1.2.4. Juntas o diaclasas
Son fracturas en una roca, más o menos verticales o transversales a la
estratificación, a lo largo de las cuales no ha ocurrido un movimiento
apreciable. La superficie de fracturamiento es usualmente plana y siempre
ocurren en grupos paralelos.
4.1.2.5. Foliación
Se refiere a la disposición en láminas que adquieren ciertas rocas, cuando se
ven sometidas a la acción de la temperatura y a grandes esfuerzos tectónicos.
4.1.2.6. Estratificación
Se trata de la propiedad que tienen las rocas sedimentarias de disponerse en
capas, unas sobre otras, en una secuencia vertical.
4.1.2.7. Discordancia
La discordancia se presenta cuando una serie de estratos no "concuerdan"
con los de arriba, es decir tienen una diferente orientación. Sucede cuando
una formación rocosa ha sido deformada, plegada y erosionada, y luego se
deposita otro estrato sobre ella.
4.1.3. Geomorfología
La geomorfología se encarga de estudiar las formas de la Tierra y tiene como
objetivo principal identificar el relieve terrestre, en función de su origen,
morfología, tiempo de formación, y la dinámica de los procesos geológicos
recientes.

4-9
Una geoforma genera un relieve con volumen, forma y tamaño. Desde este
punto de vista las rocas, inclusive los suelos residuales, son lechos rocosos; y
los abanicos, llanuras y terrazas son materiales transportados.
Un concepto básico para realizar una adecuada identificación geomorfológica
es tener en cuenta la estructura geológica, la cual condiciona las formas del
relieve. El relieve de hoy es producto de las geoformas pasadas. Por lo tanto
un estudio geomorfológico con miras a desarrollar un proyecto de Ingeniería
depende del tipo de la obra en proyección, de su ubicación geológica regional
y local, de la calidad del levantamiento topográfico, de la fotointerpretación
realizada, y de la identificación de los accidentes geológicos que la puedan
afectar, pues hay una estrecha relación entre las formas del relieve y la
presencia o no de fallas y fracturas en el área de incidencia del proyecto.
4.1.4. Geodinámica
4.1.4.1. Geodinámica externa
Esta rama de la geología trata de la acción de los agentes atmosféricos:
viento, aguas continentales, mares, océanos, hielos, glaciares y gravedad,
sobre la superficie de la Tierra. Fenómenos que van originando una lenta
destrucción y modelación del paisaje rocoso y del relieve.
Los agentes atmosféricos alteran y erosionan las rocas y minerales, y las
transforman en fragmentos o residuos que pueden ser transportados y
sedimentados. Este proceso de alteración, llamado meteorización se realiza
de dos formas: mediante una acción física (mecánica o disgregación) y otra
química (descomposición o alteración), predomina una u otra dependiendo
del clima.
Los factores litológicos tienen que ver con las características de las
formaciones o masas rocosas y su capacidad de ser alteradas, infiltradas por
el agua y afectadas en su grado de dureza, etc.
Los factores tectónicos determinan la disposición relativa de los estratos, así
como el tipo de estructuras dominantes; y los factores erosivos causan
arrastre de la roca meteorizada, debido a la acción del agua, el hielo o el
viento.

4-10
Factores todos que van a influenciar el comportamiento de un terreno al ser
utilizado para fundar sobre él.
4.1.4.2. Geodinámica interna
La geodinámica interna estudia la incidencia de los agentes modificadores del
relieve que se originan en la superficie terrestre y bajo ella. Su estudio está
ligado fuertemente a la tectónica y a los procesos volcánicos.
La tectónica es la parte de la geología que estudia los plegamientos, las
deformaciones y las fallas de la corteza terrestre, y las fuerzas internas que los
originan. Dentro de la tectónica, la orogénesis, del griego oros (montaña) y
génesis (nacimiento), estudia y busca respuestas satisfactorias sobre el origen
de las fuerzas que pliegan y fallan los estratos de la corteza terrestre, y que
han dado lugar a las cordilleras.
Los procesos volcánicos comprenden todos los fenómenos asociados con el
derrame sobre la superficie terrestre de los materiales magmáticos
procedentes del interior de la Tierra. Cuando tal derrame no llega a
producirse, pero el magma se consolida a poca profundidad de la superficie
terrestre, se denominan procesos subvolcánicos.
4.1.4.3. La geodinámica en el ambiente Geológico Colombiano
En el territorio Colombiano existe un predominio de rocas blandas,
consideradas en geología como materiales intermedios entre rocas y suelos.
Rocas con fuerte alteración tectónica, que están expuestas a agentes
bioclimáticos intensos, por lo que se presentan poco cementadas y poco
consolidadas, vulnerables fácilmente a los cambios de humedad, frecuentes
en el ambiente tropical Andino.
Al oriente del país se ubican suelos residuales y de origen volcánico, y al
occidente se desarrollan grandes zonas afectadas por deformaciones y fallas
de origen tectónico; situación que se traduce en presencia de gran número de
fallas, muchas de ellas activas, y zonas de intenso fracturamiento con
presencia de zonas de brechas. Son notorias las fallas de rumbo como las de
Romeral y Palestina en la zona occidental, y el sistema de fallas inversas del
piedemonte Oriental llanero. Fallas que inciden desfavorablemente en el
desarrollo de los proyectos, porque provocan zonas inestables y en constante
movimiento.

4-11
Además de la presencia de estos sistemas intensos de fallas y de la baja edad
geológica de las cordilleras, es necesario para el diseño de cimentaciones
tener en cuenta la existencia de suelos residuales con sus estructuras
heredadas, así como la presencia de depósitos típicos de suelos
transportados, con gran diversidad de materiales y grandes espesores,
producto de la alteración de las rocas removidas, como el caso de la Cordillera
Oriental (DUQUE-ESCOBAR, 2007).
4.2. CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA
La Geotecnia es la rama de la ingeniería dedicada a la investigación, estudio y
solución de problemas relacionados con las propiedades mecánicas,
hidráulicas y físicas de los suelos y de las rocas.
Su estudio es producto de la interacción entre la geología, la mecánica de
suelos, la mecánica de rocas, las obras civiles y las actividades del hombre.
Su importancia se manifiesta en dos grandes campos de actividad: El primero
trata de los proyectos y obras de ingeniería donde el terreno, roca o suelo,
constituye el soporte y/o el material de construcción. El segundo se refiere a
la prevención, mitigación, y control de los riesgos geológicos, así como de los
impactos ambientales de dichas obras.
Dentro de la actividad de soporte de las obras viales, el primer paso consiste,
por lo tanto, en la caracterización geológica bajo los parámetros analizados en
el numeral 4.1, seguido de las caracterizaciones física, hidráulica, y
geomecánica de la roca o el suelo, para luego proveer valores guías de diseño
de las propiedades ingenieriles de suelos y rocas.
4.2.1. Rocas
La roca es una masa sólida natural relativamente dura, que consta de varios
minerales y cuya formación se debe a una serie de procesos físicos y
químicos.
Su identificación, descripción, y clasificación son básicas para conocer la
calidad del macizo y poder valorar su comportamiento geomecánico ante las
obras que se soporten sobre ellas.

4-12
Las propiedades básicas que se deben conocer son:
 La Litología.
 La resistencia.
 Las discontinuidades.
 El grado de alteración o meteorización.
 Las condiciones Hidrogeológicas.
4.2.1.1. La litología
La litología comprende tanto el estudio de suelos como de rocas y se
concentra en describir el tamaño del grano de las partículas y sus
características físicas y químicas.
Los suelos, según (PECK, y otros, 2004), son los agregados naturales de
partículas minerales que pueden ser disgregados por agentes mecánicos tales
como agitación en el agua. Las rocas son los agregados naturales de partículas
minerales unidas firmemente por fuerzas cohesivas permanentes.
De esta manera es conveniente determinar la o las unidades litológicas
presentes en el sitio donde se construirá la obra civil. Lo cual debe incluir
como mínimo los siguientes elementos:
 Tipo de roca. Las rocas según su origen se clasifican en ígneas,
sedimentarias, y metamórficas. En la Tabla 4.4 se indica la clasificación de
las rocas según su origen.
 Color. Es una propiedad de la roca fácil de apreciar pero difícil de
cuantificar. El color de la roca se expresa cuantitativamente en términos
de tres (3) parámetros: el matiz referido a un color básico; el brillo o
intensidad de un color; y el valor o la claridad del color.

4-13
Tabla 4.4. Clasificación de las rocas según su origen
ÍGNEAS
Ácidas
De grano
grueso
 Granito- Diorita
De grano fino  Andesita –Riolita
Básicas
De grano
grueso
 Gabro
De grano fino  Basalto
No granulares  Pedernal–Obsidiana
SEDIMENTARIAS
De grano grueso
 Conglomerado-
Brecha
 Conglomerado de
cantos redondeados
De grano fino
 Arenisca-
Ortocuarcita-Arcosa-
Grauvaca
 Limolita- Arcillita
No granulares  Caliza – Dolomita
Cristalinas  Yeso – Anhidrita
METAMÓRFICAS
De grano grueso  Gneis
De grano fino  Pizarra – Esquisto
No granulares  Cuarcita – Mármol
La Geological Society of America, en 1963, publicó un cuadro de colores de
roca, el cual se presenta en la Tabla 4.5 según lo propuesto por Munsell
(1941).
 Tamaño y forma del grano. Una descripción visual del tamaño y forma del
grano de la roca permite conocer una clasificación preliminar en campo.
En la Tabla 4.6 se indica un ejemplo de descripción para rocas
sedimentarias.

4-14
Tabla 4.5. Cuadro de colores de roca
MATIZ INTENSIDAD CLARIDAD
Rosado Rosáceo Claro
Rojo Rojizo Oscuro
Amarillo Amarillento
Marrón Oliváceo
Oliva Verdoso
Verde Azulado
Azul Grisáceo
Blanco
Gris
Negro
Tabla 4.6. Tamaño y forma del grano
DIÁMETRO
(mm)
DIÁMETRO
(μm)
SEDIMENTO ROCA
4,096
BLOQUES
CONGLOMERADOS
256
64
CANTOS
4
2 Arena muy gruesa
ARENISCAS1 Arena gruesa
0,5 500 Arena media
0,25 250 Arena fina
0,125 125 Arena muy fina
0,062 62 Limo grueso
LIMOLITAS
0,031 31 Limo medio
0,016 16 Limo fino
0,008 8 Limo muy fino
0,004 4 Arcilla ARCILLOLITAS

4-15
Visualmente las rocas se pueden clasificar en función de su redondez y
esfericidad; la redondez varía desde clastos muy redondeados hasta muy
angulosos; y se pueden encontrar de alta y de baja esfericidad (ver Figura 4.3
para rocas sedimentarias).
Figura 4.3. Grado de redondez para clastos con alta y baja esfericidad
 Estratificación. La separación de estratos está ligada al reconocimiento de
las superficies de estratificación y por tanto al espesor de cada unidad. En
campo se identifica en función del espesor del estrato, de acuerdo con la
Tabla 4.7.

4-16
Tabla 4.7. Capas y láminas en función del espesor
ESPESOR (cm) CAPA LÁMINA
ESPESOR
(mm)
>100 Muy gruesa
100-30 Gruesa
30-10 Media
10-3 Delgada
3-1 Muy delgada Gruesa 10-3
<1 Lámina Delgada <3
4.2.1.2. La resistencia
Acorde con los resultados de la inspección de campo se cuenta con varias
tablas para conocer preliminarmente la resistencia de la roca, ya sea
utilizando el martillo del geólogo o conociendo el tipo de roca (Tablas 4.8 y
4.9), valores que luego se confirman con los resultados de los ensayos de
laboratorio (con relación a los ensayos de laboratorio en rocas, se puede
consultar el Capítulo 3 de este Manual).
Tabla 4.8. Resistencia de la roca
DESCRIPCIÓN HUELLA Y SONIDO
Muy blanda
El material se disgrega completamente con un
golpe del pico de martillo y se deshace con
navaja
Blanda
El material se raya de 1.5 a 3mm con el pico
del martillo y se deshace con la navaja
Media
El material NO se deshace con la navaja. la
muestra sostenida en la mano se rompe con
UN (1) golpe de martillo
Moderadamente
dura
La muestra se rompe con VARIOS golpes de
martillo
Dura
La muestra depositada en el suelo se rompe
con UN (1) golpe de martillo
Muy dura
La muestra se rompe con dificultad a golpes
con el pico del martillo. sonido MACIZO

4-17
Tabla 4.9. Características de los principales tipos de roca en cuanto a aptitud para cimientos
o para formar parte de terraplenes conociendo su origen
TIPO DE ROCA
CAPACIDAD
DE CARGA
MODIFICACIÓN
DE RESISTENCIA
EN PRESENCIA
DE AGUA
COMPACTIBILIDAD
ALTERABILI
DAD
POTENCIAL
OBSERVACIONES
Ígnea ácida de
grano grueso
Muy alta Nula Difícil Muy baja
Hay que eliminar
zonas meteorizadas
Ígnea básica
de grano
grueso
Hay que eliminar
zonas meteorizadas
Ígnea ácida de
grano fino
Hay que eliminar
zonas meteorizadas
Ígnea básica
de grano fino
Hay que eliminar
zonas meteorizadas
Ígnea no
granular
Alta Nula Muy difícil Baja
Difíciles de excavar,
nivelar y compactar
Sedimentaria
de grano
grueso
Alta Muy baja Media Baja
Su capacidad de
carga depende
mucho del grado de
cementación
Sedimentaria
de grano fino
alta Media a baja Media a fácil Media
Suelen ser peligrosas
si se presentan en
capas alternadas con
arcilla o si tienen
poca cohesión
Sedimentaria
no granular
Muy alta Baja Media a fácil Baja
Conviene analizar
que no presenten
oquedades y cuevas
Sedimentaria
cristalina
Baja Muy alta Irregular Muy alta
Solubles, muy
peligrosas
Metamórfica
de grano
grueso
Alta Nula Difícil Baja
Hay que eliminar
zonas meteorizadas
Metamórfica
de grano fino
Alta a
media
Media a baja Difícil a media Alta
Pueden deslizarse
por los planos de
estratificación, si
estos son inclinados
Metamórfica
no granular
Muy difícil de
excavar, nivelar y
compactar

4-18
Tabla 4.10. Tipos principales de discontinuidades en macizos rocosos (GONZÁLEZ, 1999)
ORIGEN ROCA CLASE MECANISMO
Genético
Ígneas
Estructura de
flujo
Contactos entre colocadas de
lavas sucesivas
Estructura de
retracción
Grietas de retracción por
enfriamiento
Metamórficas Foliación
Por gradientes térmicos, de
presión y fusión
sedimento Estratificación
Contactos entre eventos de
deposición
Físico -
químico
Todas
Termo fracturas
Ciclos de calentamiento –
enfriamiento o
humedecimiento
Halifracturas
Expansión de sales y arcillas en
fracturas
Gelifracturas
Ciclos de congelamiento y
fusión de agua
Gravedad Todas
Relajación
Perdida de presión de sepultura
y esfuerzos de tracción
Corte
Concentración de esfuerzos
horizontales en valles
Estructuras de
placa
Bordes constructivos, pasivos y
destructivos
Tectónico Todas
Fallas
Rupturas con desplazamientos
por esfuerzos de compresión
Diaclasas
Ruptura por esfuerzos
tectónicos, pero sin
desplazamientos
Fracturas de
pliegues
Radiales en la zona de tracción
y de corte en la parte
intermedia
Biológico Todas
Acción de las
raíces
Penetración y crecimiento de
las raíces de los árboles

4-19
4.2.1.3. Las discontinuidades
Se trata de los planos de origen mecánico o sedimentario que independiza o
separa los bloques de un macizo rocoso. Además de su origen se debe evaluar
el tipo de relleno, la abertura, la rugosidad y su persistencia, ya que ellas
definen la estructura del macizo.
Una forma de identificar los principales tipos de discontinuidades en campo,
se presenta en el cuadro extraída del Manual de Geología para Ingenieros
(DUQUE, 2002), según se ilustra en la Tabla 4.10.
Las discontinuidades pueden ser cerradas, abiertas o contener un relleno. Su
valoración en campo es parte integral de las diferentes clasificaciones de
rocas existentes, por lo tanto constituye un segmento de una amplia gama de
propiedades necesarias para su identificación.
El relleno hace referencia al material entre las paredes de la discontinuidad,
casi siempre más blando que el macizo rocoso.
El tipo de relleno de la discontinuidad influye en la resistencia al corte, la
deformabilidad y la permeabilidad del macizo. Entre menos relleno mayor
resistencia.
La clasificación de Laubscher (1977) asigna un valor porcentual acorde al tipo
de relleno presente en la discontinuidad como se consigna en la Tabla 4.11.
Tabla 4.11. Clasificación de Laubscher en función del relleno de las discontinuidades
TIPOS DE RELLENO PORCENTAJE
Sin relleno (solamente pátina) 100
Material de corte duro y grueso 90 – 99
Material de corte duro y fino 80 – 90
Material de corte blando y grueso 60 – 79
Material de corte blando y fino 50 – 59
Brecha (Salvanda) < que las rugosidades 35 – 49
Brecha (Salvanda )> las rugosidades 12 – 35
Material de flujo 0 – 11

4-20
Bieniawski (1973) asigna un valor de 1 a 6 en su clasificación, con base en el
relleno presente en la discontinuidad, de acuerdo con la Tabla 4.12.
Tabla 4.12. Nomenclatura de Bieniawski en función del relleno de las discontinuidades
TIPOS DE RELLENO NOMENCLATURA
Sin relleno 6
Relleno duro < 5 mm de espesor 4
Relleno duro > 5 mm de espesor 2
Relleno blando < 5 mm de espesor 1
Relleno blando > 5 mm de espesor 0
Una alta rugosidad aumenta la resistencia a la fricción del macizo rocoso
como se indica en la Tabla 4.13 Laubscher divide los grados de rugosidad en
cinco tipos en función de la rugosidad de la discontinuidad, asignándole un
porcentaje, que como se indicó anteriormente influirá en la clasificación final
del macizo.
Tabla 4.13. Clasificación de Laubscher en función de la rugosidad de las discontinuidades
TIPOS DE RUGOSIDAD PORCENTAJE (%)
Muy rugosa 99 - 100
Rugosa 87 - 98
Moderadamente rugosa 81 - 86
Superficie suave 60 - 80
Espejo de falla 50 - 59
Bieniawski (1973) también utiliza como parte de su clasificación, la
nomenclatura indicada en la Tabla 4.14 para identificar la rugosidad de la
discontinuidad.

4-21
Tabla 4.14. Nomenclatura de Bieniawski en función de la rugosidad
TIPOS DE RUGOSIDAD NOMENCLATURA
Muy rugosa VR
Rugosa R
Superficie suave SR
Superficie lisa S
Espejo de falla SK
4.2.1.4. Grado de meteorización
Existen varias formas de describir el grado de meteorización de una roca.
Según Deere y Patton (1964) la meteorización se clasifica en cinco clases:
 Clase 1. Roca fresca. Denominada también roca sana, es aquella que no
posee ningún grado de descomposición, no se encuentra teñida ni
decolorada y se pueden distinguir todas sus características texturales y
estructurales sin dificultad. Solamente con ayuda de la lupa se pueden
distinguir minerales teñidos aislados.
 Clase 2. Roca débilmente meteorizada. La superficie de la roca se
encuentra decolorada y/o los minerales teñidos u oxidados. Los colores
más comunes en que suele teñirse son: pardo anaranjado, pardo, pardo
rojizo, marrón, ocre, pardo amarillento, eventualmente, estos u otros
colores pueden manchar los dedos.
En algunos casos se puede reconocer el avance de la meteorización desde
la superficie de la fractura algunos milímetros o centímetros hacia el
interior de la roca. Se pueden apreciar bastantes cristales decolorados o
teñidos.
 Clase 3. Roca medianamente meteorizada. En esta etapa la mitad o
menos de la roca se han degradado a casi suelo, dejando núcleos de roca
más dura. En todo caso, la estructura y la textura (o minerales
individuales) en las partes blandas aún son claramente reconocibles.

4-22
 Clase 4. Roca altamente meteorizada. Más de la mitad de la roca ha
devenido a suelo, pero en este caso aún la textura y las estructuras son
reconocibles. Las partes blandas son deformables con poca dificultad y las
partes rocosas son friables (que se pueden desmenuzar con cierta
facilidad).
 Clase 5. Roca completamente meteorizada. La roca se ha degradado
completamente a suelo residual, aunque todavía pueden reconocerse
eventuales estructuras y texturas.
Laubscher (1977, 1984) asigna porcentajes para medir el grado de
meteorización, los cuales se presentan en la Tabla 4.15.
Tabla 4.15. Grados de Meteorización según Laubscher
GRADO DE METEORIZACIÓN PORCENTAJE (%)
Roca no meteorizada 95 – 100
Débilmente meteorizada 89 – 94
Medianamente meteorizada 81 – 88
Altamente meteorizada 76 – 80
Completamente meteorizada 75 – 0
Y Bieniawski (1973) designa una nomenclatura especial (Tabla 4.16) para el
grado de meteorización.
Tabla 4.16. Nomenclatura para el grado de meteorización según Bieniawski
GRADO DE METEORIZACIÓN NOMENCLATURA
Roca no meteorizada UW
Débilmente meteorizada SW
Medianamente meteorizada MW
Altamente meteorizada HW
Completamente meteorizada CW

4-23
Los porcentajes y grados de meteorización proporcionan una valoración
preliminar del comportamiento geomecánico del macizo rocoso en estudio.
4.2.1.5. Condiciones hidrogeológicas
“La hidrogeología es la ciencia que estudia el origen y la formación de las
aguas subterráneas, las formas de yacimiento, su difusión, movimiento,
régimen y reservas, su interacción con los suelos y rocas, su estado (líquido,
sólido y gaseoso) y propiedades (físicas, químicas, bacteriológicas y
radiactivas); así como las condiciones que determinan las medidas de su
aprovechamiento, regulación y evacuación” (Mijailov, 1989).
Determinar la presencia del agua subterránea es una herramienta básica para
el análisis del comportamiento del sitio donde se desarrollará un proyecto,
especialmente pensando en prever, a futuro, problemas constructivos y/o un
deficiente comportamiento de la obra durante su vida útil. Su presencia
altera y deforma la estructura interna de la masa de suelo o roca, y cambia
radicalmente sus propiedades físicas y mecánicas.
Para establecer las condiciones hidrogeológicas es básico conocer en primer
lugar la litología, la estratigrafía y la geomorfología. Determinar el espesor de
suelo permite establecer la magnitud del movimiento. La mayoría de suelos
con mayor espesor necesitan de un tiempo y una intensidad mayor de lluvia,
por lo tanto los movimientos de masas tienden a ser de mayor magnitud, y
por ende de mayor gravedad. En segundo lugar se debe conocer la posición
de las aguas subterránea y superficial, y la determinación de la conductividad
hidráulica.
Mediante perforaciones, pruebas de permeabilidad y/o instalación de
piezómetros se ubican los niveles piezométricos y se determina la capacidad
de almacenamiento de agua en rocas y suelos, así como la geometría de los
acuíferos. Respecto de la caracterización hidráulica de la roca se puede
consultar el capítulo 3 de este Manual.
La línea de drenaje, las variaciones del nivel freático, el volumen de caudales,
los coeficientes de escorrentía y los coeficientes de infiltración, son factores
hidrológicos e hidrogeológicos que condicionan la generación de problemas
internos en la roca y en el suelo.

4-24
El agua subterránea afecta el comportamiento mecánico de las rocas
principalmente sobre el esfuerzo efectivo. El agua situada entre las uniones
de los bloques reduce el esfuerzo normal efectivo entre las superficies de las
rocas y por lo tanto reduce la potencial resistencia al corte. Al infiltrarse en las
estructuras del macizo rocoso, ejerce tensiones internas que se oponen a las
tensiones que las mantienen estables, produciendo deslizamientos
estructurales de los mismos.
Caso muy común en fundaciones a media ladera, donde la estratificación
entre la zona más intemperizada y los materiales más sanos tienden a seguir
la pendiente de la ladera, lo que produce una tendencia al deslizamiento a lo
largo del contacto al penetrarle el agua.
El agua procede mayoritariamente del flujo en discontinuidades
(permeabilidad secundaria), en rocas sedimentarias puede haber también
filtración en la matriz rocosa (permeabilidad primaria). Las filtraciones
influyen en la resistencia al corte. La ISRM (International Society for Rock
Mechanics) describe la roca en seis grupos, bajando su resistencia a medida
que aumenta el número del grupo, como se describe en la Tabla 4.17.
Tabla 4.17. Descripción de las filtraciones (ISRM, 1981)
CLASE JUNTAS SIN RELLENO JUNTAS CON RELLENO
I
Junta muy plana y cerrada. La junta
aparece seca y no parece posible
que circule agua.
Relleno muy consolidado y seco.
No es posible el flujo de agua.
II
Junta seca sin evidencia de flujo de
agua.
Relleno húmedo pero sin agua
libre.
III
Junta seca pero con evidencia de
haber circulado ocasionalmente
agua.
Relleno mojado con goteo
ocasional.
IV Junta húmeda pero sin agua libre.
Relleno que muestra señales de
lavado, flujo de agua continuo
(l/min).
V
Junta con resume, ocasionalmente
goteo, pero sin flujo continuo.
Relleno localmente lavado, flujo
considerable según canales
preferentes (l/min y presión).
VI
Junta con flujo continuo de agua
(estimar el caudal en l/min y la
presión).
Rellenos completamente lavados.
Presiones de agua elevadas.

4-25
4.2.1.6. Propiedades ingenieriles de la roca
El primer paso para identificar las propiedades de la roca es conocer su
descripción geológica básica en campo, como se consignó en el numeral 4.1,
aprovechando la geología local. Definido el origen de la roca se identifica su
comportamiento básico como soporte de fundaciones.
En los mapas del anexo A, se encuentran los mapas de localización de las
rocas ígneas, sedimentarias y metamórficas, roca en Colombia, obtenidas del
documento denominado “INTRODUCCIÓN A LA GEOLOGÍA CON EJEMPLOS DE
COLOMBIA”, del Instituto de Investigación e Información geocientífica,
minero-ambiental y nuclear - INGEOMINAS, del Ministerio de Minas y Energía,
de la Republica De Colombia.
 Rocas Sedimentarias
Las rocas sedimentarias son producto de la sedimentación y cementación
de arcillas, arenas, gravas o cantos, su estabilidad depende en la mayoría
de veces del tamaño de los granos.
Las rocas sedimentarias más estables para fundaciones son los
conglomerados y las areniscas, cuya resistencia está en función de su
grado de cementación.
Las lutitas pese a tener alta resistencia en estado seco, tienen un
comportamiento inestable en presencia de agua, meteorizándose
fácilmente en arcillas con ángulos de fricción bajos. Las lutitas son típicas
de zonas tropicales y en Colombia abundan en las zonas de la Cordillera
Oriental. Al igual que las lutitas, las calizas son compactas y fuertes pero se
disuelven fácilmente en presencia de agua. Algunas lutitas calcáreas
pueden presentar problemas de disolución.
Las rocas sedimentarias son fácilmente degradables al ser expuestas a
condiciones ambientales. Su degradación, se manifiesta por agrietamiento
y en ocasiones expansiones de la roca. En rocas fisibles, las “láminas” se
abren; en rocas no fisibles, se forman nuevas grietas que al cruzarse
pueden partir la roca en pedazos menores.
Al igual que los suelos, las rocas con minerales de arcilla tipo
montmorilonita presentan problemas de expansividad.

4-26
En general, para fundaciones hay que protegerlas de flujos de agua que
puedan generar erosión interna. Debe evitarse fundar grandes cargas
sobre ellas por su deformabilidad y tendencia a generar altas presiones
hidráulicas.
 Rocas Ígneas
Son producto de la consolidación del magma. Por su proceso de
formación, las rocas ígneas intrusivas suelen ser masivas (no
estratificadas) y relativamente isótropas, de alta resistencia. Su
comportamiento geotécnico está entonces controlado fundamentalmente
por su tipo de fracturamiento y grado de meteorización.
Presentan una alta resistencia a la compresión, son frágiles, tienen
texturas entrelazadas y alta rigidez. El mayor inconveniente de la roca
ígnea es el alto diaclasamiento y la alterabilidad de sus minerales.
 Rocas metamórficas
Son formadas por fusión de rocas sedimentarias e ígneas. Su alta foliación
y esquistosidades las hacen muy vulnerables a la meteorización.
El gneis es una roca intermedia, más resistentes que los esquistos y menos
que el granito. Los esquistos se rompen en fragmentos planos. Las filitas se
rompen en formas rectangulares.
Como soporte de fundación, las rocas metamórficas tienen un
comportamiento relacionado con su grado de fracturación y foliación. En
estado sano, la roca suele ser dura y resistente. Las condiciones pueden
variar ampliamente en la zona meteorizada. Sin embargo, las rocas con
esquistosidad suelen ser problemáticas para obras ingenieriles, aún en
estado sano.
Las fundaciones se deben realizar sobre la roca sana. En rocas foliadas, los
cálculos de asentamiento deben considerar la anisotropía de la roca al
cargarse la roca en direcciones preferenciales, ya sea paralela o normal a
la foliación.
En Colombia las cordilleras occidental y central son de origen ígneo y
metamórfico.

4-27
Las rocas, preferiblemente, se describen acorde con su textura. En rocas
sedimentarias, se hace referencia a su laminación o al tipo de
depositación; en rocas metamórficas a su foliación o bandeado; y en las
rocas ígneas a su estructura masiva.
En la Tabla 4.18 se indican las propiedades ingenieriles de la roca de
acuerdo con su origen, según Cordon y Beste (1995).
Tabla 4.18. Propiedades ingenieriles de la roca
TIPO DE ROCA
RESISTENCIA
MECÁNICA
DURABILIDAD
Ígnea
Granito, diorita, sienita
Basalto, diabasa, gabro
Buena
Buena
Buena
Buena
Sedimentaria
Caliza, dolomita
Arenisca
Chert
Shale
Buena
Regular
Buena
Pobre
Regular
Regular
Regular
Pobre
Metamórfica
Gneis , esquisto
Cuarcita
Mármol
Anfibolita
Pizarra
Buena
Buena
Regular
Buena
Buena
Buena
Buena
Buena
Buena
Regular
Una vez recopilada tanto la información de campo como la de laboratorio
es necesario identificar y definir un modelo conceptual de las diferentes
propiedades del macizo rocoso donde se va a fundar el proyecto.
Por lo tanto la primera fase es definir las propiedades físicas, mecánicas e
hidráulicas, para luego en la segunda entrar a seleccionar los parámetros
geotécnicos definitivos para diseño.

4-28
4.2.1.6.1. Propiedades Físicas
Las principales propiedades físicas para identificar las rocas son:
 Peso unitario total y peso específico relativo o gravedad específica
El peso unitario (γ) es la relación entre el peso (W) y el volumen del cuerpo
(V), medido en unidades de peso/unidades de volumen.
γ [4.1]
Donde: γ: Peso unitario.
W: Peso del cuerpo.
V: Volumen del cuerpo.
La gravedad específica (Gs) es la relación numérica entre el peso unitario
de los sólidos del suelo (γs) y el peso unitario de igual volumen (γw) de
agua a 4°C.
s
γs
γ
[4.2]
Donde: Gs: Gravedad específica.
γs: Peso unitario de los sólidos del suelo.
γw: Peso unitario de agua.
 Porosidad
La porosidad de un material es el volumen de poros que contiene con
relación a su volumen total, o sea la relación entre el Volumen de vacíos
(Vv) y el Volumen total de la muestra (V), expresada de modo porcentual.

4-29
n )
v
[4.3]
Donde: n: Porosidad.
Vv: Volumen de vacíos de la muestra.
V: Volumen total de la muestra.
Por lo tanto si la porosidad es del 50% significa que la mitad de la roca está
constituida por poros y la otra mitad por partículas solidas. Pero no indica
como están conectados los poros. Para ello se utiliza el concepto de
porosidad efectiva, que representa la porosidad representada por aquellos
espacios por los que puede circular el agua, es decir los que están
comunicados. La porosidad efectiva, es en general, inferior a la total,
dependiendo, sobre todo, del tamaño de grano de la roca: cuanto menor
sea este tamaño de grano, más baja será la porosidad efectiva respecto a
la total.
Por lo tanto lo que es verdaderamente importante es la porosidad
efectiva, pues controla la calidad de una roca como almacén y la capacidad
del sedimento para que por el puedan circular fluidos.
 Grado de Saturación
Es la relación entre el volumen de agua (Vw) y el Volumen de vacíos (Vv),
en porcentaje.
v
[4.4]
Donde: S: Grado de saturación; en porcentaje (%).
Vw: Volumen de agua.
Vv: Volumen de vacíos.

4-30
 Adsorción y absorción de agua
Estas propiedades se relacionan con la movilidad de gases o agua líquida
en los materiales:
 Adsorción (Ad)
Es la adhesión de moléculas de gases a las superficies de los cuerpos
sólidos con los que están en contacto.
 Absorción (Ab)
Es la incorporación o asimilación de líquidos en el interior del sistema
poroso del material. La succión de agua es la propiedad de los
materiales de absorber agua líquida en contacto con los mismos.
La Tabla 4.19 presenta algunos valores típicos de las propiedades físicas de las
rocas.
Tabla 4.19 . Valores típicos de las propiedades físicas de las rocas
MATERIAL Gs n (%) Ab (%) γ (ton/m3
)
Cuarzo 2.65
Moscovita 2.7-2.3
Biotita 2.8-3.1
Olivino 3.2-3.6
Pirita 4.9-5.2
Granito 2.5-2.6 0.5-1.1 0.2-1.6 2.7
Riolita 2.1-2.3 0.7-10.0 0.3-4.8 2.4
Diorita 2.6-2.7 0.5-1.0 0.2-0.4 2.8
Gabro 3.0 0.3 0.1 3.0
Arenisca 1.9-2.5 15.0-2.0 0.6-21 2.0-2.5
Shale 2.2.-2.6 12.0-1.9 0.2-0.4 2.2-2.6

4-31
4.2.1.6.2. Propiedades mecánicas
Estas propiedades permiten predecir el comportamiento mecánico de los
macizos rocosos, tienen como objetivo conocer la capacidad del material para
resistir las acciones externas o internas que implica la aplicación de fuerzas
sobre el mismo, asociada a su grado de deformación.
Su caracterización se puede abordar desde los puntos de vista estático y
dinámico. Desde el punto de vista estático, la resistencia de las rocas se puede
cuantificar por la medida del tipo de fuerzas que se aplica. Fuerza de
compresión, que tiende a disminuir el volumen del material (ensayo de
compresión unidimensional y triaxial). Fuerza de tensión, que tiende a crear
fracturas en el material (ensayo de tracción simple) y de cortante que tiende a
desplazar una parte de la roca con respecto a las otras (ensayo de corte
directo).
Los ensayos de caracterización de las rocas se encuentran en el Capítulo 3 de
este Manual, de algunos de los cuales se hace un breve recuento con el fin de
abordar el tema que nos ocupa en esta sección.
La resistencia a la compresión es la carga por unidad de área a la que el
material falla (se rompe) por fracturación por cizalla o extensional. Se mide en
laboratorio, ya sea con el ensayo de compresión triaxial que tiene como
objetivo simular el estado de esfuerzos en el que se encontraba la roca en el
campo (el estado de esfuerzos se representa con los esfuerzos normales
principales aplicados ortogonalmente entre sí); o con la compresión
unidimensional o inconfinada, la cual se realiza sobre núcleos de perforación
cortados con una relación longitud/diámetro L/D entre 2.5 y 3.0 y un
diámetro de aproximadamente 50 mm.
La resistencia a la tensión se mide mediante un ensayo sencillo, denominado
de carga puntual, el cual mide esta propiedad mediante la compresión de la
roca entre dos pequeños conos en un ensayo normalizado desarrollado por
Franklin y Broch (1972). Las rocas son cerca de 20 veces más resistentes a la
compresión simple que a la tensión.
El ensayo de corte directo es el utilizado para obtener los parámetros de
cohesión y ángulo de fricción residual de la roca.

4-32
Desde el punto de vista dinámico se pueden obtener las propiedades elásticas
a partir de las velocidades de las ondas longitudinales y transversales
mediante ensayos de resonancia. La medida de las velocidades de las ondas
ultrasónicas se realiza con transductores especiales, los cuales están
polarizados para emitir y recibir la onda transversal y la longitudinal.
En cuanto al módulo de elasticidad se mide simultáneo con los ensayos de
resistencia:
 Módulo de elasticidad o de deformación E
a
[4.5]
Donde: σ: Esfuerzo axial de compresión en ensayos de corte simple
o el esfuerzo desviador en ensayos triaxiales 1 - 3).
Єa: Deformación unitaria axial (%).
La Tabla 4.20 indica algunos valores típicos del Módulo de deformación de
las rocas en el sitio.
Tabla 4.20. Valores típicos del módulo de deformación in situ
ROCA Et* (kg/cm2
)
Granito 3-5 x 105
Gneis 2,5-4 x 105
Cuarcita 4-5,5 x 105
Pizarra 0,8-3,5 x 105
Gres compacto 2-3 x 105
Caliza masiva 2-6 x 105
Marga 0,05 – 105
* Et: Módulo de elasticidad en el sitio

4-33
 Módulo de deformación en el sitio
Si se aprovecha la clasificación del macizo rocoso (RMR) de Bieniawski o el
Índice de calidad (Q) se puede conocer el módulo de deformación en el
sitio mediante la Figura 4.4.
Figura 4.4. Correlación entre RMR, Q y el módulo de deformación in situ
Complementada por nuevas correlaciones por Serafín y Pereira (1983) con
la curva de la Figura 4.5.
Figura 4.5. Relación entre el módulo de deformación in situ y RMR

4-34
También existen relaciones entre el módulo de elasticidad y la porosidad
como se observa en la Figura 4.6.
Figura 4.6. Módulo de elasticidad vs porosidad
 Relación de Poisson μ
Relación entre la deformación unitaria lateral Єl y la deformación unitaria
normal ЄN cuando una roca es sometida a carga axial. Se expresa como:
l
N
[4.6]
Donde: : Relación de Poisson.
Єl: Deformación unitaria lateral.
ЄN: Deformación unitaria normal.
En la Tabla 4.21 se presentan los rangos de variación del valor de la
deformación unitaria normal ЄN de diferentes rocas y su calificación como
módulo.

4-35
Tabla 4.21. Rangos del módulo de deformación unitaria normal ЄN de algunas rocas
MÓDULO DE
DEFORMACIÓN
VARIACIÓN DE ЄN
kg/cm2 x 105 MATERIAL
Muy alto 7.0 a 12.0
Diabasa, algunas cuarcitas, neis,
caliza y mármol, en ese orden de
mayor a menor resistencia c
Alto 4.0 a 8.0
Granito y afines, la mayoría de las
calizas y dolomitas, algunas lavas, la
mayor parte de los gneis
Bajo a alto 0.8 a 8.0
Rocas metamórficas en general,
menos resistentes en la dirección
de la foliación.
Muy bajo a bajo <0.2-0.4
Rocas sedimentarias clásticas en
general
 Resistencia a la compresión simple qc
En laboratorio se realiza normalmente el ensayo de compresión
inconfinada y una vez obtenidos sus resultados se puede conocer una
descripción de su resistencia con la Tabla 4.22.
Tabla 4.22. Método de Deere y Miller (clasificación de la roca intacta)
CLASE DESCRIPCIÓN
RESISTENCIA A LA
COMPRESIÓN
MPa kg/cm2
A Resistencia muy alta >225 >2250
B Resistencia alta 112-225 1120-2250
C Resistencia media 56-112 560-1120
D Resistencia baja 28-56 280-560
E Resistencia muy baja <28 <280
También la compresión inconfinada se puede contrastar con la relación de
Poisson y el peso unitario de la roca intacta mediante el uso de la Tabla 4.23.

4-36
Tabla 4.23. Esfuerzos de rocas en compresión simple (qC), coeficiente de Poisson ) y el
peso unitario de la roca
RESISTENCIA
DE ROCA
TIPOS DE ROCAS
(EJEMPLOS)
COMPRESIÓN
SIMPLE (qc)
(MPa)
COEFICIENTE
DE POISSON
(
PESO
UNITARIO
DE LA
ROCA γ
(kN/m3
)
Roca sólida
Roca solida más dura,
intacta, compacta y
roca de cuarzo densa y
basalto, otras rocas
extraordinariamente
duras
>150 0,1 28-30
Roca muy
dura
Roca de granito muy
dura, pórfido, cuarzo,
granito muy duro,
piedra esquisto dura,
cuarcita, roca de arena
muy dura, cuarcita
muy dura
100-150 0,15 26-27
Roca dura
Granito, arenisca y
calcita muy dura, veta
de cuarzo,
conglomerado duro,
mineral muy duro,
piedra caliza, mármol,
pirita
80-100 0,20 25-26
Roca
Arenisca, mineral,
esquisto arenoso
medio, losa
50-80 0,25 24
Roca de
dureza media
Lodo duro, roca de
arena y calcita suave,
arcilla calcárea
20-50 0,25-0,30 22-26
Roca suave
Esquisto, piedra caliza
blanda, tiza, roca de
sal, suelo congelado,
antracita, margas,
areniscas, remodelada,
conglomerado suave
5-20 0,3-0,35 22-26
Suelo débil
Arcilla compacta, suelo
aluvial carbón negro.
0,5-5 0,35-0,40 18-22

4-37
 Clasificación de la roca a partir del valor de la compresión simple
De igual manera con el uso de la Tabla 4.24, se puede conocer una
clasificación cualitativa de la roca a partir del valor de la compresión
simple.
Tabla 4.24. Clasificación de la roca a partir del valor de la compresión simple (qc)
RESISTEN
CIA A LA
COMPRE
SIÓN
SIMPLE
(MPa)
INTERNATIONAL
SOCIETY FOR ROCK
MECHANICS ISRM
(1981)
GEOLOGICAL
SOCIETY OF
LONDON (1970)
BIENIAWSKI
(1973)
EJEMPLOS
<1 SUELOS
1-5 Muy blanda Blanda > 1.25
Muy baja
Sal, lutita,
limolita, marga,
toba y carbón
5-12,5
Blanda
Moderadamente
blanda
12,5-25
Moderadamente
dura25-50
Moderadamente
dura
Baja Esquisto, pizarra
50-100 Dura Dura Media
Rocas
metamórficas,
esquistosas,
mármol, granito,
gneis, arenisca,
caliza porosa
100-200
Muy dura
Muy dura Alta Rocas ígneas y
metamórficas
duras, arenisca
muy cementada ,
caliza, dolomía
>200
Extremadamente
dura
Muy alta
>250
Extremadamente
dura
Cuarcita, gabro,
basalto
 Resistencia a compresión simple para rocas intactas contra módulo de
elasticidad
En la Figura 4.7 se presenta una forma de obtener aproximadamente el
módulo de elasticidad para rocas intactas con base en el resultado de la
compresión simple.

4-38
Figura 4.7 . Resistencia a la compresión simple para rocas intactas vs módulo de elasticidad
 Resistencia a la tracción simple para rocas intactas
Experimentalmente se ha demostrado que la resistencia a la tracción de la
roca (TR) está en un rango 20 a 30 veces más pequeño que la resistencia a
la compresión unidimensional. Para rocas intactas la Tabla 4.25 presenta
algunos valores indicativos para diversos tipos de roca.
Tabla 4.25 . Resistencia a la tracción simple TR para las rocas seleccionadas intactas (MPa)
TIPO DE ROCA TR (MPa)
Basalto 3-18
Gneis 7-16
Granito 11-21
Caliza 3-5
Mármol 7-12
Cuarcita 4-23
Arenisca 5-11
Esquito 5-12
Pizarra 2-17
Toba 2-4

4-39
 Correlación entre la resistencia a la compresión simple, módulo de
deformación, dureza y rigidez (Deere & Miller, 1966)
Existen también otras correlaciones, como la de la Figura 4.8, que a partir
de la compresión simple se puede inferir el módulo de deformación, la
dureza y la rigidez de la roca analizada.
Figura 4.8. Correlación entre la resistencia a la compresión simple, módulo de deformación,
dureza y rigidez
4.2.1.6.3. Propiedades hidráulicas
La permeabilidad es la propiedad de algunos materiales de permitir el paso de
fluidos a través de ellos. Una roca es permeable cuando permite el paso de
una cantidad cuantificable de fluido en función del tiempo. Los factores que
influyen en su medición son la temperatura, la porosidad, la estratificación y
la estructura.
En las rocas duras la permeabilidad está determinada por el tamaño de las
fracturas, por las diaclasas, por el tamaño de las aberturas a lo largo de los
planos de estratificación, y por el tamaño de las cavidades producto de la
disolución. La conexión entre estas se considera un factor determinante en el
grado de permeabilidad. En las rocas blandas la permeabilidad está
relacionada con el tamaño de los granos y la selección de los mismos.

4-40
En el material rocoso, la permeabilidad es por lo general baja (varía entre 10-8
10-10
cm/s). En la práctica las rocas poseen alta permeabilidad secundaria, es
decir permeabilidad debida a la libertad del agua a circular por fracturas.
La medición de la permeabilidad en campo se realiza por el Método de
Lefranc para rocas muy fracturadas localizadas abajo del nivel freático, y por
el Método de Lugeon para rocas sanas, ensayos que se pueden consultar en el
Capítulo 3 de este Manual.
La Tabla 4.26 presenta una forma preliminar de valorar la porosidad y el grado
de absorción de una roca, conocido su origen.
Tabla 4.26. Porcentaje de porosidad y absorción de agua
ROCAS POROSIDAD (%)
ABSORCIÓN DE
AGUA (%)
Granitos
3,96
1,11
0,44
1,55
0,44
0,20
Andesitas
10,77
0,72
0,10
4,86
0,28
0,05
Calizas
4,36
1,70
0,27
1,73
0,65
0,12
Areniscas
1,62
9,25
26,40
0,66
4,12
13,80
Gneis
2,24
0,78
0,84
0,30
Mármol
2,02
0,62
0,77
0,23

4-41
4.2.1.7. Clasificación de macizos rocosos
Las clasificaciones de macizos rocosos dan una idea preliminar de la calidad y
su variabilidad. Se desarrollaron inicialmente para estimar soportes de
túneles y se fueron adaptando con el paso del tiempo para diferentes obras
civiles. Su uso no reemplaza métodos detallados de diseño.
4.2.1.7.1. Clasificación de Terzaghi
La primera clasificación del macizo rocoso fue propuesta por Terzaghi en 1946
de forma descriptiva, y complementada por Lauffer (1958) de forma
cualitativa, con base en observaciones de campo. En la Tabla 4.27 se enuncian
y se comparan estas clasificaciones entre sí.
Tabla 4.27. Equivalencias entre métodos de clasificación macizos rocosos
EQUIVALENCIAS ENTRE MÉTODOS DE CLASIFICACIÓN MACIZOS
ROCOSOS
CLASIFICACION DE TERZAGHI
(1946)
DESCRIPTIVA
CLASIFICACIÓN DE LAUFFER
(1958)
CUALITATIVA
Roca intacta
Roca estratificada
Roca moderadamente fracturada
Roca en bloques imperfectos
vinculados
Roca triturada, químicamente intacta
Roca compresible
Roca expansiva
Clase A : Roca estable
Clase B: Roca inestable a largo
plazo
Clase C: Roca inestable a corto
plazo
Clase D: Roca triturada
Clase E: Roca muy triturada
Clase F: Roca compresible
Clase G: Roca muy compresible

4-42
Luego con el paso de los años se fueron desarrollando otros métodos de
clasificación de los macizos rocosos también cualitativos, pero
complementados con mediciones en campo mediante descripción visual y
análisis de muestras de perforaciones en roca, que reemplazaron estos
métodos iníciales.
4.2.1.7.2. Clasificación de Deere
Cronológicamente el siguiente método de clasificación fue propuesto por
Deere en 1964, con base en el Índice de Calidad de las rocas – RQD (Rock
Quality Designation), basado en el porcentaje de la recuperación del testigo
de una perforación, el cual depende indirectamente del número de fracturas
y grado de alteración del macizo.
Para determinar el RQD se suma el largo de todos los trozos de testigo
mayores que 10 cm en el intervalo del testigo, se tienen en cuenta
únicamente las discontinuidades naturales del mismo. En el caso que exista
duda respecto al origen de la discontinuidad (natural o inducida) se toma el
caso más conservador, es decir se considera que la fractura es inducida
(artificial). Las medidas se toman con respecto al eje del testigo, la sumatoria
de estos trozos se expresa en porcentaje del intervalo de avance.
R D
tro os cm
longitud perforada
[4.7]
Donde: RQD: Índice de calidad de la roca; en porcentaje (%).
Un criterio para diferenciar las fracturas naturales de las artificiales o
inducidas es que las fracturas inducidas suelen ser más irregulares, limpias
(pero no siempre) y se suelen distinguir los granos minerales individualmente
de manera más destacada. Además, pueden compararse las características de
las fracturas inequívocamente naturales con las conflictivas, observando si
conservan una actitud y un aspecto similar. En un caso extremo se puede
partir un testigo y comparar, en caso de duda considerarla como natural.
En la Tabla 4.28 se presenta la manera de realizar la clasificación de Deere.

4-43
Tabla 4.28. Clasificación de las rocas, con base en el RQD (DEERE)
RQD CALIDAD DE LA ROCA
< 25% Muy mala
25-50% Mala
50-75% Regular
75-90% Buena
90-100% Muy buena
4.2.1.7.3. Clasificación de Bieniawski (1973)
La clasificación geomecánica RMR (Rock Mass Rating) fue presentada por
Bieniawski en 1973, fue modificada sucesivamente por el autor en 1976,
1979, 1984 y 1989. Consta de un RMR básico, independiente de la estructura
de la roca, y de un factor de ajuste. Este método le da un valor a cada uno de
una serie de parámetros necesarios para la clasificación con el fin de obtener
el RMR básico.
A continuación se relacionan los parámetros que considera el método:
 El RQD.
 El grado de alteración de la roca.
 La resistencia de la roca sana (compresión simple, en kg/cm2
).
 La separación promedio entre diaclasas (espaciamiento en el juego más
desfavorable).
 La apertura de las diaclasas.
 La continuidad o extensión de las diaclasas (persistencia).
 El flujo del agua que pudiere observarse en las discontinuidades.
 La orientación de las diaclasas (rumbo y buzamiento) La separación
promedio entre diaclasas (espaciamiento en el juego más desfavorable).

4-44
El método se aplica asignando la valoración correspondiente para cada uno de
los parámetros anteriores, siguiendo las Tablas 4.29 a 4.35 elaboradas por la
Universidad Nacional de Córdoba (España). El factor de ajuste, definido
cualitativamente, depende de la orientación de las discontinuidades y tiene
valores distintos según se aplique a túneles, cimentaciones o taludes. El
resultado de la resta (el factor de ajuste es negativo) es el índice final RMR,
que puede variar entre 0 y 100, y que clasifica los macizos rocosos en cinco
clases.
Tabla 4.29. Tabla según RQD
R.Q.D. (%) PUNTAJE
90-100 20
75-90 17
50-75 13
25-50 6
<25 3
Tabla 4.30. Según resistencia al ensayo de carga puntual y de compresión simple
ÍNDICE DEL ENSAYO
DE CARGA PUNTUAL
(MPa)
RESISTENCIA A LA COMPRESIÓN
SIMPLE (RCS) (MPa)
PUNTAJE
>10 >250 15
4-10 250 - 100 12
4-2 100 - 50 7
2-1 50 - 25 4
- 25 - 10 2
- 10 - 3 1
- <3 0

4-45
Tabla 4.31. Separación entre diaclasas
ESPACIAMIENTO (m) PUNTAJE
>2 20
0,6-2,0 15
0,2-0,6 10
0,06-0,2 8
<0,06 5
Tabla 4.32. Según superficie de la discontinuidad
DESCRIPCIÓN PUNTAJE
Superficie muy rugosa, de poca extensión, paredes de
roca resistente
15
Superficie poco rugosa, abertura menor a 1mm,
paredes de roca resistente
12
Superficie poco rugosa, abertura menor a 1mm, paredes
de roca blanda
7
Superficies suaves o relleno de 1 a 5mm de espesor de 1
a 5 mm, las discontinuidades se extienden por varios
metros
4
Discontinuidades abiertas, con relleno de más de 5 mm
de espesor, las discontinuidades se extienden por varios
metros
0
Tabla 4.33. Según condición de agua subterránea
FILTRACIÓN POR
CADA 10 m DE
LONGITUD DE
TÚNEL (l/min)*
PRESIÓN DEL
AGUA EN LA
DISCONTINUIDAD
/ESFUERZO
PRINCIPAL MAYOR
CONDICIONES
GENERALES
PUNTAJE
0 0 seco 15
<10 0,0-0,1
Ligeramente
húmedo
10
10-25 0,1-0,2 Húmedo 7
25-125 0,2-0,5 Goteando 4
>125 >0,5 Flujo continuo 0
*Cuando se trata de taludes en roca fracturada se evalúa cualitativamente con la columna 3.

4-46
Tabla 4.34. Corrección por la orientación de las discontinuidades
CORRECCIÓN POR LA
ORIENTACIÓN DE LAS
DISCONTINUIDADES
PUNTAJE PARA
TÚNELES
PUNTAJE PARA
FUNDACIONES
Muy favorable 0 0
Favorable -2 -2
Medio -5 -7
Desfavorable -10 -15
Muy desfavorable -12 -25
Tabla 4.35. Clasificación geomecánica final (BIENIAWSKI)
RMR SUMA DE LOS
PUNTAJES DE LAS
TABLAS
CALIFICACIÓN DEL
MACIZO ROCOSO
CLASE
81-100 Muy bueno I
61-80 Bueno II
41-60 Medio III
21-40 Malo IV
0-20 Muy malo V
4.2.1.7.4. Clasificación de Barton (1974)
En esta clasificación se distribuyen los macizos rocosos según un denominado
Índice de Calidad Q (Quality) siguiendo las Tablas 4.36 a 4.41.
R D
n
r
a R
[4.8]
Donde: RQD: Rock Quality Designation.
Jn: Número de familia de diaclasas.

4-47
Jr: Rugosidad de las caras de las diaclasas.
Ja: Meteorización de las diaclasas.
Jw: Agua en las diaclasas.
S.R.F.: Factor de reducción (Stress Reduction
Factor).
Tabla 4.36. Estimación de parámetros intervinientes –diaclasas
ÍNDICE DE DIACLASAS Jn VALOR
Roca masiva 0,5-1
Una familia de diaclasas 2
Una familia de diaclasas, con otras diaclasas
ocasionales
3
Dos familias de diaclasas 4
Dos familias de diaclasas, con otras diaclasas
ocasionales
6
Tres familias de diaclasas 9
Tres familias de diaclasas, con otras
diaclasas ocasionales
12
Cuatro o más familias, roca muy fracturada 15
Roca triturada 20
Tabla 4.37. Estimación de parámetros intervinientes – rugosidad
INDICE DE RUGOSIDAD Jr VALOR
Diaclasas rellenas 1
Diaclasas limpias discontinuas 4
Onduladas rugosas 3
Onduladas lisas 2
Planas rugosas 1,5
Planas lisas 1
Lisos o espejos de falla ondulados 1,5
Planos 0,5

4-48
Tabla 4.38. Estimación de parámetros intervinientes – meteorización
ÍNDICE DE ALTERACIÓN Ja VALOR
Ligera alteración 0,75-1
Alteraciones arcillosas 2
Con detritos arenosos 4
Con detritos arcillosos
preconsolidados
6
Con detritos arcillosos poco
consolidados
8
Con detritos arcillosos expansivos 8-12
Milonita de roca y arcilla 6-12
Milonita de arcilla limos 5
Milonita arcillosa gruesa 10-20
Tabla 4.39. Estimación de parámetros intervinientes –presencia de agua
COEFICIENTE REDUCTOR POR
PRESENCIA DE AGUA Jw
PRESIÓN DE AGUA
(kg/cm2
)
VALOR
Excavaciones secas con < 15 l/min
localmente
<1 1
Filtración media con lavado de
algunas diaclasas
1-2,5 0,66
Afluencia importante por
diaclasas limpias
2,5-10 0,5
Afluencia importante por
diaclasas limpias con lavado
2,5-10 0,33
Afluencia excepcional inicial,
decreciente con el tiempo
>10 0,2-0,1
Afluencia excepcional inicial,
constante con el tiempo
>10 0,1-0,05

4-49
Tabla 4.40. Estimación de parámetros intervinientes –S.R.F.
PARÁMETRO S.R.F.(STRESS REDUCTION FACTOR)
(FACTOR DE REDUCCIÓN DE TENSIONES )
VALOR
Zonas débiles
Multitud de zonas débiles o milonitas 10
Zonas débiles aisladas , con arcilla o roca
descompuesta con cobertura <50 m
5
Zonas débiles aisladas , con arcilla o roca
descompuesta con cobertura > 50 m
2,5
Abundantes zonas débiles en roca competente 7,5
Zonas débiles aisladas en roca competente con
cobertura < 50m
5
Zonas débiles aisladas en roca competente con
cobertura > 50 m
2,5
Terreno en bloques muy fracturado 5
Roca competente
Pequeña cobertura 2,5
Cobertura media 1
Gran cobertura 0,5-2,0
Terreno fluyente
Con bajas presiones 5-10
Con altas presiones 10-20
Terreno expansivo
Con presión de hinchamiento moderada 5-10
Con presión de hinchamiento alta 10-15
Tabla 4.41. Clasificación final – Q de Barton
TABLA DE CLASIFICACIÓN FINAL (Q)
Excepcionalmente malo <0,01
Extremadamente malo 0,01-0,1
Muy malo 0,1-1
Malo 1-4
Medio 4-10
Bueno 10-40
Muy bueno 40-100
Extremadamente bueno 100-400
Excepcionalmente bueno >400

4-50
4.2.1.7.5. Método GSI (Geological Strengh Index) (HOEK, 2007)
En 1994 Evert Hoek publicó en el boletín de la Sociedad Internacional de
Mecánica de Rocas, el artículo titulado ¨Strengh of Rock and Rock Masses¨ en
el cual presentó el “Índice de Resistencia eológica” (Geological Strengh
Index), un nuevo índice de calidad geomecánica para los macizos rocosos cuyo
rango numérico, comprendido entre 0 y 100, se basa en la identificación y
clasificación en campo de dos de las características físico mecánicas de un
macizo rocoso: La macroestructura, y la condición de las superficies de las
discontinuidades.
Lo más interesante del GSI es que provee un sistema para estimar la
reducción de la resistencia y aumento de la deformabilidad de las rocas, al
pasar de la caracterización de laboratorio sobre muestras de dimensiones
necesariamente limitadas a las formaciones naturales dentro de las cuales se
realizan las obras de ingeniería.
Tal como lo indica Hoek (2007), el GSI ha sufrido diversas modificaciones
desde su versión original; siendo una de estas la publicada en 1998 por Hoek,
Marinos y Benissi, donde se amplía el rango del GSI en 5 unidades hacia abajo
y en 5 unidades hacia arriba, para poder incluir macizos rocosos de calidad
extremadamente mala, ya que en estas circunstancias es difícil obtener
núcleos intactos de rocas mayores a 10 cm para poder determinar el valor del
RQD.
La Figura 4.9 presenta la versión actualizada para la estimación del GSI.

4-51
Figura 4.9. Estimación del GSI (Hoek, Marinos y Benissi, 1998)
Posteriormente Marinos y Hoek (2001) presentan la Figura 4.10 para clasificar
masas de rocas heterogéneas, como por ejemplo una secuencia rítmica de
lutitas con intercalaciones de arenisca (Flysch).

4-52
Figura 4.10. Clasificación de masas heterogéneas (Marinos y Hoek, 2001)
4.2.1.8. Correlación entre las clasificaciones de rocas
El uso de estos sistemas a nivel Internacional brinda a los diseñadores
diferentes bondades técnicas y su probada capacidad para clasificar las rocas,
sin llevarlos a preferir una en especial, por lo que se han comparado los
sistemas entre sí, y se ha llegado a diferentes correlaciones entre ellos, lo cual
se ilustra en la Tabla 4.42.

4-53
Tabla 4.42. Correlación entre las clasificaciones de rocas
CORRELACIÓN ENTRE LAS CLASIFICACIONES DE ROCAS
Correlación entre
Bieniawski y
Barton
RMR=9 Ln Q +44 (BIENIAWSKI, 1976)
RMR=13,5 Log Q+43 (RUTLEDGE, 1978)
Correlación entre
Bieniawski y GSI
GSI = RMR’89 – 5
Correlación entre
GSI y Barton
GSI= 9 log Q´ + 44
Correlación entre
Bieniawski y los
parámetros de
corte de
Mohr - Coulomb
Clase de rocas I II III IV V
RMR 100-81 80-61 60-41 40-21 <20
Ángulo de
fricción interna
φ (°)
>45 35-45 25- 45 15-25 <15
Cohesión
c (kPa)
>400 300-400 200-300 100-200 <100
Correlación entre
la Clasificación
de Deere y la
observación en
campo
R D , v para v ,
R D para v ,
Donde: Jv = número de juntas identificadas en el macizo rocoso
por m3
4.2.1.9. Coeficientes sísmicos
4.2.1.9.1. Ondas primarias
Las ondas que causan daños en un terremoto son las primarias denominadas
ondas P, las secundarias denominadas ondas S y las superficiales. Sólo dos de
ellas se propagan en el interior de las rocas (P y S). Las ondas P viajan tanto en
las rocas sólidas como en materiales líquidos, y las S sólo en la parte sólida.
Cuando una onda S se propaga, deforma la roca lateralmente en ángulo recto
a la dirección de propagación. La Tabla 4.43 presenta valores indicativos de
las velocidades de las ondas primarias (vp) y de las ondas secundarias (Vs) en
función del tipo de roca.

4-54
Tabla 4.43. Velocidades de ondas primarias y secundarias
MEDIO
VELOCIDAD DE LA
ONDA PRIMARIA
(Vp) m/s
VELOCIDAD DE LA
ONDA SECUNDARIA
(Vs) m/s
Granito 5200 3000
Basalto 6400 3200
Calizas 2400 1350
Areniscas 3500 2150
4.2.1.9.2. Coeficiente de aceleración horizontal
Las fuerzas sísmicas actúan sobre un macizo rocoso siempre en su centro de
gravedad.
Acorde al sismo de diseño que se asuma según la escala de Mercalli-Cancani-
Sieberg (MCS), se pueden correlacionar la aceleración horizontal con su
correspondiente coeficiente de aceleración horizontal Kh, como aparece en la
Tabla 4.44.
Tabla 4.44. Coeficiente de aceleración horizontal
GRADO DEL
SISMO
(ESCALA MCS)
ACELERACIÓN
HORIZONTAL
(mm/s2
)
COEFICIENTE DE
ACELERACIÓN HORIZONTAL
(kh)
1 0,0-2,5 0,0-0,00025
2 2,5-5,0 0,00025-0,005
3 5,0-10,0 0,0005-0,001
4 10,0-25,0 0,001-0,0025
5 25,0-50,0 0,0025-0,005
6 50,0-100,0 0,005-0,01
7 100,0-250,0 0,01-0,025
8 250,0-500,0 0,025-0,05
9 500,0-1000,0 0,05-0,1
10 1000,0-2500,0 0,1-0,25
11 2500,0-5000,0 0,25-0,5
12 >5000,0 >0,5

4-55
4.2.2. Suelos
El suelo se define como un material detrítico, de composición variada que
cubre partes de la superficie terrestre, derivado de una roca madre, a través
de procesos de desintegración mecánica y descomposición química generados
por procesos de intemperismo y cambios climáticos.
4.2.2.1. Propiedades físicas de los suelos
4.2.2.1.1. Relaciones Volumétricas
Figura 4.11. Relación de volumen y peso
Las relaciones volumétricas comúnmente usadas son la relación de vacíos, la
porosidad, y el grado de saturación. Las relaciones gravimétricas más
utilizadas son el contenido de humedad, y el peso unitario.
 Relación de vacíos (e)
Es la relación entre el volumen de vacíos y el volumen de sólidos. Se
denomina también oquedad o índice de poros. Su medida es adimensional
y en teoría varía entre cero e infinito.
e
v
s
[4.9]
γw
Gsγw

4-56
Donde: Vv: Es el volumen de vacíos.
Vs: Es el volumen de sólidos.
La Tabla 4.45 indica los valores representativos de relación de vacíos en
varios tipos de suelos.
Tabla 4.45. Valores de relación de vacíos para los diferentes tipos de suelos
TIPO DE SUELO
VALOR DE RELACIÓN DE
VACÍOS
Arena bien gradada 0,43 – 0,67
Arena uniforme 0,51 – 0,85
Limo uniforme 1,0 -1, 2
Arcillas compresibles Hasta 6
Adicionalmente, el estudio de la variación de la relación de vacíos “e” bajo
carga exterior constante “q”, en función del tiempo, es fundamental para
comprender el proceso de consolidación primaria a partir de la teoría de
consolidación de Terzaghi.
Variación que conlleva a obtener la magnitud del asentamiento de un
estrato compresible “Ho” de la Figura 4.12 bajo la siguiente ecuación:
e
e
Ho [4.10]
Donde: Δe: Variación en la relación de vacíos.
e0: Relación de vacíos inicial.
Ho: Espesor del estrato de estudio.

4-57
Figura 4.12. Variación en la relación de vacíos
 Porosidad ( )
Es la relación entre el volumen de vacíos y el Volumen total. Se expresa en
porcentaje y teóricamente sus valores fluctúan entre 0 y 100%.
v
) [4.11]
Donde: Vv: Volumen de vacíos.
V: Volumen total.
En la Tabla 4.46 se muestran algunos valores representativos de la
porosidad, según Sanders (1998).
Tabla 4.46. Valores de porosidad – Sanders (1998)
TIPO DE SUELO VALOR DE POROSIDAD %
Gravas 25 - 40
Arena gruesa 21 - 50
Arenas finas, arenas limosas 20 - 50
Limos 35 - 50
Arcillas no muy compresibles 40 - 60
Arcillas muy compresibles 90

4-58
 Grado de saturación (S)
Es la relación entre el volumen de agua de un suelo y su volumen de
vacíos, se expresa en porcentaje.
[4.12]
Donde: Vw: Volumen de agua.
Vv: Volumen de vacíos.
4.2.2.1.2. Relaciones gravimétricas
 Contenido de agua o contenido de humedad (w)
Resulta de relacionar el peso del agua de la muestra y el peso de los
sólidos. El valor teórico del contenido del agua varía entre cero e infinito.
En la práctica, las humedades varían de cero hasta valores de 500% o
incluso mayores de 1000% en México y en Japón.
[4.13]
Donde: Ww: Peso del agua.
Ws: Peso del sólido.
4.2.2.1.3. Relaciones de peso y volumen
Las relaciones entre el peso y el volumen del suelo, y la masa y el volumen del
suelo, son relaciones muy utilizadas en la mecánica de suelos y se conocen
como densidad y peso unitario respectivamente; ellas se expresan acorde a
las siguientes ecuaciones:
M
[4.14]

4-59
Donde: : Densidad del suelo.
M: Masa del suelo.
V: volumen del suelo.
γ [4.15]
Donde: γ: Peso unitario húmedo.
W: Peso del suelo.
V: volumen del suelo.
γ g [4.16]
Donde: γ: Peso unitario húmedo.
: Densidad del suelo.
g: gravedad.
Para suelos granulares se trabajan en la práctica valores típicos de peso
unitario seco, γd, tal como se consignan en la Tabla 4.47.
Tabla 4.47. alores de peso unitario seco γd) para suelos granulares (Lambe)
DESCRIPCIÓN γd(Ton/m3
)
Arena limpia y uniforme 1,33 – 1,89
Arena limosa 1,39 – 2,03
Arena micácea 1,22 – 1,92
Limo inorgánico 1,28 – 1,89
Arena limosa y grava 1,42 – 2,34
Arena fina y gruesa 1,36 – 2,21

4-60
Otras relaciones entre pesos y volúmenes son:
 Peso Unitario de los sólidos (γs): Peso unitario de la fase sólida.
γs
[4.17]
Donde: Ws: Peso de sólidos.
Vs: Volumen de sólidos.
 Peso unitario sumergido (γ’)
Según Arquímedes, las partículas sólidas del suelo al estar sumergidas
experimentan un empuje, hacia arriba, igual al peso del agua desalojada,
por lo tanto:
γ γsat γ [4.18]
Donde: γsat: Peso unitario saturado.
γw: Peso unitario del agua.
 Gravedad específica de los sólidos
La gravedad especifica de los sólidos, también denominada peso
especifico relativo de los sólidos, es la relación entre el peso unitario de la
fase sólida del suelo y el peso unitario del agua destilada a 4o
C. Se aplica
por definición como:
γs
γ
[4.19]
Donde: γs: Peso unitario de los sólidos.
γw : Peso unitario del agua.

4-61
En la Tabla 4.48 se indican valores típicos de la gravedad específica de los
sólidos para diferentes tipos de suelos, Djoenaidi, (1985) y Bardet, (1997).
Tabla 4.48. Valores típicos de Gs para diferentes clases de suelos
TIPO DE SUELO GRAVEDAD ESPECÍFICA (G)
Inorgánico
Grava 2,65
Arena gruesa a media 2,65
Arena fina (limosa) 2,65
Loess, polvo de piedra y
limo arenoso
2,67
Arena 2,65
Limo arenoso 2,66
Limo 2,67-2,70
Arena arcillosa 2,67
Limo arcillo arenoso 2,67
Arcilla arenosa 2,70
Arcilla limosa 2,75
Arcilla 2,72-2,80
Orgánico
Limos con trazos de materia
orgánica
2,30
Lodos aluviales organices 2,13-2,60
Turba 1,50-2,15
4.2.2.1.4. Otras propiedades físicas
Otras propiedades físicas de los suelos, se describen a continuación:
 Densidad relativa
La densidad o compacidad relativa se refiere al grado de acomodo
alcanzado por las partículas del suelo, dejando más o menos vacíos entre
ellas. En suelos compactos, las partículas sólidas que lo constituyen tienen

4-62
un alto grado de acomodo y la capacidad de deformación bajo cargas es
pequeña.
En suelos poco compactos el volumen de vacíos y la capacidad de
deformación son mayores. La densidad relativa indica si un suelo está
cerca o lejos de los valores máximo y mínimo de densidad, que se pueden
alcanzar.
Conociendo la relación de vacíos (e) de un material se obtiene la
compacidad de un suelo granular conocida como densidad relativa o
compacidad relativa.
La densidad relativa se puede determinar mediante la ecuación 4.20
Dr
ema e
ema emin
[4.20]
Donde: e: Relación de vacíos in situ;
emáx: Relación de vacíos del suelo en el estado más suelto;
emin: Relación de vacíos del suelo en el estado más denso.
La densidad relativa se obtiene por medio de la determinación de otros
parámetros tales como: Peso unitario mínimo (γd min), Peso unitario
máximo (γd máximo) y Peso unitario seco (γd) en el sitio; de estos, los dos
primeros se realizan en laboratorio y el último se efectúa in situ con el
ensayo de cono de arena o densímetro nuclear.
Por lo que la ecuación 4.20 conviene expresarla en función de pesos
unitarios secos:
Dr
γdm n γd
γdm n γdmá
γdmá
γd
γd γdm n
γdmá γdm n
[4.21]
Donde: γd: Peso unitario seco in situ.

4-63
γd mín: Peso unitario seco en el estado más suelto (emáx).
γd máx: Peso unitario seco en el estado más denso (emín).
El ensayo de laboratorio se realiza en suelos con un contenido de hasta
12% de partículas finas y un tamaño máximo nominal de 80 mm con base
en la norma I.N.V. E – 136 – 07 “Determinación de la masa unitaria
máxima y mínima para el cálculo de la Densidad Relativa”.
Con base en el resultado de densidad relativa, se pude conocer el grado de
compactación del terreno, el cual recibe su denominación según se
muestra en la Tabla 4.49.
Tabla 4.49. Compacidad del suelo en función de la densidad relativa
DENSIDAD RELATIVA (%) DENOMINACIÓN
0-15 Muy suelto
15-35 Suelto
35-50 Medianamente Suelto
60-65 Medianamente Denso
65-85 Denso
85-100 Muy denso
4.2.2.1.5. Granulometría
Los tamaños de las partículas de suelo varían considerablemente, por lo tanto
se debe conocer su distribución granulométrica, es decir, la distribución, en
porcentaje, de los distintos tamaños dentro del suelo. La distribución
granulométrica de partículas de tamaño superior a 0,075 mm (tamiz #200) se
determina mediante un análisis granulométrico del suelo utilizando el método
del tamizado (I.N.V. E–123–07), y para tamaños inferiores a 0.075 mm se
utiliza el análisis granulométrico por sedimentación (I.N.V. E–124–07).

4-64
En función de la granulometría y su composición los suelos se pueden
clasificar en:
 Gravas. Con tamaño de grano entre 80 mm. y 4,75 mm. Los granos son
observables directamente, existen grandes vacíos entre las partículas y no
retienen el agua.
 Arenas. Con partículas de tamaño entre 4,75 mm. y 0,075 mm. Estas son
observables a simple vista y se mantienen inalterables en presencia de
agua.
 Limos. Con partículas comprendidas entre 0,075 mm. y 0,002 mm. Son
partículas de grano fino con poca o ninguna plasticidad.
 Arcillas. Cuyas partículas tienen tamaños inferiores a 0,002 mm. Son
partículas de tamaño gel y están formadas por minerales silicatados,
constituidos por cadenas de elementos tetraédricos y octaédricos, unidas
por enlaces covalentes débiles; pueden entrar las moléculas de agua entre
las cadenas, y producen aumentos de volumen, a veces muy importantes.
Por tanto, presentan una gran capacidad de retención de agua, con un
porcentaje de vacíos muy elevado (vacíos pequeños pero con una gran
superficie de absorción en las partículas), debido a que el tamaño de los
vacíos es muy pequeño (aunque la relación de vacíos es alta), exhiben
unos tiempos de expulsión de agua muy largos y una permeabilidad muy
baja.
 Materia orgánica. Se encuentra constituida por material de
descomposición de seres vivos y/o actividad biológica de los organismos
vivos que contiene el suelo; tiene una alta capacidad de absorción y
retención de agua.
4.2.2.1.6. Plasticidad
Cuando un suelo arcilloso se mezcla con una cantidad apreciable de agua,
tiende a un estado semilíquido. Si el suelo se seca gradualmente, se
comportará como un material plástico, semisólido o contenido de agua.
El concepto de la presentación de un suelo en varios estados de consistencia,
sucede en función del contenido de humedad, y se basa en que cuanto mayor

4-65
es la cantidad de agua que contiene un suelo, menor es la interacción entre
partículas adyacentes y más se aproxima el comportamiento del suelo al de
un líquido.
Los contenidos de humedad y los puntos límites de unos estados a otros se
denominan Límites de Consistencia, y se denominan según la humedad crezca
o decrezca según la Figura 4.13.
Figura 4.13. Estados de Consistencia del suelo
 Límite líquido (LL). Presenta valores variables para arcillas superiores a
40%, para limos arcillosos 25 a 50%, y en arenas no se obtienen
resultados.
 Límite plástico (LP). Definido como el menor contenido de humedad para
el cual el suelo se deja moldear, presenta valores típicos entre arenas y
arcillas entre 5 y 30%. En arenas la prueba no es posible.
 Límite de contracción (LC). Se define el límite de contracción como el
máximo contenido de agua al cual una reducción en humedad no causa
una disminución en el volumen de la masa de suelo. Los valores corrientes
son: para arcillas 4 a 14%, para limos con presencia de arcillas 15 a 0%; en
las arenas no se da cambio del volumen por el secado.
La ejecución del límite de contracción se sigue mediante la Norma INV-E-127-

4-66
07 “Determinación de los Factores de Contracción de los uelos”, sobre suelos
cohesivos que presenten resistencia cuando se secan al aire. Donde el
término límite de contracción, en porcentaje expresado como un contenido
de agua, representa la cantidad de agua necesaria para llenar los vacíos de un
suelo cohesivo dado, cuando se halle en su relación de vacíos más baja,
situación que permite evaluar el potencial de contracciones, es decir, la
posibilidad que se desarrollen grietas en obras que incluyen suelos cohesivos.
Para determinar la consistencia de los suelos finos se realiza en laboratorio la
“Determinación del Límite Líquido de los uelos” (I.N.V. E – 125 – 07) y el
“L mite Plástico e Índice de Plasticidad de uelos” (I.N.V. E – 126 – 07).
Adicionalmente, y como ensayo complementario para realizar la clasificación
de un suelo, se requiere la determinación del contenido de materia orgánica,
el cual se realiza por ignición mediante la Noma I.N-V.E-121-07 o por el
método de “Contenido aproximado de materia orgánica en arenas usadas en
la preparación de morteros o concretos” (I.N.V. E – 212 – 07), a través de dos
procedimientos: mediante un color de referencia, o mediante vidrios de
colores también de referencia. A mayor contenido de materia orgánica, más
poroso y menos denso es el suelo.
Los ensayos de laboratorio anteriormente mencionados, se encuentran
relacionados en el Capítulo 3 de este Manual y en las “Normas de ensayos de
materiales para carreteras” del INVÍAS.
4.2.2.1.7. Clasificación de los suelos
Con el objeto de dividir los suelos en grupos de comportamiento semejante,
con propiedades geotécnicas similares, surgen las denominadas
clasificaciones de suelos.
Los dos sistemas principales de clasificación de suelos actualmente en uso son
el sistema AASHTO (American Association of State Highway and
Transportation Officials) y el USCS (Unified Soil Classification System).
 Sistema de clasificación AASHTO
De acuerdo con este método, los suelos se clasifican en siete grupos
principales: Desde A-1 hasta A-7. Donde cada uno de estos grupos está

4-67
determinado por ensayos de laboratorio, como son: granulometría, límite
líquido, e índice de plasticidad.
Los suelos clasificados en los grupos A-1, A-2 y A-3, son materiales
granulares, donde 35% o menos de las partículas pasa por el tamiz #200.
Los suelos en que más del 35% pasa el tamiz #200 son clasificados en los
grupos A-4, A-5, A-6 y A-7. La mayoría están formados por materiales tipos
limo y arcilla.
Para la evaluación de la calidad de un suelo como material para
subrasante de carreteras, se incorpora el Índice de Grupo (IG), de acuerdo
con la ecuación 4.22.
I . . LL . IP [4.22]
Donde: F: Porcentaje que pasa el tamiz #200.
LL: Límite líquido.
IP: Índice de plasticidad.
En la Tabla 4.50 se presenta la clasificación de suelos según la AASHTO, y
en la figura 4.14 se muestra la carta de plasticidad de clasificación
adaptada según la clasificación de la AASHTO.

4-68
Tabla 4.50. Clasificación de los suelos según AASHTO

4-69
Figura 4.14. Carta de plasticidad de los suelos según AASHTO
 Sistema unificado de clasificación suelos USCS
El Sistema Unificado de Clasificación de Suelos (USCS) fue propuesto
inicialmente por Casagrande en 1942 y después revisado por el Bureau of
Reclamation de Estados Unidos y por el Cuerpo de Ingenieros. Este
sistema es el más extendido para la amplia variedad de problemas
geotécnicos.
El sistema USCS clasifica los suelos con base en su granulometría, los
límites de Atterberg, y el contenido en materia orgánica.
Al clasificar un suelo se debe indicar el nombre del grupo con el símbolo
respectivo. La Tabla 4.51, basada en la designación D-2487 de la ASTM,
presenta las divisiones principales y los símbolos empleados en la misma,
así como una descripción de los nombres típicos utilizados.

4-70
Tabla 4.51. Clasificación del suelo según USCS
DIVISIÓN PRINCIPAL SÍMBOLO NOMBRES TÍPICOS
SUELOSDEGRANOGRUESO50%omásesretenidoporel
tamiz#200
Gravas: 50% o
más de La
fracción
gruesa (o sea
la retenida en
el tamiz no
200) es
retenida en el
tamiz #4
Gravas
limpias
GW
Gravas bien graduadas y
mezclas de arena y grava
con pocos finos o sin finos
Clasificación
basada en el
porcentaje de
finos. Menos
del 5% pasa
por el tamiz
#200 GW, GP,
SW, SP. Mas
del 12% pasa
por el tamiz
#200 GM, GC,
SM, SC, GC-
GM, SC-SM.
Entre el 5 y el
12% se utilizan
símbolos
dobles SM-
SW,SC-
SW,SM-SP, SC-
SP, GM-SW,
GC-GW,GM-
GP, GC-GP
GP
Gravas y mezclas de grava y
arena mal graduadas con
pocos finos o sin finos
Gravas
con
finos
GM
Gravas limosas, mezclas de
grava, arena y limo
GC
Gravas arcillosas, mezclas de
grava, arena y limo
Arenas más
del 50% de la
fracción
gruesa (o sea
la retenida en
el tamiz no
200) pasa el
tamiz # 4
Arenas
limpias
SW
Arenas y arenas gravosas,
bien graduadas con pocos
finos o sin finos
SP
Arenas y arenas gravosas
mal graduadas con pocos
finos o sin finos
Arenas
con
finos
SM
Arenas limosas, mezclas de
arena y limo
SC
Arenas arcillosas, mezclas de
arena y arcilla
SUELOSDEGRANOFINO50%omáspasaporeltamiz
#200
Limos y arcillas limite
liquido de 50% o inferior
ML
Limos inorgánicos, arenas
muy finas, polvo de roca,
arenas finas limosas o
arcillosas
Con límite
líquido, Índice
de Plasticidad
se clasifica en
la carta de
Casagrande
CL
Arcillas inorgánicas de
plasticidad baja a media,
arcillas gravosas, arcillas
arenosas, arcillas limosas,
suelos sin mucha arcilla
OL
Limos orgánicos y arcillas
limosas orgánicas de baja
plasticidad
Limos y arcillas limite
liquido superior a 50%
MH
Limos inorgánicos, arenas
finas o limos micáceos o
limos plásticos
CH
Arcillas inorgánicas de alta
plasticidad, arcillas grasas
OH
Arcillas orgánicas de
plasticidad alta a media
Suelos altamente orgánicos PT
Turba, estiércol y otros
suelos

4-71
La Figura 4.15 presenta la carta de plasticidad necesaria para clasificar los
suelos finos en el Sistema Unificado de Clasificación de suelos.
Figura 4.15. Carta de plasticidad (USCS)
4.2.2.2. Propiedades mecánicas de los suelos
La caracterización e identificación del suelo, condicionan su comportamiento
geomecánico.
Las propiedades mecánicas permiten al ingeniero de cimentaciones llegar a
un diseño de obra civil en la etapa de estudio, considerando los tres grandes
problemas a los que el comúnmente se debe enfrentar: (1) Los estados límite
de falla que enmarcan la estabilidad de las estructuras; (2) los estados límite
de servicio que se refiere a los asentamientos totales y diferenciales que
sufrirá la cimentación y la estructura y; (3) flujo de agua a través de los suelos,
que influye en el comportamiento del mismo.
El comportamiento de los suelos se encuentra en función de sus propiedades
mecánicas, de las fuerzas que actúan sobre su masa y de las características del
flujo del agua que contiene.

4-72
4.2.2.2.1. Concepto de esfuerzo
Las partículas individuales de una masa de suelo se encuentran sometidas a
fuerzas que actúan y son absorbidas por cada uno de los puntos de contacto
entre las partículas. El análisis de estas fuerzas no es posible determinarlo
independientemente, más bien es conveniente emplear el concepto de
esfuerzo en los puntos de contacto como los mostrados en la Figura 4.16.
Los esfuerzos que se encuentran aplicados a una masa de suelo son el
resultado del peso propio y del efecto de fuerzas externas aplicadas.
Figura 4.16. Esquema de los esfuerzos en los puntos de contacto del suelo
Los suelos son un sistema de fases múltiples. En un volumen dado de suelo las
partículas están distribuidas al azar con los espacios vacíos entre ellas. Los
espacios vacíos son continuos y están ocupados por agua, aire o ambos.
Para analizar los problemas de compresibilidad de los suelos, la capacidad de
carga de cimentaciones, la estabilidad de terraplenes y la presión lateral de
estructuras de retención de tierras, es necesario conocer la naturaleza de la
distribución de los esfuerzos a lo largo de la sección trasversal dada del perfil
de suelo. Es decir, qué porcentaje del esfuerzo normal, a una profundidad
dada, es tomado por el agua en los espacios vacíos, y qué porcentaje es
tomado por el esqueleto del suelo en los puntos de contacto de las partículas
de suelo.
A esto se le denomina concepto de esfuerzo efectivo, el cual se ilustra en la
Figura 4.17 y está definido por la siguiente ecuación:
t [4.23]

4-73
Donde: σ': Esfuerzo efectivo.
σt: Esfuerzo total.
µ: Esfuerzo neutro o presión de poros.
Figura 4.17. Esquema de esfuerzos en una masa de suelo a una profundidad Z
Si el estrato de suelo considerado se encuentra en condiciones geoestáticas
(la superficie del terreno es horizontal y la naturaleza del suelo varía muy
poco en dirección horizontal anulando los esfuerzos cortantes), las
condiciones de esfuerzos pueden calcularse simplemente considerando el
peso del suelo por encima del punto de análisis, a determinada profundidad,
mediante la siguiente ecuación:
γ [4.24]
Donde: σ: Esfuerzo a una profundidad Z.
γ: Peso unitario del suelo.
Z: Distancia desde la superficie al punto considerado.
La ecuación 4.24, es una ecuación genérica y aplica tanto para la estimación
de los esfuerzos totales, como para la de los esfuerzos efectivos; en cuyo caso
se utiliza el peso unitario sumergido (ver ecuación 4.18); y presiones de poros,
cuya ecuación se suele establecer como µ = γ .
Si la masa de suelo no se encuentra en condiciones geoestáticas (existe flujo
en la masa de suelo) el esfuerzo en cualquier punto de análisis es diferente al

4-74
del caso estático, este crece o decrece, dependiendo el sentido de infiltración,
si es ascendente o descendente. El movimiento del fluido por la masa de
suelo genera un delta de caga positivo o negativo debido al gradiente
hidráulico generado por la condición no geoestatica.
4.2.2.2.2. Resistencia al corte
Se denomina como resistencia al corte de un suelo a la tensión de corte o
fractura en el plano de corte y en el momento de la falla. Se debe entender la
naturaleza de la resistencia al corte para analizar los problemas de capacidad
de carga, estabilidad de taludes y presiones laterales sobre estructuras de
contención de tierra.
La teoría de Mohr-Coulomb afirma que un material falla debido a una
combinación crítica de esfuerzo normal y esfuerzo cortante, y no sólo por la
presencia de un máximo normal o un máximo cortante. En la mayoría de los
problemas de mecánica de suelos, el esfuerzo cortante sobre un plano de falla
como se observa en las Figuras 4.18 y 4.19 se expresa con la siguiente relación
que se denomina criterio de falla de Mohr-Coulomb (Das, 1994):
f c n tan [4.25]
Donde: f: Esfuerzo cortante en el momento de la falla.
c: Cohesión del suelo.
n: Esfuerzo normal en el momento de la falla.
: Ángulo de fricción interna del suelo.
La Figura 4.19 es una gráfica del círculo de Mohr para el estado de esfuerzos
representado en la Figura 4.18. La inclinación del plano de falla EF de la Figura
4.18, que forma un ángulo θ con el plano principal mayor, se obtiene en la
Figura 4.19 relacionando la envolvente de falla fdh definida por la ecuación
4.25, la línea ab (plano principal mayor CD de la Figura 4.18) y la línea ad que
representa el plano de falla (EF en la Figura 4.18).

4-75
Figura 4.18. Inclinación del plano de falla respecto al plano principal
Figura 4.19. Círculo de Mohr y Envolvente de falla Coulomb
La resistencia de un suelo no es constante sino que depende del tipo de suelo
(sea granular o cohesivo) y de las condiciones del suelo en el sitio, las que
pueden variar con el tiempo.

4-76
 En suelos granulares (c=0)
f n tan [4.26]
Donde: f: Esfuerzo cortante en el momento de la falla.
n: Esfuerzo normal en el momento de la falla.
 En suelo con cohesión ( =0)
f c [4.27]
Los parámetros ya fueron definidos.
 En suelo con cohesión y fricción
f c n tan [4.28]
Los parámetros de resistencia al cortante de un suelo, se determinan en el
laboratorio principalmente con dos tipos de ensayos: La prueba de corte
directo y la prueba triaxial.
Su ejecución se sigue mediante las Normas INV-E–154–07 “Determinación de
la resistencia al corte - método de corte directo CD (Consolidado Drenado)” , y
INV-E-153-07 “Parámetros de resistencia del suelo mediante compresión
tria ial”. Las cuales se relacionan en el capítulo 3 del presente Manual y se
describen en las Normas de Ensayos de Materiales para carreteras del INVÍAS.
Con el fin de enmarcar en un contexto práctico el tema de resistencia al corte,
se efectúa una breve descripción de los ensayos que usualmente se realizan
en los suelos.
a) Prueba de corte directo. Este ensayo consiste en colocar el espécimen del
ensayo en una caja de corte, aplicar un esfuerzo normal determinado,
saturar o drenar la muestra, consolidarla bajo el esfuerzo normal, liberar

4-77
los marcos que sostiene la muestra y aplicar la fuerza de corte para
hacerla fallar.
b) Prueba triaxial. Es una prueba para determinar los parámetros de
resistencia de los suelos, en la que una muestra cilíndrica confinada de
suelo, cubierta por una membrana impermeable, se somete a una presión
y luego se carga axialmente hasta que falle.
Existen tres formas de realizarlo (Berry, Reid, 1963):
 Prueba consolidada-drenada (CD). Se conoce comúnmente como
ensayo lento, permite determinar los parámetros efectivos de
resistencia al corte, la muestra se somete a esfuerzos de
confinamientos hasta alcanzar la consolidación, enseguida se aplican
los esfuerzos desviadores hasta alcanzar la falla, en este paso se
permite el drenaje por lo cual no existe presión de poros.
Se utiliza para simular situaciones donde la cimentación descansa
sobre una arena o grava y la falla se produce en condiciones drenadas.
 Prueba consolidada-no drenada (CU).Se conoce como consolidado
rápido que puede ser con o sin medición de presión de poros, cuando
durante la ejecución del ensayo es posible la medición del exceso de
presión de poros, se pueden determinar los parámetros de resistencia
del suelo en términos tanto de totales como de efectivos.
Se utiliza para representar una situación donde la construcción se
extiende por largo tiempo, como el caso de las presas de tierra, donde
se espera que al final de las actividades de construcción se genere
algún grado de consolidación, y si sucede eventualmente una falla, esta
es rápida sin drenaje adicional.
 Prueba no consolidada-no drenada (UU). Se conoce como prueba
rápida que puede ser con o sin medición de presión de poros. No
permite la aplicación de esfuerzos de confinamiento o de cámara, al
igual que no permite el drenaje en ningún momento, razón por la cual
la ejecución del ensayo se realiza de forma muy rápida, no permite la
determinación de esfuerzos efectivos; los resultados se expresan sólo
en términos de esfuerzos totales.

4-78
Se utiliza para realizar análisis a corto plazo de cimentaciones
construidas sobre depósitos arcillosos, donde se considera que el
tiempo de construcción es insuficiente para disipar la presión de poros.
4.2.2.2.3. Compresibilidad
Un incremento del esfuerzo provocado por la construcción de cimentaciones
u otras cargas, comprime los estratos del suelo. La compresión es causada por
a) deformación de las partículas del suelo; b) reacomodo de las partículas del
suelo y; c) expulsión de agua o aire de los espacios vacíos. En general, el
asentamiento del suelo causado por cargas se divide en tres tipos:
 Asentamiento inmediato, provocado por la deformación a corto plazo, es
una deformación de tipo elástica y se presenta inmediatamente después
de aplicar la carga.
 Asentamiento por consolidación primaria, es el resultado de un cambio en
el volumen de los suelos saturados cohesivos debido a la expulsión de
agua que se encuentra dentro de los espacios vacíos.
 Asentamiento por consolidación secundaria, se observa en suelos
saturados cohesivos y es el resultado del ajuste plástico de la estructura
del suelo. Este sigue asentamiento por consolidación primaria bajo un
esfuerzo efectivo constante.
La prueba básica requerida para evaluar la compresibilidad de un suelo es la
Consolidación Unidimensional, realizada sobre muestras de arcilla saturada
inalterada.
Con base en los resultados de laboratorio se obtiene el Esfuerzo de
Preconsolidación ’p, el Índice de Compresibilidad Cc y el Índice de
Expansibilidad Ce; factores necesarios para calcular el asentamiento.

4-79
4.2.2.2.4. Correlaciones para obtener propiedades mecánicas de los suelos
a) Suelos granulares
El ensayo de penetración estándar es el más utilizado para obtener el
ángulo de fricción interna () de los suelos granulares, a partir del número
de golpes necesarios para avanzar en campo, la cuchara partida, una
profundidad de 30 cm (1 pie), denominados en la literatura como “N”.
Número “N” que requiere para su uso una serie de correcciones propuesta
por diferentes autores:
Bowles (1986) propone la siguiente corrección:
Ncorr N Cn C C R C C [4.29]
Donde: Ncorr: Valor de N corregido.
N: Valor de N de campo.
Cn: Factor de corrección por confinamiento efectivo.
CE: Factor por pérdida de energía del martillo (entre 0.45 y
1).
CR: Factor por longitud de la varilla (entre 0.75 y 1).
CS: Factor por revestimiento interno de tomamuestras (entre
0.8 y 1).
CB: Factor por diámetro de la perforación “D” (utilizando un
valor mayor a 1 para D> 5" y un valor de 1.15 para D=8").
En el mismo año Skempton recomienda los valores para los diferentes
factores de corrección del Ncorr, como se indica en la Tabla 4.52.
Sin embargo como se consignará más adelante los factores de corrección
se van adaptando según los criterios de cada uno de los autores.

4-80
Tabla 4.52. Corrección del valor de N obtenido en el ensayo de SPT (Skempton)
FACTOR EQUIPO VARIABLE TÉRMINO CORRECCIÓN
Relación de
energía.
Martillo donut
Martillo de
seguridad
Martillo automático
CE=ER/60
0,5 a 1,0
0,7 a 1,2
0,8 a 1,5
Diámetro del
sondeo.
65 a 115 mm
150 mm
200 mm
CB
1,00
1,05
1,15
Método de
muestreo
Muestreo estándar
Muestreo no
estándar.
CS
1,00
1,1 a 1,3
Longitud de
varillas
3 a 4 m
4 a 6 m
6 a 10 m
10 a >30 m
CR
0,75
0,85
0,95
1,00
 Ángulo de fricción efectivo con base en los resultados del ensayo SPT
acorde a la propuesta del Ingeniero González (1999)
Según González lo que se está buscando inicialmente con el ensayo SPT
es el equivalente ('eq), o sea la relación entre esfuerzos cortantes y
esfuerzos normales efectivos como se observa en la ecuación 4.30 y la
Figura 4.20, para luego mediante una regresión lineal encontrar el
ángulo de fricción interno efectivo:
PT eq tan [4.30]
Donde: φ’ PT: Ángulo de fricción interna efectivo obtenido
con el ensayo SPT.
’eq: Ángulo de fricción efectivo equivalente.
τ’: Esfuerzo cortante efectivo.
σ’: Esfuerzo normal efectivo.

4-81
Figura 4.20. Ángulo de fricción real ’ y equivalente ’eq
El número de penetración estándar en campo “N”, González lo
modifica únicamente por factor de corrección por confinamiento
efectivo (Cn) y por perdida de energía del martillo (CE), asumiendo las
demás correcciones planteadas por Bowles como 1.
Estas correcciones las asume utilizando un número “N e”, donde el
subíndice “e” corresponde a la energía efectiva aplicada al martillo.
Generalmente se considera que para martillo anular (cilíndrico) e =
45% y para martillo de seguridad e = 70%-100%. En Estados Unidos es
usual considerar e = 60%, mientras que para Japón el valor
representativo es e = 72%.
Por ser N160 el valor normalizado internacionalmente, la ecuación para
obtenerlo es la 4.31:
N N PT
e
Cn [4.31]
Donde: N160: Valor de N que corresponde a una hinca
normalizada del 60% de energía,
adimensional, donde se incluye la corrección
por confinamiento.
’

4-82
N (SPT): Número de golpes en campo necesario para
avanzar la hinca los 30 cm últimos.
e: Fracción de energía correspondiente en
porcentaje. Normalmente en Estados unidos
se asume como 60%.
Cn: Factor de corrección por confinamiento.
Para Colombia conservativamente se toma e = 45%, obteniendo:
N N PT Cn [4.32]
El valor de corrección por confinamiento (Cn) se obtiene con la fórmula
de Seed-Idriss (Marcuson).
Cn log Rs) [4.33]
Donde: Cn: Factor de corrección por confinamiento.
Rs: Parámetro de estandarización para un esfuerzo
vertical de referencia equivalente a 1 kg/cm2
.
K= 1.41 para v’< y K=0.92 para v’>=1, siempre Cn2
Con base en lo anterior en la Tabla 4.54 se presentan las correlaciones
de González (1999).
Las correlaciones de la Tabla 4.53, se transforman a una energía del
45% para su uso en Colombia, como se indica en la Tabla 4.54
(GONZÁLEZ, 1999).

4-83
Tabla 4.53. Diferentes correlaciones de N normali ado con φ equivalente
AUTOR
ECUACIÓN PROPUESTA PARA
DETERMINAR φ'eq
Peck eq 8, , N
Peck, Hanson y Thornburn eq , e N
)
Kishida eq N ,
schmertmann eq tan
N
,
,
Japan National Railway (JNR) eq , N
Japan Road Bureau (JRB) eq N )
,
Tabla 4.54. Diferentes correlaciones de N145 con φ equivalente
AUTOR
DETERMINAR φ'eq EN COLOMBIA CON
N145
Peck eq 8, , N
Peck, Hanson y Thornburn eq , e
N
)
Kishida eq , N ) ,
Schmertmann eq tan N , ) ,
Japan National Railway (JNR) eq , 8 N
Japan Road Bureau (JRB) eq 9, N ) ,
Una vez obtenido el valor de φ'eq (González recomienda la ecuación de
Kishida), con la ecuación 4.34 se calcula el valor del esfuerzo cortante
( ), y se realiza una regresión lineal para hallar los valores finales de φ'
de cada grupo de materiales analizados.
’ tan eq [4.34]

4-84
Donde: τ: Esfuerzo cortante.
σ’: Esfuerzo normal efectivo.
φ’eq: Ángulo de fricción efectivo equivalente.
Ejemplo 1
Con base en los resultados de los ensayos de penetración estándar que se
consignan en la Tabla 4.53 realizados sobre dos estratos de suelo en un
proyecto en el Departamento de Vichada – Colombia obtener el ángulo de
fricción efectivo promedio de cada uno de ellos utilizando el Método de
González.
 PROYECTO: VICHADA – COLOMBIA
 Peso unitario: 17 kN/m3
 Nivel freático: 0.30 m
---------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
Procedimiento con base en la Tabla de resultados
a) Calcular el valor de los esfuerzos totales () y los esfuerzos efectivos
v’ para cada punto del ensayo (columnas 4 y 5).
b) El valor de N45 para Colombia (columna 8) se corrige por confinamiento
con la fórmulación de Cn de Seed- Idriss –Marcuson (columna 7),
teniendo cuidado que Cn 2.
c) Se obtiene el valor de eq’ con la fórmula de Kishida (columna 10).
d) Se calcula el valor de = ’ tan(eq’) (columna 11)

4-85
e) Se gráfican los valores de y ’ para cada estrato y se realiza la regresión
vs ' para cada tipo de material.
Figura Estrato uno (1)
Tabla de resultados del ensayo
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
Sondeo
No.
Prof.
(m)
N
(golpes/pi
e)
Esfuerzo
total v
(kPa)
RS
CN
Seed-Idriss
(Marcuson)
N45 (N1)45
'EQ
Kishida
Resistencia
al corte
kPa)
ESTRATO No. 1
S-1 2,50 2 42,50 0,21 1,94 0,75 2 21,32 8,00
S-2 2,75 2 46,75 0,23 1,89 0,75 2 21,32 8,69
S-3 2,75 2 46,75 0,23 1,89 0,75 2 21,32 8,69
S-4 2,75 3 46,75 0,23 1,89 0,75 3 22,75 9,33
S-1 3,25 3 55,25 0,27 1,80 0,75 3 22,75 10,80
S-2 3,75 3 63,75 0,31 1,73 0,75 3 22,75 12,26
S-4 3,75 5 63,75 0,31 1,73 0,75 5 25,00 13,64
ESTRATO No. 2
S-3 4,25 4 72.25 0,34 1,66 0,75 4 23,94 14,54
S-2 4,75 4 80,75 0,38 1,59 0,75 4 23,94 16,10
S-1 5,25 4 89,25 0,42 1,54 0,75 4 23,94 17,65
S-1 5,75 3 97,75 0,45 1,49 0,75 2 20,77 16,41
S-2 5,75 4 97,5 0,45 1,49 0,75 3 22,75 18,13
S-3 5,75 3 97,75 0,45 1,49 0,75 2 21,32 16,88
S-4 5,75 4 97,75 0,45 1,49 0,75 3 22,75 18,13
S-4 5,75 5 97,75 0,45 1,49 0,75 4 23,94 19,21
y = 1.5364x + 2.1063
R² = 0.7164
0
10
20
30
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18
,kPa
, kPa
Lineal ()

4-86
Figura Estrato dos (2)
Si en la regresión resulta  2, como en el caso de la gráfica anterior se
obliga a la regresión a pasar por cero.
Figura Estrato uno (1) corregido
y = 2.6105x
R² = -12.99
0
10
20
30
40
50
60
0 5 10 15 20
,kPa
, kPa
Lineal ()
y = 1.9576x
R² = 0.6491
0
10
20
30
40
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18
,kPa
, kPa
Lineal ()

4-87
f) Se obtiene’ solicitado:
Tabla Resultados
ESTRATO
PROFUNDIDAD
(m)
c´
(kPa)
φ’
GONZÁLEZ
1 2,30 – 3,80 0,00 22,74
2 3,80 – 6,00 0,00 22,80
g) González sugiere que también se puede obtener el ’ mínimo de cada
material haciendo ’ mínimo = eq’ mínimo:
Tabla Resultados φ’ mínimo
ESTRATO
PROFUNDIDAD,
(m)
c´
(kPa)
φ’ MÍNIMO
1 2,30 – 3,80 0,00 21,32
2 3,80 – 6,00 0,00 22,77
 Ángulo de fricción efectivo con base en los resultados del ensayo SPT
corregidos con base en la propuesta de Liao y Whitman (1985).
Con base en la propuesta de Liao y Whitman (1985) el número de
penetración estándar corregido, Nc (kPa), equivale a:
Nc
Ne
vo
,
[4.35]
Donde: Ne: Número de penetración estándar corregido acorde
a la energía correspondiente, N60, N72, N45.
σ’v0: Esfuerzo vertical efectivo a la profundidad del
ensayo.

4-88
Lo que ha permitido a diferentes autores correlacionar los resultados
de la penetración estándar corregidos con el ángulo de fricción interna
(Tabla 4.55).
 Ángulo de fricción interna con base en los resultados del ensayo SPT
normalizado (N60)
Peck, Hanson and Thorburn y Meyerhof
Peck y otros (2004), proponen una correlación aproximada del ángulo
de fricción interna con el número de penetración estándar normalizado
(N60), calificando a la vez el grado de densidad relativa de los suelos
granulares, según se expone en la Tabla 4.56).
Tabla 4.55. Diferentes correlaciones de N corregido con φ’
AUTOR
DETERMINAR DE φ' A PARTIR DE Nc
(Peck) 8, . NC)
(Kishida) 8NC
(Hatanaka-Uchida) , NC
(Muromachi 1974) , NC
(Schmertmann) tan
NC ,
(Peck, Hanson y Thornburn) , eNC 9
(Japan nacional railway) , Nc)
(Japan road boreau) Nc
Tabla 4.56. Correlación de N60 y el ángulo de fricción de suelos granulares
N60
DENSIDAD
RELATIVA
APROXIMACIÓN DE φ' (GRADOS)
PECK, HANSON Y
THORNBURN
MEYERHOF
0 a 4 Muy suelto < 28 < 30
4 a 10 suelto 28 a 30 30 a 35
10 a 30 medio 30 a 36 35 a 40
30 a 50 denso 36 a 41 40 a 45
50 Muy denso 41 45

4-89
Hatanaka y Uchida (1996)
En la Figura 4.21, se presenta la correlación entre el ángulo de fricción
para arenas y los resultados del SPT .
Figura 4.21. Correlación en el Ángulo de fricción pico en arenas y el (N1)60 del SPT (Hatanaka
y Uchida, 1996)
Schmertmann
tan
N
, ,
’vo
Pa
)
.
[4.36]
Donde: : Ángulo de fricción interna, en grados.
N60: Número de penetración estándar corregido a una
energía del 60%.
’vo: Esfuerzo vertical efectivo al nivel del ensayo (kPa).
Pa: Presión de referencia (1 bar = 100 kPa = 101,3 kilo
Pascales) (kPa).

4-90
Wolff
= 27,1° + 0.30 * N160 - 0,00054 (N160)2
[4.37]
Donde: N160: Valor de N que corresponde a una hinca
normalizada del 60% de energía, adimensional,
donde se incluye la corrección por confinamiento.
: Ángulo de fricción interna en grados.
 Ángulo de fricción con base en el ensayo de cono estático (CPT).
Robertson y Campanella presentan la Figura 4.22 para correlacionar
resistencia unitaria de punta del cono (qc) con el ángulo de fricción
interna de los suelos (.
Figura 4.22. Correlación Esfuerzo Vertical Efectivo vs Resistencia de punta del Cono y la
Densidad relativa
 Densidad relativa
Lancellota y Jamiolkowski proponen una correlación de los resultados
del ensayo del cono de penetración estática con la densidad relativa
del suelo granular.

4-91
Dr 98 log
qc
o
[4.38]
Donde: ’o: Esfuerzo vertical efectivo, (Ton/m2
).
qc: Resistencia unitaria del Cono (Ton/m2
).
Densidad relativa con base en los resultados del SPT a partir del NCorr.
Contando con los resultados del ensayo de penetración estándar y una
vez corregido el valor de “N” con la Tabla 4.57 se puede conocer la
densidad relativa del suelo ensayado.
Tabla 4.57. Determinación de la Densidad relativa para arenas (Terzaghi y Peck)
NCORR
DENSIDAD RELATIVA
Dr %
DESCRIPCIÓN DE
COMPACIDAD
0-4 0-15 Muy Suelto
4-10 15-35 Suelto
10-20 35-50 Medianamente Suelto
20-30 50-65 Medianamente denso
30-50 65-85 Denso
>50 >85 Muy Denso
 Correlación entre la resistencia unitaria del cono (qc), el esfuerzo
vertical efectivo (σ’vo) y la Densidad relativa, según Schmertmann
para Arenas
Conociendo la resistencia unitaria del cono estático, y el esfuerzo
vertical efectivo, con el uso de la Figura 4.23, se puede conocer la
densidad relativa del suelo.

4-92
Figura 4.23. Correlación Esfuerzo Vertical Efectivo Vs Resistencia de punta del Cono y la
Densidad relativa (Schmertmann, 1978)
 Módulo de elasticidad con base en el número de penetración
estándar
Mediante el uso de la Figura 4.24, contando con el número de
penetración estándar a una energía del 70%, se halla de manera
preliminar el valor del módulo de elasticidad del suelo analizado.
Figura 4.24. Ensayo SPT y módulo de deformación
Número de golpes SPT

4-93
Las siguientes ecuaciones también permiten determinar el módulo elástico,
en kg/cm2
.
 Arenas finas con limos
, N [4.39]
,9 N [4.40]
 Arenas finas limpias
, N ) [4.41]
,8 N [4.42]
 Arenas gruesas
, N 9 [4.43]
8 N [4.44]
 También si se cuenta con el número de penetración estándar
Normalizado (N60) se puede utilizar la propuesta Schmertmann para
hallar el módulo de elasticidad en arenas:
Pa
8 N [4.45]
Dónde: ES: Módulo de elasticidad en arenas.
Pa: Presión atmosférica= 101.3 kPa.
 Coduto (2001)
OCR) ,
N [4.46]
Dónde: ES: Módulo de elasticidad en arenas.

4-94
: Factor de correlación (500 kPa para arenas
limpias (SW y SP), 2500 kPa para limos
arenosos y arenas arcillosas (SM y SC).
: Factor de correlación (1200 kPa para arenas
limpias (SW y SP), 600 kPa para limos
arenosos y arenas arcillosas (SM y SC).
OCR: Relación de sobreconsolidación.
 Módulo de elasticidad con base en el ensayo CPT
La prueba del cono de penetración (CPT), permite determinar el
módulo de elasticidad Ed en forma empírica, relacionándolo con la
resistencia por la punta del cono, mediante la ecuación 4.47.
d c qc [4.47]
Donde: d: Módulo elástico (Tsf).
: Factor de correlación que depende del tipo de
suelo y de la resistencia del cono (ver Tabla 4.58).
q : Resistencia del cono en la punta (Tsf).
Los valores típicos de c para arenas es de 3 y para arcillas de 10,
cuando se utilizan con la resistencia neta del cono qc- , donde es la
presión total de sobrecarga.

4-95
Tabla 4.58. Factor de correlación c
SUELO
RESISTENCIA
qc (tsf)
HUMEDAD (%) c
Arcilla CL
<7
----
3 a 8
7 - 20 2 a 5
>20 1 a 2,5
Limo ML
<20
-----
3 a 6
>20 1 a 3
Limo plástico, Arcilla
(CH, MH)
<20 ---- 2 a 6
Limo orgánico <12 ---- 2 a 8
Arcilla orgánica -
turba
<7
50 a 100 1,5 a 4
100 a 200 1 a 1,5
>200 0,4 a 1
Arena
<50
----
2 a 4
>100 1,5
Arena arcillosa ---- 3 a 6
Arena limosa ---- 1 a 2
Caliza 20 a 30 ---- 2 a 4
b) Suelos Cohesivos
 Resistencia al corte en suelos cohesivos a partir del SPT
Aunque menos confiables los resultados, y en lo posible no utilizarlos, a
partir del ensayo de penetración estándar también se pueden
encontrar correlaciones para conocer resistencia al corte en suelos
cohesivos no drenados “Su”.
En función del Número “N” de campo del SPT y la resistencia a la
compresión inconfinada (qu), para obtener Su= cu= qu/2 se puede
utilizar la Tabla 4.59 (c: cohesión).

4-96
Tabla 4.59. Correlación de N del SPT y la resistencia a la compresión inconfinada qu
RESISTENCIA
qu
(kg/cm2
)
N
Muy blando 0-0,25 0-1
Blando 0,25-0,5 2-4
Medio 0,5-1,0 5-8
Firme 1,0-2,0 9-15
Muy firme 2,0-4,0 16-31
Duro >4,0 >31
 Densidad relativa en suelos cohesivos no drenados a partir del
número de penetración estándar en campo
Una vez obtenido el número de penetración estándar “N” obtenido en
campo se puede conocer en forma aproximada la densidad o
compacidad relativa de las arenas en su estado natural, de acuerdo con
la Tabla 4.60.
Tabla 4.60. Compacidad de suelos cohesivos con base en N
LIMOS Y ARCILLAS (POCO CONFIABLE)
N (SPT) DENSIDAD RELATIVA
Menor que 2 Muy blanda
2 -4 Blanda
5 -8 Media
9 -15 Dura
16- 30 Muy dura
Más de 30 Rígida

4-97
 Resistencia al corte en suelos cohesivos no drenados a partir del CPT
tipo Holandés
u
qc vo
N
[4.48]
Donde: SU: Resistencia al corte no drenado (kg/cm2
).
vo: Esfuerzo vertical efectivo (kg/cm2
).
qc: Resistencia unitaria del cono.
Nk: Es un factor de capacidad portante que se puede
tomar aproximadamente igual a 15 cuando se
emplea un cono eléctrico, y 20 cuando se emplea
un cono mecánico.
 Resistencia al corte en suelos cohesivos no drenados a partir del
ensayo de Presurímetro
Según Baguelin et al:
u
pl p
Np
[4.49]
Np ln
P
U
[4.50]
Donde: Su: Resistencia al corte no drenado (kg/cm2
).
Pl, P0: Presiones cualquieras en el tramo final (presión
limite) menos la presión en el tramo inicial (pf – pi)
(kg/cm2
).
Np: Correlación entre la presión límite del presurímetro
y presión de pre consolidación obtenidas del
ensayo de Presurímetro. Varía entre 5 y 12 con un
valor promedio de 8.50.
EP: Módulo del Presurímetro (kg/cm2
).

4-98
En suelos arcillosos saturados es posible obtener un valor
recomendado de la resistencia al corte no drenado, mediante un
análisis específico de la zona no lineal del final de la curva
presurimétrica (presión de ensayo comprendida entre p0 y pl).
La expresión correspondiente es:
U
pl po
ln o
o
[4.51]
Donde: SU: Resistencia al corte no drenada, en kilogramo por
).
V1,V2: Volúmenes de fluido en el presurímetro para esas
mismas presiones (cm3
).
Vo: Volumen de referencia. Se tomará el que
corresponde a po, (cm3
).
Teóricamente el valor de U sería independiente de los puntos 1 y 2
que se elijan. Pero será necesario tantear distintos valores para
obtener un valor razonable.
Otras propiedades obtenidas con el presurímetro
Además de la determinación de la resistencia al corte a partir de los
resultados del presurímetro se pueden determinar otras propiedades
geomecánicas del suelo.
 Módulo de rigidez transversal, G (kg/cm2
)
El Módulo de rigidez transversal del terreno, para el nivel de
deformaciones del ensayo y para la dirección de carga
correspondiente (perpendicular al eje del sondeo), se puede
obtener mediante la expresión:
o
Δp
Δ
[4.52]

4-99
Donde: G: Módulo de rigidez transversal (kg/cm2
).
p: Aumento de presión entre los dos puntos donde se
advierte una respuesta lineal, (kg/cm2
).
V: Aumento de volumen entre esos dos mismos
puntos (cm3
).
Vo: Volumen de referencia (cm3
).
 Módulo presurimétrico, Ep
p [4.53]
Donde: Ep: Módulo presurimétrico (kg/cm2
).
G: Módulo de rigidez transversal (kg/cm2
).
µ: Módulo de Poisson, adimensional.
El módulo de Poisson no se puede determinar con este ensayo. Si se
quiere conocer el módulo presurímétrico habrá que hacer alguna
hipótesis sobre el valor adecuado de µ.
 Coeficiente de empuje de tierras, Ko
El coeficiente de empuje de tierras, se puede obtener mediante la
expresión siguiente:
o
pho u
vo
[4.54]
Donde: ph0: Presión horizontal inicial, deducida del ensayo
(kg/cm2
).
u: Presión intersticial al nivel del ensayo (kg/cm2
).
’vo: Presión vertical efectiva al nivel del ensayo
(kg/cm2
).

4-100
 Relación entre la resistencia al corte no drenado y el esfuerzo vertical
efectivo para arcillas sobre-consolidadas a partir del ensayo de
dilatómetro
u
vo Oc
u
vo Nc
, D) ,
[4.55]
Donde Su: Resistencia al corte no drenado.
vo: Esfuerzo vertical efectivo.
Oc: Suelo Sobre consolidado.
Nc: Suelo Normalmente consolidado.
KD: Índice de esfuerzo horizontal del dilatómetro.
Otras propiedades geotécnicas obtenidas a partir del ensayo del
dilatómetro.
Las ecuaciones 4.56 a la 4.58 presentan un resumen de las propiedades
geomecánicas que se pueden obtener con el dilatómetro.
 Módulo dilatométrico ED:
D , ΔP [4.56]
Donde: ED: Módulo dilatométrico.
P: Aumento de presión entre los dos puntos donde se
advierte una respuesta lineal, (kg/cm2
).
 Relación de sobreconsolidación, OCR:
OCR , D) , [4.57]
Donde: OCR: Relación de sobreconsolidación.

4-101
 Resistencia al corte no drenado, CU
CU , O , D) , [4.58]
Donde: Cu: Resistencia al corte no drenado.
 Sensibilidad de las arcillas, St:
En este ensayo, se registran generalmente dos resistencias de corte,
la fuerza de corte máxima y la fuerza de corte remoldeada.
Estas medidas se utilizan para determinar la sensibilidad de la arcilla
(Tabla 4.61), que se define como la relación de la resistencia al
corte no drenado sobre la resistencia al corte no drenada
remoldeada.
Tabla 4.61. Clasificación de los valores de Sensibilidad
CLASIFICACIÓN
SENSIBILIDAD
(St)
Arcilla insensible < 1.0
Arcillas ligeramente sensibles 1 - 2
Arcillas medianamente sensibles 2 – 4
Arcillas muy sensibles 4 – 8
Arcillas ligeramente rápidas 8 – 16
Arcillas medianamente rápidas 16 – 32
Arcillas muy rápidas 32 – 64
Arcillas extra rápidas >64
La Tabla 4.61 también puede ser utilizada para clasificar la
sensibilidad de una arcilla, independiente de los métodos que se
utilicen para determinar las resistencias al corte máxima y
remoldeada.

4-102
 Correlaciones del módulo de elasticidad (Es) a partir de los resultados
del SPT
Según la Navy USA en 1982 y Bowles en 1988 (Tabla 4.62) se puede
conocer el módulo de elasticidad de suelos cohesivos de acuerdo con
los datos del ensayo de penetración estándar en campo, N.
 Correlación de la Presión de preconsolidación con los resultados del
presurímetro
Según Kulhawy y Mayne (1990)
P . PI [4.59]
Donde: ’P: Presión de Preconsolidación.
Pl: Presión límite del Presurímetro, en kilolibras por
pie cuadrado (ksf).
Tabla 4.62. Constantes elásticas de diferentes suelos modificadas de acuerdo con el U.S.
Department of the Navy (1982) y Bowles (1988)
TIPO DE SUELO
RANGO DE
VALORES
TÍPICOS COEFICIENTE DE
POISSON µ
(ADIMENSIONAL)
ESTIMACIÓN DE Es A PARTIR DE
N
MÓDULO DE
YOUNG ES
(MPa)
TIPO DE SUELO
ES
(MPa)
Arcilla: Blanda 2.4-15 0,2 – 0,5
Limos, limos arenosos,
mezclas levemente
cohesivas.
0,4N
sensible 15-50
0,4-0,5
(no drenada)
Arenas limpias finas a
medias y arenas
levemente limosas.
0,7N
Medianamente
rígida a rígida
50-100 0,20 – 0,5
Arena gruesa y arena
con poca grava.
1,0N
Muy rígida > 60 0,20 – 0,5 Grava arenosa y gravas. 1,1N
Loes
Limo
15-60
2-20
0,1-0,3
0,3-0,35
Grava arenosa y gravas 1,1N

4-103
 Correlación de la Relación de sobreconsolidación RSC con los
resultados del dilatómetro
Con base en el ensayo del dilatómetro se obtiene la relación de
sobreconsolidación (Marchetti, 1980) así:
R C , D) , [4.60]
D
P u
[4.61]
Donde: KD: Índice de esfuerzo horizontal.
P0: Presión inicial del dilatómetro.
u0: Presión de poros inicial.
σ’v0: Esfuerzo vertical efectivo inicial.
 Correlaciones con el Índice o Coeficiente de compresibilidad Cc
El índice de compresibilidad se puede obtener de las diferentes
ecuaciones consignadas en la Tabla 4.63, las cuales se basan en
correlaciones obtenidas a partir de los ensayos de limite líquido (LL),
relación de vacíos (e) y contenido de humedad natural (Wn).
Tabla 4.63. Correlaciones para estimar el Índice de Compresibilidad Cc
ECUACIÓN REFERENTE CAMPO DE APLICACIÓN
Cc=0,007(LL-7)
Skempton
Arcillas remoldeadas
Cc=0,01Wn Arcillas de Chicago
Cc=1,15(eo-0,27) Todas las arcillas
Cc=0,30(eo-0,27)
Nishida
Suelo cohesivo inorgánico;
limo; arcilla.
Cc=0,0115Wn Suelos orgánicos, turbas
Cc=0,0046(LL-9) Limo y arcilla orgánicos

4-104
ECUACIÓN REFERENTE CAMPO DE APLICACIÓN
Cc=0,75(eo-0,5)
Hough
Arcillas Brasileñas
Cc=0,208 eo+0,0083 Suelos con baja plasticidad
Cc=0,156 eo+0,0107
Arcillas de Chicago, todas
las arcillas
 Índice de expansión (Cs)
Para conocer preliminarmente el índice de expansión se puede asumir
entre 5% y 10% del valor del Índice de compresión (Cc).
 Correlación del Coeficiente de consolidación
A partir del ensayo de límite líquido se puede obtener el Coeficiente de
consolidación de campo Cv, mediante correlación propuesta en la
Figura 4.25 por el Departamento de Marina de los Estados Unidos
(1961).
Figura 4.25. Determinación de Cv en función del Límite Líquido

4-105
4.2.2.3. Propiedades hidráulicas de los suelos
4.2.2.3.1. Permeabilidad
La permeabilidad de un suelo se refiere a la capacidad para permitir el paso
de una corriente de agua a través de su masa.
Cuando el ingeniero geotecnista prevé que se presenta un flujo de agua
dentro de la masa del suelo, es conveniente que garantice que el agua fluya
bajo régimen laminar a velocidades relativamente pequeñas, de lo contrario
se da el fenómeno conocido como flujo turbulento caracterizado por la
generación de vórtices que se presentan por la fricción entre moléculas del
agua cuando estas rebasan cierta velocidad de desplazamiento; este
comportamiento puede generar, entre otros riesgos, el arrastre de los granos
del suelo, efecto que se conoce como tubificación.
4.2.2.3.2. Gradiente hidráulico
Es una medida de la energía que impulsa al agua a moverse dentro del suelo.
En la Figura 4.26 se muestra un suelo dentro de un tubo de cierto diámetro; el
agua se desplaza dentro del espécimen a una velocidad media V, pasa de la
sección 1 a la sección 2, recorriendo la distancia L, despreciando la carga de
velocidad. La carga hidráulica total en la sección 1 es:
h
P
γ
[4.62]
Donde: h1: Altura total en el punto 1.
Z1: Nivel en altura geodésica en el punto 1.
P1: Presión del agua en el punto 1.
Y en la sección 2:
h
P
γ
[4.63]

4-106
Donde: h2: Altura total en el punto 2.
Z2: Nivel en Altura geodésica en un punto 2.
De acuerdo con Bernoulli, en su formulación de la ecuación de energía, se
tiene que la pérdida de energía o pérdida de carga “h” es:
h h h [4.64]
Figura 4.26. Esquema del sistema de flujo a través de una masa de suelo
Finalmente, el gradiente hidráulico i, es un concepto adimensional y
representa la pérdida de carga hidráulica por unidad de longitud, se expresa
con la siguiente ecuación:
i
h
L
[4.65]
Donde: h: Pérdida de carga o pérdida de energía.
L: Longitud de recorrido del punto 1 al punto 2 en el análisis.
h1
h2
h=h1-h2

4-107
4.2.2.3.3. Coeficiente de Permeabilidad
La Ley de Darcy define que:
v i [4.66]
Donde: V: Velocidad de flujo;
k: Constante de proporcionalidad conocida como
Coeficiente de permeabilidad.
i: Gradiente hidráulico.
En virtud a que el gradiente hidráulico es un concepto adimensional, el
Coeficiente de permeabilidad tiene dimensiones de velocidad, si es
numéricamente igual a la velocidad media del agua cuando el gradiente
hidráulico es uno (1); físicamente representa la facilidad (inverso a la
resistencia) con que el agua fluye a través del suelo.
El volumen que atraviesa el suelo en la unidad de tiempo, es el caudal Q o
gasto, y se expresa mediante la siguiente ecuación:
i [4.67]
Donde: Q: Gasto o caudal.
k: Constante de proporcionalidad conocida como
Coeficiente de permeabilidad.
A: Área trasversal al flujo.
i: Gradiente hidráulico.
La Tabla 4.64, se muestra el rango de valores del Coeficiente de
permeabilidad “k”, conforme al tipo de suelo en análisis.

4-108
Tabla 4.64. Rango de los valores del coeficiente de permeabilidad
COEFICIENTE DE PERMEABILIDAD k (cm/s)
102
Gravas limpias
Muy buen
drenaje
101
100
10-1
10-2
Arenas limpias mezclas
grava- arena Buen drenaje
10-3
10-4
Arcillas fisuradas
y alteradas10-5
Arenas muy finas, limos
y arenas limosas10-6
Mal drenaje
10-7
Limos arcillosos
Prácticamente
impermeables
10-8
Arcillas no fisuradas
10-9
4.2.2.3.4. Correlaciones para obtener el coeficiente de permeabilidad k
Como el diámetro medio de los vacíos de un suelo, D, con una porosidad dada
aumenta prácticamente con el tamaño D de las partículas, es posible expresar
K en función de D, utilizando la fórmula de Poisuille.
C D [4.68]
Donde: C: Constante de proporcionalidad empírica.
Variedad de autores han analizado el valor de C que puede tomar la constante
en la ecuación acorde a sus experiencias. Sin embargo, por ser altamente
empíricas no se recomienda su uso, sino optar por ecuaciones en función de
la relación de vacíos, porosidad, etc. que son parámetros más directos para
conocer k.
A continuación se presentan algunas correlaciones para determinar el
coeficiente de permeabilidad:

4-109
 Fórmula de Allen-Hazen
Obtuvo la siguiente ecuación empírica para calcular el coeficiente de
permeabilidad:
C D [4.69]
Donde: K: Coeficiente de permeabilidad (cm/s).
C: Constante de proporcionalidad empírica 100 C .
D10: Diámetro efectivo (cm).
Corrección por temperatura:
C , , t) D [4.70]
Todos los valores ya fueron definidos
 Fórmula de Schlichter
Introduce a la fórmula de Allen Hazen una corrección por Densidad
relativa, en función de la porosidad ).
D
C
, , t [4.71]
C: Constante empírica en función de la porosidad (ver
Tabla 4.65).
D10: Diámetro efectivo, en centímetros (cm).
t: Tiempo en segundos.
Tabla 4.65. Corrección por compacidad en función de la porosidad
η 0,26 0,38 0,43
C 83,4 24,1 12,8

4-110
 Fórmula de Terzaghi
Terzaghi en su fórmula para el cálculo del Coeficiente de permeabilidad
introduce una constante que tiene en cuenta la porosidad y el tipo de
suelo, como se muestra en la ecuación 4.72:
C D , , t) [4.72]
C1: Constante empírica (ver ecuación 4.73).
D10: Tamaño efectivo, en centímetros (cm).
C Co
n ,
n
[4.73]
Donde: η: Porosidad.
C0: Coeficiente que depende del suelo (Tabla 4.66).
t: Tiempo en segundos.
Tabla 4.66. Valores de C0 para los diferentes tipos de suelo
SUELO C0
Arena de grano redondeado 800
Arena de grano Ánguloso 460
Arena con limos <400
En el Manual de drenaje del INVIAS, se pueden consultar ecuaciones
adicionales que permiten determinar el valor de la permeabilidad
mediante correlación.
4.2.2.4. Caracterización de los suelos de difícil comportamiento
En el desarrollo de un proyecto el diseñador se encuentra con suelos de
comportamiento especial, que pueden generar múltiples problemas como
estratos portantes, y por lo tanto es necesario y fundamental identificarlos.

4-111
En suelos cohesivos los principales inconvenientes se presentan con la
colapsabilidad y la expansión, y con la presencia de suelos orgánicos. En
suelos granulares con la erosión y la licuefacción.
4.2.2.4.1. Suelos colapsables
En cuanto a los suelos colapsables se dividen para su estudio en suelos
aluviales y coluviales, eólicos, cenizas volcánicas y suelos residuales como se
indica en la Tabla 4.67.
Tabla 4.67. Tipo de suelos colapsables (NSR-10)
TIPOS DE SUELOS COLAPSABLES
SUELOS
ALUVIALES Y
COLUVIALES
SUELOS EÓLICOS
CENIZAS
VOLCÁNICAS
SUELOS
RESIDUALES
Depositados en
ambientes
semidesérticos por
flujos más o menos
torrenciales, tienen
con frecuencia una
estructura inestable
(suelos
metaestables).
Depositados por el
viento, son arenas y
limos arenosos con
escaso cemento
arcilloso en una
estructura suelta o
inestable. Reciben
el nombre genérico
de “loess” en las
zonas templadas.
Provenientes de
cenizas arrojadas al
aire por eventos
recientes de
actividad volcánica
explosiva,
conforman planicies
de suelos limosos y
limo-arcillosos con
manifiesto carácter
metastable.
Derivados de la
descomposición in
situ de minerales de
ciertas rocas , son
luego lixiviados por
el agua y pierden su
cemento y su
sustento por lo cual
también terminan
con una estructura
inestable.
Los suelos colapsables, denominados en ocasiones como suelos metaestables,
son suelos que sufren un gran cambio de volumen al pasar del estado no
saturado al saturado. Al fundar sobre ellos se presentan grandes
asentamientos en un lapso corto y de manera inesperada.
En la Tabla 4.68 se presentan algunos criterios para la identificación de suelos
colapsables.
La Norma sismo resistente NSR-10 proporciona un método de identificación
de la colapsabilidad en función del límite líquido, según la ecuación 4.74.
γdcrit
γ
s
LL
[4.74]

4-112
γd
γdcrit
el suelo es estable o e pansivo, y si
γd
γdcrit
el suelo es colapsable
Donde: γd: Peso unitario seco (kg/m3
).
γdcrit: Peso unitario seco critico (kg/m3
).
γw: Peso unitario del agua (kg/m3
).
Gs: Gravedad específica de sólidos.
LL: Límite líquido (%).
Tabla 4.68. Criterios para la identificación de suelos colapsables. (PECK, y otros, 2004)
INVESTIGADOR AÑO CRITERIOS
Denisov 1951
Coeficiente de hundimiento:
relación de vac os an el l mite l quido
relación de vac os natural
K= 0.5-0.75: muy colapsable
K= 1.0: limo arcilloso no colapsable
K= 1.5-2.0: suelos no colapsables
Clevenger 1958
Si el peso específico seco es menor que 80 lb/pie3
(12.6
kN/m3
), el asentamiento será grande; si el peso específico seco
es mayor que 90 lb/pie3
(14.1 kN/m3
), el asentamiento será
pequeño.
Priklonski 1952
contenido de agua natural l mite plás co
ndice de plas cidad
K0< 0: suelos muy colapsables
K0> 0.5: suelos no colapsables
K0> 1. 0: suelos expansivos
Gibss 1961
Razón de colapso, R
contenido de agua en saturación
l mite l quido
, (se encuentra en
forma gráfica)
Soviet
BuildingCode
1962
L
e eL
e
Donde e0, es la relación de vacíos natural y eL, es la relación de
vacíos en el límite líquido. Para un grado de saturación natural
menor que 60%, si L> -0.1, se trata de un suelo colapsable.
Feda 1964
L
r
LP
IP
Donde 0 es el contenido de agua natural, Sr es el grado de
saturación natural, LP es el límite plástico e IP índice de
plasticidad. Para Sr< 100%, si KL> 0.85, se trata de un suelo
asentable.

4-113
INVESTIGADOR AÑO CRITERIOS
Benites 1968
Una prueba de dispersión en la que 2g de suelo se vierten en 12
ml de agua destilada y el espécimen se cronometra hasta que
se dispersa; tiempos de dispersión de 20 a 30 segundos fueron
obtenidos para suelos colapsables de Arizona.
Handy 1973
Loes de Iowa con contenido de arcilla (< 0.002 mm):
< 16%: alta probabilidad de colapso
16-24%: probabilidad de colapso
24-32%: menos del 50% de probabilidad de colapso
> 32%: usualmente seguro contra el colapso
Adicionalmente, con el valor del peso unitario seco y su límite líquido se
puede conocer el potencial de colapso de un suelo por medio de la Figura
4.27.
Figura 4.27. Criterios del potencial de colapso
4.2.2.4.2. Suelos expansivos
Algunos suelos, en especial de tipo arcilloso, tienen la propiedad de
contraerse cuando pierden agua y de expandirse cuando la ganan de nuevo,
según las condiciones ambientales, son los denominados suelos expansivos.
Esa expansión y contracción genera daños progresivos en los suelos,
reflejados en fisuras, grietas y giros en muros y elementos estructurales, a
causa de movimientos desiguales de sus cimientos.
La norma I.N.V.E-132-07 “Determinación de Suelos pansivos” indica cuatro

4-114
métodos para conocer si un suelo es potencialmente expansivo y para
predecir la magnitud de su hinchamiento.
Además, Skempton en 1953 clasifica las arcillas expansivas según su actividad
coloidal A, de acuerdo con la Tabla 4.69.
IP
Pasa m
[4.75]
Donde: IP: Índice de plasticidad.
El % pasa 2 m se obtiene en laboratorio por el método del hidrómetro (INV-
124-07).
Tabla 4.69. Actividad coloidal de las arcillas (Skempton, 1953)
ACTIVIDAD CATEGORÍA DE SUELO
<0,75 Inactivo
0,75-1,25 Normal
1,25 Activo
Seed et. at. (1962) construyeron la Tabla 4.70 correspondiente a la
susceptibilidad del suelo a la expansión en función del potencial expansivo en
porcentaje.
Tabla 4.70. Susceptibilidad del suelo a la expansión en función del potencial expansivo en
porcentaje
CARACTERÍSTICA DE
EXPANSIÓN DEL SUELO
POTENCIAL EXPANSIVO (%)
(PE)
Baja 0-1,5
Media 1,5-5,0
Alta 5,0-25,0
Muy alta >25,0

4-115
Seed (1963) define el potencial expansivo como la expansión edométrica
vertical de muestra compactada a humedad optima y peso especifico seco
máximo del ensayo Proctor estándar, bajo una tensión vertical de 7 kPa.
P C [4.76]
Donde: PE: Potencial de expansión.
C: Contenido de arcilla en % (El % pasa 2 m en la prueba
del hidrómetro).
x: Número dependiente del tipo de arcilla. Según Seed
x=3,44.
K: Factor dependiente de los minerales de arcilla (ver
ecuación 4.75).
, , [4.77]
Donde: A: Actividad coloidal.
En la Tabla 4.71, se presenta un método razonablemente confiable para
identificar el potencial de expansión. Este método clasifica el potencial de
expansión en función de los límites de Atterberg, la succión del suelo y la
expansión porcentual obtenida de ensayos con odómetro (Reese y O'Neill,
1988). El espesor del estrato potencialmente expansivo se debe identificar
mediante:
 Estudio de muestras de suelo tomadas de perforaciones para determinar
la presencia de agrietamiento, superficies de deslizamiento o estructuras
en bloque, y las variaciones de color;
 Ensayos en laboratorio para determinar los perfiles de contenido de
humedad del suelo.
4.2.2.4.3. Suelos orgánicos
Su principal componente es la turba, materia orgánica en descomposición.
Por su porosidad tiene humedad alta, baja resistencia, alta compresibilidad e

4-116
inestabilidad química (oxidable). Por lo tanto deben descartarse como suelo
de fundación.
Tabla 4.71. Método para identificar suelos potencialmente expansivos Reese y O’Neill
1988)
LÍMITE
LÍQUIDO LL
(%)
LÍMITE
PLÁSTICO LP
(%)
SUCCIÓN
DEL SUELO
(MPa)
POTENCIAL
DE
EXPANSIÓN
(%)
CLASIFICACIÓN
DEL
POTENCIAL DE
EXPANSIÓN
>60 >35 >0,38 >1,5 Elevado
50 - 60 25 - 35 0,14 – 0,38 0,5 – 1,5 Marginal
<50 <25 <0,14 <0,5 Bajo
El contenido de materia orgánica “mediante pérdida por ignición” se realiza
bajo la Norma INV-E–121–07 y su valor se utiliza para cumplir requisitos de
calidad de materiales, así:
Para terraplenes se requieren contenidos de materia orgánica de acuerdo con
el Artículo 220- 07 de las “ specificaciones Generales de construcción” del
INVÍAS, consignadas en la Tabla 4.72.
Tabla 4.72. Requisitos de los materiales para terraplenes
CARACTERÍSTICA
NORMA
DE
ENSAYO
INV
SUELOS
SELECCIONADOS
SUELOS
ADECUADOS
SUELOS
TOLERABLES
Zona de
aplicación en el
terraplén
Corona
Núcleo
Cimiento
Corona
Núcleo
Cimiento
Núcleo
Cimiento
Contenido de
materia orgánica
E-121 0% <1% <2%
Para filtros el contenido de materia orgánica se especifica en el Artículo 673 –
07 “ ubdrenes con geotextil y material granular”, con los requisitos de la
Tabla 4.73.

4-117
Tabla 4.73. Requisitos del material granular para filtros
ENSAYO
NORMA DE
ENSAYO INV
VALOR
Contenido de
materia orgánica (%)
E-121 Cero
De igual forma en laboratorio se realiza el ensayo de “Contenido aproximado
de materia orgánica en arenas usadas en la preparación de morteros o
concretos” (I.N.V. E – 212 – 07). Ensayo en el cual se considera que “la arena
contiene componentes orgánicos posiblemente perjudiciales, cuando el color
que sobrenada por encima de la muestra de ensayo, es más oscuro que el
color normal de referencia o que la placa orgánica No.3 (color normal
estándar No. 11).
En tal caso, es aconsejable efectuar ensayos complementarios, antes de
aprobar la arena para su utilización en la fabricación de concretos hidráulicos.
4.2.2.4.4. Suelos dispersos
Los suelos dispersos son aquellos que por la naturaleza de su mineralogía y la
acción química del agua, son susceptibles a la separación de las partículas
individuales y a la posterior erosión a través de grietas al estar sometidos a
filtración de flujos.
Un fenómeno que se genera por el flujo de agua sobre el terreno es la
tubificación, la cual se produce cuando el agua se infiltra a través del suelo de
cimentación con un gradiente superior al crítico, produce arrastre de
partículas y genera su dispersión.
En la Tabla 4.74 (RICO, y otros, 1984) se presenta el grado de susceptibilidad a
la tubificación de los diferentes suelos.

4-118
Tabla 4.74. Susceptibilidad de los suelos a la tubificación
SUSCEPTIBILIDAD DE LOS SUELOS A LA TUBIFICACIÓN
Gran resistencia a la
tubificación
1. Arcillas muy plásticas (Ip >15%).Bien compactadas
2. Arcillas muy plásticas (Ip>15%). Deficientemente
compactadas
Resistencia media a
la tubificación
3. Arenas bien gradadas o mezclas de arena y grava,
con contenido de arcillas de plasticidad media
(Ip>6%).Bien compactadas
4. Arenas bien graduadas o mezclas de arena y grava,
con contenido de arcillas de plasticidad media
(Ip>6%).Deficientemente compactadas
5. Mezcla no plástica, bien graduadas y bien
compactadas, de grava, arena y limo con Ip < 6%
Baja resistencia a la
tubificación
6. Mezcla no plástica, bien graduadas y deficientemente
compactada, de grava, arena y limo con Ip < 6%
7. Arenas limpias, finas, uniformes (Ip < 6%), bien
compactadas
8. Arenas limpias, finas, uniformes (Ip < 6%),
deficientemente compactadas
En laboratorio se mide la dispersión que da inicio a la tubificación por tres
métodos, que se encuentran relacionados en el capítulo 3 de este Manual, los
cuales se mencionan a continuación:
 Ensayo de Crumb (United States Bureau of Reclamation – USBR 5400-89)
El ensayo consiste en colocar una muestra de suelo en agua y observar el
indicio de dispersión como el grado de nubosidad del agua:
 Grado 1: Ninguna reacción.
 Grado 2: Reacción ligera.
 Grado 3: Reacción moderada.
 Grado 4: Reacción fuerte.

4-119
 Ensayo de Doble hidrómetro (American Standard for Testing and
Materials - ASTM D 4221-90, USBR 5405-89)
Consiste en la ejecución de dos ensayos de hidrómetro. Con y sin
dispersante. El porcentaje de dispersión obtenido indica el grado de
dispersión del suelo:
 Menor que 30% no dispersivo.
 Entre 30 a 50% es intermedio.
 Mayor que 50% es dispersivo.
 Ensayo de Pinhole Test (ASTM D-4647-93, USBR 5410-89)
Este ensayo diseñado por Sherard en 1976, consiste en perforar un orificio
de 1.00 mm de diámetro en la muestra de suelo de análisis, y a través de
él pasar agua bajo diferentes cargas y duraciones variables, simulando una
fisura en un terraplén. Mediante la Tabla 4.75 se califica el grado de
dispersión.
Tabla 4.75. Clasificación de los suelos en función de los resultados obtenidos
CLASIFICACIÓN
DE LOS SUELOS
EN FUNCIÓN DE
LOS ANÁLISIS DE
LABORATORIO
CARGA
HIDRÁULICA
DE LA
PROBETA (H)
(mm)
RESPUESTA
HIDROLÓGICA
FINAL (cm3
s-1
)
DIÁMETRO
DEL AGUJERO
FINAL (mm)
CLASIFICACIÓN
D1 50 Muy nítido >2
Suelos
dispersivos:
erosión muy
rápida en 50
mm (H)
D2 50 Nítido - claro >2
ND4 50
Fácilmente
visible
<1.5 Suelos
intermedios:
erosión lenta en
50 mm (H)ND3 180-380
Fácilmente
visible
>2
ND2 1020
Claro o apenas
visible
2
Suelos no
dispersivos: no
erosión en 380
mm 0 1020 mm
(H)
ND1 1020 Transparente
1
(no erosión)

4-120
4.2.2.4.5. Suelos licuables
En suelos arenosos afectados por solicitaciones sísmicas, el nivel freático
puede ascender hasta el punto de saturar el material, lo cual genera en el
suelo la pérdida del esfuerzo efectivo, y por tanto un comportamiento del
tipo fluido viscoso, conocido como fenómeno de licuefacción (Figura 4.30).
El suelo se comporta y fluye como líquido debido a que las vibraciones
sísmicas aplican fuerzas al fluido que rellena los vacíos entre los granos de
arena, causando la salida de agua y fango a la superficie durante el
movimiento.
Esto compacta finalmente los granos de arena y provoca asentamientos del
terreno, al producirse una sensible pérdida de resistencia en los estratos
afectados. La licuefacción ocurre particularmente cuando el nivel del agua
subterránea es superficial. Las vibraciones también pueden producir
asentamientos en rellenos y suelos granulares sueltos. Estos cambios de
estado se indican en la Figura 4.28.
Figura 4.28. Cambios de estado del suelo el fenómeno de licuefacción
Es primordial en un proyecto conocer el potencial de licuación de un suelo. La
mayoría de los métodos de predicción están basados en el ensayo de
penetración estándar (SPT) gracias a su amplio uso y la constante calibración
de sus resultados en los diferentes países.
Preliminarmente con el ensayo de penetración estándar SPT y la densidad
relativa Dr, se puede conocer el potencial de licuación, de acuerdo con la
Tabla 4.76.

4-121
Tabla 4.76. Potencial de la licuación
POTENCIAL DE LA LICUACIÓN
BAJO MODERADO ALTO
Zonas constituidas por
material arenoso
saturado de compacidad
media a compacta
(Número de golpes del
ensayo SPT, mayor de
15), con porcentajes de
finos mayor del 10% y
densidad relativa Dr.
mayor del 18%
material arenoso
suelta a media (Número
de golpes del ensayo
SPT , entre 8 y 15 ), con
porcentaje de finos
entre 5 y 10%
material arenoso
muy suelta a suelta
(Número de golpes del
ensayo SPT , menor que
8), con porcentajes de
finos menos a 5%
Existen dos métodos para predecir la ocurrencia de la licuación:
 Método de Kishida (1969)
Para que ocurra licuación del suelo ante sismos de magnitud M >= 7 se
requiere cumplir con las siguientes condiciones:
 El nivel freático debe estar cerca de la superficie.
 Las características granulométricas satisfacen las siguientes relaciones:
2 mm > D60> 0,074 mm; Cu < 10.
 El espesor del estrato de suelo no licuable, que sobreyace al estrato
licuable, debe ser menor que 8 m.
 La presión efectiva de confinamiento ( 'c) es menor que 2 Kg/cm².
 La Densidad relativa (Dr) es menor que el 75 %.
 Para la profundidad considerada, el número de golpes (N) de la prueba
de penetración estándar (SPT), es menor que el valor límite dado por la
Figura 4.29.

4-122
Figura 4.29. Relación entre el potencial de licuación y los valores de NSPT para diferentes
profundidades z (m)
 Método de Seed et. al. (1983)
Bastante usado en la actualidad para averiguar las condiciones de
licuación del subsuelo acorde a la ecuación:
s N) [4.78]
Donde: VS: Velocidad de propagación de ondas de corte (m/s).
N: Número de penetración estándar en campo.
La Figura 4.30 presenta la relación no lineal entre las Vs y los valores de la
relación de esfuerzos cíclicos que producen licuación.

4-123
Figura 4.30. Relación de esfuerzos cíclicos que causan la licuación en función de (N1)60 y de
vs para sismos de magnitudes diferentes
Henríquez, C. (2007) afirma para sismos con magnitudes M=8,5 “no se
producirá licuación, si la Vs en los 15 m superiores supera los 350 m s”. Esto
coincide con lo establecido en otras investigaciones, según las cuales las
arenas del Holoceno, con valores típicos de Vs entre 200 y 225 m/s, son más
susceptibles de licuarse que las del Pleistoceno, con Vs mayor que 325 a 350
m/s.
4.2.2.4.6. Suelos residuales
Es un tipo de suelo común en regiones tropicales (las rocas son sometidas a
gran intemperismo). El suelo residual es el producto de la desintegración y
alteración mecánica de los componentes litológicos de la roca parental debido
a la meteorización. La granulometría de un suelo residual puede ser muy
variable, desde grandes fragmentos de roca hasta partículas coloidales, así la

4-124
densidad puede ser muy variable, encontrándose también materia orgánica.
En este tipo de depósitos se pueden encontrar bajas densidades en la parte
superior.
Las características de compresibilidad pueden ser altas, y a veces muy altas
cuando tienen baja resistencia. Las cimentaciones de gran tamaño con
grandes cargas sobre este tipo de depósito son susceptibles a grandes
asentamientos por consolidación. En el caso de áreas volcánicas, los
minerales pueden ser de tipo expansivo, si contienen mineral de arcilla
montmorillonita.
Caracterización de las zonas del perfil de meteorización.
A continuación, se presentan algunos criterios, cualitativos y cuantitativos que
describen las zonas componentes del perfil de meteorización, con base en las
características usualmente encontradas en la definición de los diversas zonas
del perfil típico de meteorización (Introducción a la Geología con ejemplos de
Colombia - INGEOMINAS, 2001).
El horizonte superior, horizonte A, o zona de remoción, se caracteriza por
permitir el movimiento del agua hacia abajo. Así, las aguas lluvias tienden a
lavar los materiales solubles hacia los horizontes inferiores. Por ejemplo, en
climas húmedos, los óxidos de hierro y calcio, son transportados al horizonte
inmediatamente inferior. Este proceso hace que esta parte del suelo sea más
arenosa. De acuerdo con la madurez alcanzada, puede subdividirse,
denominándose A1, A2, etc. La parte superior es la más orgánica.
El horizonte intermedio, horizonte B, o zona de acumulación o depósito de los
materiales que el agua ha lavado del horizonte A; es mucho más arcilloso y
contiene, en general, óxidos de hierro y, ocasionalmente, calcio.
El horizonte inferior, horizonte C, es en realidad roca semimeteorizada, es
decir, es una capa donde podemos encontrar mezclados, de manera
transicional, fragmentos de la roca fresca y del horizonte B.
En el anexo A, se presenta el mapa de los diversos suelos existentes en
Colombia, Tomado del libro Introducción a la Geología con ejemplos de
Colombia - INGEOMINAS, 2001.

4-125
A partir de la década de los 50 se propusieron unas clasificaciones de los
suelos independientes del tipo de meteorización desarrollada, pretendiendo
definir un comportamiento geotécnico uniforme. Estas clasificaciones son los
llamados perfiles de meteorización, las cuales se resumen en la Tabla 4.77.
4.2.2.5. Depósitos de suelo
Además de los lineamientos de caracterización de los suelos de difícil
comportamiento, presentados en el numeral 4.2.2.4, se pretende incluir
algunos aspectos que aporten al Geotecnista una visión general sobre las
características típicas de los diferentes depósitos de suelos.
Tabla 4.77. Descripción esquemática de perfiles de meteorización según varios autores.
Adaptada de Santos (1995)
4.2.2.5.1. Depósitos aluviales
Sedimentos dejados por cuerpos de agua en movimiento; su granulometría
varía desde grandes fragmentos rocosos, a gravas, arenas, y limos y algunas
arcillas. Son suelos en general bien gradados y se pueden encontrar en estado
medio a muy compactado. Los sedimentos finos presentan compresibilidad
media, baja y muy baja, en sedimentos de cuarzo. Cuando los depósitos

4-126
aluviales están bien confinados, los problemas de cimentación son mínimos,
excepto por grandes cargas, o cuando las condiciones del nivel freático se
hayan modificado. En general, pueden ser utilizadas zapatas aisladas.
Los depósitos aluviales suelen tener una propiedad denominada
empaquetamiento, siendo esta una propiedad textural de gran importancia
pues determina en gran medida la porosidad y la permeabilidad de los
depósitos sedimentarios.
Los estudios sobre el empaquetamiento implican también considerar cómo
los granos entran en contacto entre sí. Una primera diferenciación es
reconocer la textura clasto soportada y la textura matriz soportada. En la
textura clasto soportada (con exiguos porcentajes de matriz) los individuos
mayores están en contacto entre sí, mientras que en la textura matriz
soportada los individuos mayores están “suspendidos” o “flotantes” en una
masa de grano fino, de modo que no se encuentran en contacto entre sí.
Según Boggs (1992, 2009) una forma aproximada de reconocer la textura es
analizar la proporción de matriz. Cuando la matriz se presenta con
proporciones inferiores a 15%, se tiene una fábrica clasto-soportada en la que
unos clastos están en contacto con los otros. Para proporciones superiores al
15% lo más frecuente es que los clastos mayores estén flotando y se trate de
matriz soportada.
4.2.2.5.2. Depósitos eólicos
Materiales transportados por el viento construyendo depósitos de
sedimentos los cuales requieren atención especial de la ingeniería de
cimentaciones. Algunos de estos depósitos son las dunas, los loes, playas
eólicas y grandes depósitos volcánicos. La naturaleza de estos depósitos es de
media a alta compresibilidad, con densidad relativa baja, no cohesivos o
ligeramente cohesivos.
Este tipo de depósitos es característico de regiones áridas y donde el nivel
freático se encuentra a gran profundidad, que presentan cambios en sus
propiedades mecánicas al saturarse debido a los cambios en el nivel freático.
Entonces cuando su humedad natural cambia pueden sufrir compactación,
conociéndose como suelos colapsables (ver 4.2.2.4.1 Suelos colapsables).

4-127
Los suelos no cohesivos, para fines prácticos, impiden ser muestreadas en
forma inalterada para su posterior estudio en laboratorio. Por esta razón, se
optó por evaluar las propiedades de los depósitos arenosos recurriendo a
pruebas in situ o de campo. La prueba de penetración estándar fue una de las
primeras empleadas para dichos fines, y sigue siendo ampliamente utilizada,
pero también fuertemente criticada por la inconsistencia en sus resultados. A
dicha prueba mecánica le siguieron otras, entre las que se encuentran
principalmente los conos dinámico y estático, presurímetro y dilatómetro,
entre otros.
Como ya se menciono en el capítulo 3, las pruebas geofísicas, principalmente
de tipo sísmico como el análisis de ondas de superficie, fueron incorporadas
como complemento o para verificación de la caracterización de suelos para
diseño de cimentaciones. Esta es una técnica no invasiva, en la cual se colocan
sensores en la superficie del terreno para registrar la llegada de diversos tipos
de ondas, y mediante diversos métodos de análisis se pueden obtener perfiles
de variación de velocidad de onda de corte (VS) a profundidad. Algunos de
estos métodos son SASW (Spectral Analysis of Surface Wave), MASW (Multi-
channel Analysis of Surface Wave) y ReMi (Refraction Microtremor).
La utilidad primaria de las pruebas geofísicas sísmicas en el campo de la
geotecnia es la determinación de variaciones en la velocidad de onda de corte
(VS) a profundidad. Conocidas las VS, es posible calcular la rigidez de la
estructura de los suelos (módulos de cortante – G - y elástico - E) que pueden
ser usados tanto en problemas dinámicos (cimentación de maquinaria, sismos
leves, etc.) como en diseño de cimentaciones ante cargas estáticas. Otra
aplicación es la caracterización de depósitos de suelo ante sismos.
4.2.2.5.3. Depósitos lacustres y marinos
Son sedimentos finos y muy finos, limos o arcillas, depositados cuando el agua
disminuye su velocidad, como en lagos, lagos marginales, estuarios y deltas.
Estos depósitos presentan compresibilidad de media, alta y muy alta. Pueden
contener partículas coloidales de materia orgánica, o ser compuestos por
turba.
En este tipo de depósitos compresibles de gran extensión y gran espesor,
pueden ser utilizadas cimentaciones compensadas con o sin pilotes a fricción.

4-128
4.2.2.5.4. Depósitos coluviales
Son sedimentos que han sido acumulados al pie de una montaña, producidos
por avalanchas, deslizamientos o inestabilidad de la parte superior de la
ladera. Estos depósitos contienen materiales de todas clases y tamaño,
incluyendo vegetación en gran proporción y materia orgánica. La
compresibilidad y la resistencia al corte son muy variables. La capacidad de las
cimentaciones ha sido investigado una a una, generalmente la cimentación
más segura es la de pilas pre excavadas y fundidas in situ, hasta la
profundidad del estrato firme.
4.2.3. Confiabilidad y variabilidad de datos
Siendo la Geotecnia un campo de estudio complejo y donde es necesario
realizar diversas simplificaciones para poder representar el comportamiento
de un macizo rocoso o de un suelo, ha sido necesario implementar nuevas
metodologías con el fin de refinar el uso razonable de los datos, basados en el
método observacional, que dio luz a su desarrollo inicial.
Una de las metodologías que ha surgido con mayor auge es el diseño basado
en la confiabilidad en la cual las propiedades de los materiales se caracterizan
a partir de funciones probabilísticas, analizando el desempeño de un proyecto
en función de la probabilidad de falla, en lugar de los factores de seguridad.
Pese a que un diseño sea el resultado de los cálculos más refinados de la
interacción suelo-estructura jamás hay una garantía total de que la estructura
se comporte dentro de los rangos de estabilidad y deformación previstos en la
modelación matemática. Esto debido al grado de incertidumbre que se
maneja y que según Berdugo (2000) está relacionada con los siguientes
factores:
 La incertidumbre sobre la representatividad de la caracterización
geotécnica.
 La incertidumbre sobre la naturaleza y magnitud real de las acciones
impuestas a la cimentación y su variación espacial en el tiempo.
 La incertidumbre sobre la validez de los métodos de análisis.

4-129
 La incertidumbre sobre los efectos de los procesos de construcción sobre,
en función del comportamiento de la cimentación.
 La incertidumbre sobre la tolerancia de la cimentación a las acciones
impuestas por la superestructura y el terreno de fundación.
 Factores que se pueden reducir si se hace un correcto uso de la
confiabilidad, basada en la aplicación correcta de las formulaciones
probabilísticas y de riesgo.
Es básico definir los parámetros geotécnicos que entren en los cálculos
mediante una función probabilista. Acorde al tipo de parámetro, la función
puede ser diferente. El ingeniero será el encargado de definir cuál es el tipo
de distribución que representa mejor la variabilidad observada. Se
recomienda determinar de antemano cuáles variables geotécnicas presentan
mayor variabilidad con respecto a otras, de esa forma restringir el tamaño del
problema, y en consecuencia disminuir el tiempo de simulación.
En general, aunque las distribuciones normales sean fáciles de utilizar, no son
las más recomendables pues están lejos de representar la variabilidad natural
de la mayoría de los parámetros geotécnicos. Es frecuente usar la distribución
log-normal. Cuando exista información específica, el ingeniero debe proponer
leyes de variación más acordes con la variabilidad de cada parámetro.
El “Manual de recomendaciones Geotécnicas para el Proyecto de Obras
Marítimas y Portuarias de spaña” (MOPU, 2005) presenta un método
sencillo para definir la variabilidad de los parámetros geotécnicos:
De cada parámetro geotécnico , se definirá el valor más representativo que,
en general, será una estimación del valor medio, Xm, de acuerdo con la
ecuación 4.79.
m
n i
n
[4.79]
Donde: n: Número de datos de Xi.
Para cada nivel o estrato o zona de suelo o roca que se haya diferenciado se

4-130
indicará no sólo ese valor representativo, sino también el rango de variación
esperado (V), el cual se halla a partir del valor medio, Xm, y la desviación
estándar, ζ, la cual se define mediante la ecuación 4.80.
ζ
n m)
n
[4.80]
Todas las variables ya fueron definidas.
ζ
m
[4.81]
Según la ecuación 4.81, los límites del rango de variación (V) posible del
parámetro en cuestión se establecen de manera que sea muy poco probable
(nominalmente del orden de uno entre mil) que el parámetro
correspondiente quede fuera de dicho intervalo.
Para establecer ciertos modelos probabilísticos de la variabilidad de los datos
del terreno es preciso que, como mínimo, se incluya un valor suficientemente
preciso del coeficiente de variación.
Los coeficientes de variación que se indiquen en el informe geotécnico deben
adscribirse a zonas concretas del terreno y han de asignarse únicamente a los
parámetros geotécnicos que hayan de usarse directamente en los cálculos.
No es necesario hacerlo para aquellos parámetros auxiliares tales como son
las propiedades índices.
El coeficiente de variación “ ”, debe determinarse mediante estudios
estadísticos de los resultados, como se formuló anteriormente.
A manera de información de referencia, mediante la ecuación 4.82, se indica
el siguiente valor aproximado del coeficiente de variación (v):
alor má imo es mado alor m nimo es mado
n alor medio [4.82]
Donde: n: Número adimensional que puede oscilar, según los
casos, dentro del rango de 4 a 6 (MOPU, 2005).

4-131
A título orientativo, también el ROM 0.5-5 presenta algunos valores típicos
del coeficiente de variación, los cuales se presentan en la Tabla 4.78 de
acuerdo con el parámetro geotécnico analizado.
Tabla 4.78. Unidades de referencia recomendadas y valores aproximados del coeficiente de
variación de los parámetros geotécnicos para terrenos normalmente homogéneos (MOPU,
2005)
PARÁMETRO SÍMBOLO
UNIDAD DE
REFERENCIA
RECOMENDADA
COEFICIENTE DE
VARIACIÓN
TÍPICA
Pesos unitarios secos γd kN/m3
0,05
Humedades w % 0,10
Ángulo de fricción
(tangente )
tg Adimensional 0,07
Cohesión C kPa 0,10
Resistencia al corte
sin drenaje
CU, SU kPa 0,15
Resistencia a
compresión simple,
suelos
qu MPa 0,15
Resistencia a
compresión simple,
rocas
RC MPa 0,20
Resistencia por punta
de ensayos de
penetración estática
qc MPa 0,15
Presión limite,
ensayos
presiométricos
PI MPa 0,15
Índice N(SPT) N Adimensional 0,15
Módulo de
elasticidad
E MPa 0,30
Módulo de Poisson  Adimensional 0,05
Presión de
preconsolidación
PC MPa 0,15
Índices de
compresión
CC, CS Adimensional 0,10
Coeficiente de
consolidación
CV cm2
/s 0,50

4-132
Ejemplo 2
Hallar la humedad natural representativa de un estrato de arena, sobre el
cual se realizaron 10 perforaciones obteniendo los resultados que se
muestran en la siguiente Tabla:
PERFORACIÓN w(%)
1 32
2 29
3 28
4 28
5 33
6 28
7 29
8 31
9 33
10 30
---------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
HUMEDAD NATURAL REPRESENTATIVA
(W%)
Σ 301
10
Xm 30,1
ξ 2,024845673
V 0,06727062
n 5
Va 0,03
W(%) 30,1
Como se observa el valor de humedad natural representativo es 30,1% y
está dentro del rango de variación sugerido por la ROM 0,5-5 de 0,10 para
humedades.

4-133
Ejemplo 3
Hallar el peso unitario seco representativo de un estrato de arcilla de baja
plasticidad del cual se obtuvieron ocho (8) muestras así:
MUESTRA γd (kN/m3
)
1 13,90
2 14,30
3 14,10
4 13,80
5 14,00
6 13,90
7 14,50
8 13,80
---------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
PESO UNITARIO SECO γd (kN/m3
)
REPRESENTATIVA
Σ 112,3
8
Xm 14,0375
ξ 0,250356888
V 0,017834863
n 5
Va 0,01
γd (kN/m3
) 14,0375
Al igual que el ejemplo anterior el valor de peso unitario seco representativo
es 14,03 kN/m3
y está dentro del rango de variación sugerido por la ROM
0.5-5 de 0. 05 para pesos unitarios secos.
En cuanto al uso de correlaciones, va a estar siempre enmarcado dentro de
un contexto de variabilidad e incertidumbre.

4-134
Las correlaciones presentadas se basan en el análisis de regresión estadística
entre la propiedad ingenieril y el estado de esfuerzo del material; por lo tanto
el Ingeniero diseñador nunca debe dejar de considerar que estas son
aproximadas.
El uso de las correlaciones debe ser tomado con mucho cuidado. Las
diferencias entre las propiedades halladas y las reales de un tipo de suelo
específico muchas veces son significativas.
Resultan más confiables, cuanto mayor sea la experiencia de quien las utiliza,
ya que las correlaciones empíricas constituyen una buena base para el control
o la estimación de las propiedades, o para verificar la compatibilidad de los
ensayos de campo y el resultado de las pruebas de laboratorio.
En ninguna circunstancia el uso de correlaciones geotécnicas pretende
substituir la ejecución de ensayos en el sitio o en el laboratorio. La finalidad
principal es proporcionar una herramienta adicional al diseñador, que una vez
calibradas con las condiciones locales del terreno donde desarrollará su
proyecto, va a enriquecer su diseño final.

4-135
4. BIBLIOGRAFÍA CONSULTADA
BERRY, P. y REID, D. 1993. Mecánica de Suelos. s.l. : McGraw-Hill, 1993.
BILLINGS, M. P. 1994. Geología Estructural. Cuarta edición. Buenos Aires :
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BOGGS, S. Jr. 1992. Petrology of Sedimentary Rocks. New York, Oxford,
Singapore, Sydney : Maxwell Macmillan International, 1992.
DAS, BRAJA M. 2005. Fundamentals of Geotechnical Engineering. Tercera ed.
2005.
DUQUE, G. 2002. Manual de Geología para Ingenieros. Manizales :
Universidad Nacional de Colombia, 2002.
DUQUE-ESCOBAR, Gonzalo. 2007. Aspectos Geofísicos y amenazas naturales
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en altura. Manizales : s.n., 2007.
GONZÁLEZ DE V., L. I. 2002. Ingeniería Geológica. Madrid : Pearson
Educación, 2002.
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el SPT. Bogotá D.C. : X Jornadas Geotécnicas de la Ingeniería Colombiana,
1999.
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carreteras. Bogotá D.C. : s.n., 2008.

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Comisión asesora permanente para el régimen de construcciones Sismo
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PECK, RALPH, HANSON, WALTER y THORNBURN, THOMAS. 2004. Ingeniería
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PLAZA, O. 2005. Geología Aplicada. Madrid : Editorial Complutense,
Universidad Politécnica de Madrid, 2005.
RICO, ALFONSO y DEL CASTILLO, HERMILIO. 1984. La Ingeniería de suelos en
ls Vías Terrestres. México D. F. : Limusa, 1984. Vol. 1.

4-137
ANEXO A

4-138

4-139

4-140

4-141
Mapa de los diversos suelos existentes en Colombia (Tomado del Instituto
Geográfico Agustín Codazzi, 1983)

4-142

5-ii

Capítulo 5 – Aspectos a Considerar en la Selección y Diseño de la Cimentación
5-iii
CAPÍTULO 5. ASPECTOS A CONSIDERAR EN LA SELECCIÓN Y DISEÑO
DE LA CIMENTACIÓN 5-1
5.1. CIMENTACIONES TÍPICAS 5-2
5.1.1. Cimientos aislados (zapatas aisladas) 5-4
5.1.2. Cimientos continuos (zapatas continuas) 5-5
5.1.3. Placas 5-6
5.1.4. Cimentaciones compensadas 5-8
5.1.5. Cimentaciones compensadas con pilotes a fricción 5-9
5.1.6. Pilotes de resistencia por punta 5-11
5.1.7. Pilotes prebarrenados 5-14
5.1.8. Cimentaciones en roca 5-15
5.1.9. Otros tipos de cimentaciones 5-16
5.2. SOCAVACIÓN Y EROSIÓN 5-18
5.2.1. Erosión 5-18
5.2.1.1. Ecuación universal de erosión 5-22
5.2.1.2. Erosión interna 5-23
5.2.1.3. Erosión externa 5-24
5.2.2. Socavación 5-26
5.2.2.1. Control de la Socavación 5-28
5.3. OTRAS CONSIDERACIONES 5-29
5.3.1. Suelos de difícil comportamiento 5-29
5.3.2. Variabilidad en la estratigrafía 5-30
5.3.3. Manejo de asentamientos 5-32
5.3.4. Superposición de esfuerzos 5-32
5.3.5. Variación del nivel freático 5-33
5.3.5.1. Suelos arcillosos blandos 5-33
5.3.5.2. Suelos arcillosos duros y consolidados 5-34
5.3.5.3. Suelos arenosos 5-34

5-iv
5.3.6. Efectos de corrosión 5-35
5.3.7. Efectos térmicos 5-35
5.3.8. Efectos dinámicos o sísmicos 5-36
5.3.9. Árboles 5-37
5.4. CRITERIOS PARA LA SELECCIÓN ENTRE CIMENTACIONES
SUPERFICIALES Y PROFUNDAS 5-38
5.5. DIAGRAMA DE FLUJO 5-39

5-1
5. CAPÍTULO 5. ASPECTOS A CONSIDERAR EN LA SELECCIÓN Y
DISEÑO DE LA CIMENTACIÓN
Todas las estructuras de fundación tienen una característica fundamental en
común, que es proporcionar un medio por el que se puedan transmitir las
cargas de servicio y las cargas últimas de la estructura al medio geológico. La
conveniencia de los diversos tipos de fundaciones es gobernada por los
requisitos de las cargas (tipo de estructura, materiales a utilizar, diseño
arquitectónico y estructural, etc.), las condiciones geológicas específicas del
sitio, la accesibilidad del sitio, la topografía del sitio, las restricciones
económicas, y la proximidad de instalaciones existentes tales como edificios y
vías, así como consideraciones del sitio en cuanto a restricciones del ruido.
El arte de diseñar la mejor y más económica cimentación para un proyecto,
depende enormemente de una cuidadosa investigación para la ingeniería de
cimentación. El estudio de suelos es la fuente primaria para la información
sobre las fundaciones de la estructura en un proyecto, este informe es
presentado de acuerdo a lo previsto en el Capítulo 3 de este documento, y a
los requisitos de la NSR-10 literal H.2.2.2 — Estudio geotécnico definitivo. El
estudio debe considerar los aspectos ambientales y la compatibilidad de las
condiciones ingenieriles del subsuelo con el tipo de cimentación; los índices
cualitativos y las características mecánicas del suelo del sitio en el cual se
desarrollará el proyecto. Este conocimiento preliminar permitirá emitir un
juicio del comportamiento del suelo bajo la carga aplicada, y luego analizar el
probable comportamiento de los diferentes sistemas estructurales de la
cimentación, y así poder seleccionar la más apropiada.
El ingeniero del proyecto debe seleccionar el tipo apropiado de la fundación
basado en los datos y las recomendaciones contenidos en el informe. El
estudio de suelos puede incluir recomendaciones y datos de ingeniería para
varios tipos de fundaciones. En este caso, las condiciones de campo y/o las
restricciones económicas determinarán generalmente el tipo de la fundación.
En la selección del tipo de cimentación, además de la evaluación cuantitativa
y cualitativa de muchos factores, entre los que se destacan la estimación de la
capacidad de carga y de los asentamientos de las cimentaciones, cuyos
conceptos teóricos se encuentran en los capítulos 6 y 7 de este Manual, hay

5-2
un determinante muy importante y relevante para tomar una buena decisión,
que es la experiencia del ingeniero de cimentaciones. Cuando un ingeniero
experimentado empieza a analizar un proyecto nuevo, casi instintivamente
desecha los tipos más inadecuados de cimentaciones, y se concentra en los
más prometedores, estudia la compatibilidad de la cimentación de estos con
las características de la obra (condiciones geológicas, sísmicas, estructurales,
arquitectónicas y económicas). Se presentan en este documento algunos
criterios para la selección del tipo de cimentación, para brindar herramientas
de toma de decisión tanto a los ingenieros experimentados como a los que no
lo son.
Este capítulo brinda al profesional en geotecnia, una serie de criterios y
posibilidades, que le permiten seleccionar el tipo de cimentación, mediante la
verificación de una serie de características propias de cada tipo de
cimentación, superficial o profunda, a la luz de su comportamiento ante las
condiciones del subsuelo y las acciones externas.
5.1. CIMENTACIONES TÍPICAS
Se revisarán las estructuras típicas de cimentación, que pueden ser usadas en
conjunto con las condiciones del suelo, y que satisfagan los requisitos de
carga y asentamientos diferenciales. Entonces se debe tener claro que la
selección del tipo de cimentación obedece a dos importantes aspectos
mecánicos que son: la capacidad portante del suelo debido a la carga aplicada
y los asentamientos totales y diferenciales, que deben ser compatibles con la
cimentación seleccionada, el tipo de superestructura y las restricciones
arquitectónicas del proyecto.
Las especificaciones de estos aspectos mecánicos son dadas por la NSR-10, en
su Título H, que factor de seguridad se deberá usar para la determinación de
la capacidad portante neta de seguridad, los asentamientos totales y
diferenciales máximos.
En general se deberán tener en cuenta como mínimo los siguientes pasos en
la selección del tipo de cimentación, pero siempre contando con un factor
importante en la toma de decisión, que es la experiencia del ingeniero
geotecnista, basado en la mecánica de suelo y la geología, así:

5-3
a) Realización del estudio de suelos:
 Obtener información mínima del proyecto, características de la
estructura y de las cargas que se van a transmitir al suelo.
 Determinar las condiciones del suelo de manera general.
 Determinación de los parámetros índice de suelo.
b) Qué tipo de cimentación soluciona el problema que se plantee:
 Considerar brevemente cada uno de los tipos comunes de
cimentación, para evaluar si puede construirse bajo las condiciones
existentes; si son capaces, de soportar las cargas necesarias, y si
pueden experimentar asentamientos perjudiciales. En este paso se
descartan los tipos de cimentación evidentemente inadecuados.
 Realizar estudios más detallados y en algunas ocasiones propuestas
preliminares de las alternativas más probables. En este paso se puede
requerir de información adicional respecto a las cargas y condiciones
del suelo, para poder definir dimensiones previas de las zapatas o
pilotes.
c) Investigar cuantitativamente el comportamiento esperado del tipo de
cimentación seleccionada:
 Evaluación de la capacidad portante para los tipos de cimentación
propuestas, corroborando las dimensiones de cada una.
 Además de evaluar las dimensiones de las cimentaciones propuestas,
también se puede requerir de una estimación previa de los
asentamientos, para predecir el comportamiento de la estructura.
d) El tipo de cimentación seleccionada deberá ser la opción más
económica, que además cumpla con los requisitos de asentamientos
totales y diferenciales. Realizar una estimación del costo de cada
alternativa propuesta de cimentación, y elegir el tipo que represente la
menor relación costo/beneficio.

5-4
A continuación se presentan las características geotécnicas y no geotecnicas
de las cimentaciones típicas que afectan la selección del tipo de cimentación.
5.1.1. Cimientos aislados (zapatas aisladas)
Al referirse a zapatas, generalmente se está hablando de una base rectangular
rígida de concreto, de dimensiones B y L, en la cual la relación B/L no
excederá el valor 1.5. La estructura de la cimentación soportará la carga
transmitida por una columna, en las dimensiones seleccionadas, al igual que
los asentamientos esperados (Figura 5.1).
Figura 5.1. Cimentación aislada (ZEEVAERT, 1973)
En este caso, cada zapata trabaja independientemente, siendo un aspecto
importante la verificación de los asentamientos diferenciales máximos
L<1.5B

5-5
permitidos, obviamente que los asentamientos totales también se deben
verificar.
El uso de este tipo de cimentación es virtualmente ilimitado. Las
consideraciones geológicas incluyen el perfil del suelo, la localización del nivel
freático y cualquier fluctuación potencial. Las consideraciones que no son
geológicas, incluyen el tamaño y la forma de la zapata, las estructuras
adyacentes, y las utilidades financieras.
En general este tipo de cimentación, puede ser utilizado en suelos de baja
compresibilidad, en estructuras donde los asentamientos diferenciales
puedan ser controlados con superestructuras flexibles, o se incluyan en el
diseño juntas que permitan asumir los asentamientos diferenciales sin
ocasionar daños a la construcción. El terreno debe tener una resistencia
media a alta, sin intercalaciones blandas en la zona de influencia de cada
cimentación (bulbo de esfuerzos), o en la afectada por la superposición de
esfuerzos de zapatas adyacentes. Cuando no existe el efecto de superposición
(grandes luces) se pueden aprovechar capas superficiales resistentes (costras
desecadas o cementadas, terrazas compactas, etc.) aunque debajo existan
depósitos de menor resistencia y mayor compresibilidad.
La mejor situación para el uso de zapatas aisladas, es cuando el terreno posee
cohesión suficiente para mantener verticales las excavaciones, no existe
afluencia de agua y el nivel de apoyo se encuentra a menos de 1.5 m bajo la
superficie. En condiciones más desfavorables se han construido zapatas en
terrenos inestables con profundidades de 3 a 4 metros, con entibación y
extracción del agua, pero en estos casos suelen ser menos costosas
cimentaciones como las placas o los pilotes.
5.1.2. Cimientos continuos (zapatas continuas)
Este tipo de cimientos es usual, cuando es necesario controlar dentro de
ciertos límites la magnitud de los asentamientos diferenciales entre columnas
soportadas en zapatas, y cuando se encuentran suelos de media a baja
compresibilidad.
Un cimiento continuo, se compone de dos o más columnas en una viga del
mismo ancho (Figura 5.2), en el cual los asentamientos diferenciales pueden
ser controlados por la rigidez de la estructura.

5-6
Figura 5.2. Cimentación continua (ZEEVAERT, 1973)
Este tipo de cimentación es utilizado en el caso de suelos de pobres
características, y compresibilidad media, donde se hace necesario el control
de los asentamientos diferenciales entre columnas.
5.1.3. Placas
Este tipo de cimentación se utiliza cuando las cargas son altas y el cimiento
continuo ocupará más del 50% del área del terreno en el cual se piensa
construir, pudiendo ser una medida más económica cubrir la totalidad del
área (Figura 5.3).

5-7
Figura 5.3. Placa flotante (ZEEVAERT, 1973)
En este caso la carga total es asumida uniformemente distribuida en el área
total de la superestructura. La reacción del suelo es determinada con base en
la capacidad portante neta de seguridad, y los asentamientos totales y
diferenciales pueden ser investigados considerando la rigidez de la placa; sin
embargo, la flexibilidad de la placa es importante para tener economía,
obviamente con observación de cuáles son los asentamientos diferenciales
máximos permitidos.
Este tipo de cimentación puede ser usado generalmente en depósitos de
media compresibilidad, y en algunos casos, en depósitos de alta y muy alta
compresibilidad, es un tipo de cimentación eficiente en la reducción de los
asentamientos diferenciales.

5-8
5.1.4. Cimentaciones compensadas
Tipo de cimentación utilizada en suelos de media, alta y muy alta
compresibilidad, y baja capacidad portante. Este tipo de cimentación requiere
de la construcción de un “box” monolítico (Figura 5.4). Cuando el nivel
freático está cerca de la superficie es necesario considerar el efecto de
flotación en el diseño de la cimentación.
Figura 5.4. Cimentación compensada (ZEEVAERT, 1973)
La compensación de la fundación debe tener en cuenta los siguientes
aspectos, para poder equilibrar el peso total de la construcción:

5-9
 La sustitución del peso sumergido de los sólidos.
 El efecto de flotación por el peso del líquido desplazado.
El volumen del concreto utilizado en la construcción del box que conforma la
estructura de la cimentación, desplazará el peso de un líquido, que de
acuerdo con el principio de Arquímedes, contribuirá en la flotación de la
cimentación, reduciendo la carga aplicada a la fase sólida.
El diseño de la cimentación compensada, generalmente considera una
estructura rígida, por lo tanto controla así los asentamientos diferenciales. La
carga de la construcción, será compensada por medio de una excavación
suficientemente profunda para permitir la obtención de la capacidad de carga
necesaria, y la reducción de los desplazamientos verticales a magnitudes que
sean satisfactorias.
El comportamiento mecánico de la cimentación se controla a través de la fase
sólida debido a los cambios en los esfuerzos efectivos en el suelo. El principio
fundamental, de este tipo de cimentación, es lograr el mínimo de cambio en
los esfuerzos efectivos durante la excavación y construcción de la estructura
de la cimentación.
Adicionalmente, el uso de este tipo de cimentación se puede dar cuando:
 El terreno firme se encuentra a una profundidad demasiado grande para
construir zapatas convencionales pero no lo suficiente para obligar el
empleo de pilotes, aproximadamente entre 3 y 6 m.
 La obra es tan pequeña que razones de espacio o económicas no justifican
recurrir a un pilotaje.
 Existen esfuerzos horizontales que hay que absorber con la colaboración
del terreno (empuje pasivo).
5.1.5. Cimentaciones compensadas con pilotes a fricción
Cuando una cimentación compensada, como la descrita anteriormente, no es
suficiente para soportar las cargas con los asentamientos totales permitidos,

5-10
para mejorar la rigidez de la cimentación, se pueden usar pilotes a fricción
adicional al principio de compensación.
Este tipo de cimentación es usado en depósitos de alta y muy alta
compresibilidad, extendiéndose a gran profundidad. Los pilotes refuerzan la
parte superior del depósito donde existe alta compresibilidad, por lo tanto el
uso de este tipo de cimentación es recomendado para depósitos en donde
varíe la compresibilidad, de muy alta en la parte superior a media en la parte
inferior (Figura 5.5).
Figura 5.5. Cimentación compensada con pilotes a fricción (ZEEVAERT, 1973)

5-11
El asentamiento total de este tipo de cimentación depende principalmente de
la forma en que los pilotes desarrollan la fricción, su espaciamiento y su
longitud, el procedimiento usado para la excavación, y el control de las
condiciones hidráulicas del subsuelo. El beneficio principal de los pilotes, es
conservar el estado de confinamiento del suelo, se origina esta condición con
la instalación de los pilotes, previa al proceso de excavación.
El uso de este tipo de cimentación, es viable cuando se encuentra alguna de
las siguientes condiciones:
 No existe suelo firme a una profundidad alcanzable (>5 m).
 Se quieren reducir o limitar los asentamientos de la estructura.
 Se quiere evitar la incidencia sobre cimentaciones adyacentes.
5.1.6. Pilotes de resistencia por punta
Cuando las cargas a ser soportadas son tan altas que el uso de una
cimentación compensada con pilotes a fricción no es suficiente, se requiere
de la transferencia de estas cargas a un estrato de mayor competencia, con el
uso de pilotes que trabajen por punta.
Este estrato de mayor competencia, tiene baja o muy baja compresibilidad y
una alta resistencia al corte. Se pueden diferenciar dos casos del uso de
pilotes de resistencia por punta.
El primer caso es reconocido cuando el estrato rígido es encontrado sobre
otro de compresibilidad media, en este caso los pilotes deberán ser
distribuidos como se muestra en la Figura 5.6. Adicionalmente se deberá
realizar la verificación de la capacidad de carga (ver Capítulo 7) de los pilotes
por punta en el estrato duro, si el estrato inferior tiene una capacidad
portante segura, y también si los valores de asentamientos totales y
diferenciales se encuentran dentro de los especificados para este tipo de
cimentación.

5-12
Figura 5.6. Pilotes de carga por punta, en estrato firme sobre estrato de compresibilidad
media (ZEEVAERT, 1973)
El segundo caso es reconocido cuando el estrato rígido es de baja
compresibilidad y se extiende en profundidad (Figura 5.7). En este caso la
solución más económica es usar pequeños grupos de pilotes. Las columnas
descansan sobre zapatas aisladas soportadas por los pilotes. La longitud del
pilote que penetre en estrato firme desarrolla fricción, y contribuye a la
resistencia por punta. La capacidad de carga de los pilotes, depende de las
propiedades mecánicas del estrato firme, su resistencia al corte, el
espaciamiento de los pilotes, la longitud de penetración en el estrato de
cimentación, y el estado de densidad y confinamiento de este estrato.

5-13
Figura 5.7. Pilotes por punta en grupos, sobre estrato firme extendido en profundidad
(ZEEVAERT, 1973)
En este tipo de cimentación es importante reconocer el fenómeno de
“fricción negativa” en la evaluación de la capacidad portante, para lo cual el
capítulo 7 de este Manual presenta los aspectos teóricos pertinentes. El
cálculo de los asentamientos se realiza con los parámetros del estrato firme.
Aunque para el uso de pilotes se consideran ciertas condicionantes
geológicas, también se consideran algunos factores para definir el tipo de
pilote:
 La naturaleza de las distintas capas del terreno y su resistencia.
 El espesor de terreno a atravesar o la longitud previsible de los pilotes.
 El número de pilares a cimentar o, en definitiva, el volumen de la obra de
pilotaje.

5-14
 Condiciones especiales como el trabajo en zona urbana, la agresividad del
terreno, la existencia de fuerzas horizontales o dinámicas, el riesgo de
fricción negativa, etc.
5.1.7. Pilotes prebarrenados
Este tipo de cimentación es utilizado para soportar grandes cargas en
depósitos profundos de muy baja compresibilidad (Figura 5.8), su capacidad
de carga, y el cálculo de los asentamientos totales y diferenciales depende de
las características mecánicas del estrato de soporte donde se apoya la punta
de estas columnas.
Figura 5.8. Pilas (ZEEVAERT, 1973)
Una pila puede pesar alrededor de 500 toneladas o más, lo que implica que el
estrato de cimentación sea de muy baja compresibilidad. El diámetro de la
pila puede llegar a ser de un metro o más. La densidad del material donde las

5-15
pilas serán cimentadas puede ser afectada por el proceso de excavación y por
un incremento del nivel freático; se debe tener cuidado especial cuando la
perforación se realice en depósitos de baja cohesión para garantizar la
estabilidad de esta.
Esta cimentación consiste en columnas de concreto fundido in situ (CIDH). Los
pilotes o columnas CIDH se utilizan ampliamente donde se requieren y las
condiciones de la fundación permiten su uso. Para la construcción del pilote
CIDH, la mezcla de concreto es altamente fluida.
Al realizar los análisis dinámicos de este tipo de cimentación se deberá tener
en cuenta el movimiento horizontal, producido debido a un evento sísmico de
la masa del suelo de baja compresibilidad que atraviesa la pila, para prevenir
la falla estructural de los elementos de la cimentación.
5.1.8. Cimentaciones en roca
El diseño de cimentaciones en roca incluye usualmente, el análisis de
capacidad portante, el análisis de asentamientos, y el análisis de estabilidad
de taludes. Los análisis de capacidad portante y asentamientos, consideran la
capacidad de la roca de fundación para soportar las cargas impuestas sin que
se presente falla por capacidad portante y sin deformaciones excesivas o
asentamientos no tolerables por la estructura. El análisis de estabilidad de
taludes implica la capacidad de la roca de fundación o del talud de resistir las
cargas impuestas de corte o de desplazamiento. Ambos análisis deben ser
coordinados y satisfechos en un diseño completo.
Los datos básicos que se deben obtener durante la etapa de diseño incluyen
rumbos, buzamientos, espesores, continuidad, y composición de todas las
fallas y discontinuidades en la fundación; profundidad de la sobrecarga;
condición del agua subterránea; profundidad de meteorización de la roca de
fundación; litología; propiedades físicas y mecánicas del macizo rocoso (ver
Capitulo 4 de este Manual); y condiciones de carga. También deben ser
determinados formas y mecanismos de falla potenciales.
Para el análisis de estabilidad de la cimentación, se deben tener en cuenta; el
asentamiento admitido para las condiciones de esfuerzos y, la estabilidad
ante el deslizamiento. Además, los análisis de fundaciones en roca deben
incluir una evaluación de los efectos de la filtración y del relleno; estas

5-16
evaluaciones son particularmente importantes para estructuras hidráulicas.
Debido a la dificultad en la determinación de la filtración de la roca de
fundación, trayectorias de la filtración, y la eficacia de los rellenos, las
suposiciones conservadoras se deben utilizar en estas evaluaciones.
5.1.9. Otros tipos de cimentaciones
Como se describieron previamente los principales tipos de cimentación
utilizados, se debe tener claro que el uso de cada una de estas cimentaciones
obedece a condiciones particulares del suelo, y que la combinación de
diferentes tipos de cimentación debe obedecer a la habilidad del geotecnista
para satisfacer las condiciones específicas de cada proyecto.
Existen algunas otras condiciones particulares que desarrollan otros tipos de
cimentaciones, utilizadas para aplicaciones especiales, por lo tanto su uso es
limitado:
 Micropilotes. Son pilotes de diámetros pequeños (menores a 30 cm), que
son perforados y construidos con concreto reforzado, en estratos de
mediana compresibilidad, y trabajan por fricción. En algunos casos se
pueden utilizar micropilotes cuya dimensión mínima es la longitudinal (50
a 100 cm).
 Anclajes. Aunque un anclaje no se define como un tipo de cimentación,
para el caso particular de estructuras de contención, donde no es factible
excavar y construir un dentellón para un muro de contención
convencional, se hace uso de anclajes para garantizar la estabilidad de la
cimentación (Figura 5.9). Las consideraciones geológicas incluyen el perfil
de suelos y los problemas corrosivos del suelo. Las consideraciones no-
geológicas incluyen las estructuras adyacentes, accesibilidad, y utilidades
financieras.

5-17
Figura 5.9. Anclajes (Fuente: Elaboración propia)
 Pilotes a tensión. Se utilizan para tratar generalmente levantamientos en
zonas sísmicas, y por la reacomodación sísmica de las fundaciones de
zapatas existentes, donde el levantamiento y el volcamiento deben ser
prevenidos.
También es frecuente que la construcción de la cimentación vaya precedida
de un tratamiento o mejora del terreno:
 Compactación vibratoria en profundidad, generalmente con adición de
grava u otros materiales.
 Inyección de diversos productos (cemento, resinas, gel de sílice, etc.).
 Compactación dinámica superficial.
 Y muchas otras mejoras, que se explican ampliamente en el Capítulo 10
de este Manual, en relación con la estabilización y mejoramiento del
suelo.

5-18
5.2. SOCAVACIÓN Y EROSIÓN
Generalmente la evaluación de la erosión y la socavación para la selección del
tipo de cimentación es usual al tratarse de estructuras cercanas a cuerpos
fluviales, tales como puentes y box culvert, o a ser construidas sobre
materiales susceptibles a erosión interna. Es indispensable la consideración
de este riesgo para la estabilidad de la cimentación, pues de hecho no sólo es
uno de los factores que recomienda considerar el Código Colombiano de De
Diseño Sísmico de Puentes – CCDSP, sino que el INVIAS exige ser considerado
y evaluado para los diseños de la infraestructura vial que lo ameriten.
5.2.1. Erosión
Se presenta de manera breve una descripción de lo que es la erosión; esta
consiste en la remoción del material superficial por acción del viento o del
agua. El proceso se genera debido a la presencia de agua en las formas pluvial
(lluvias) o de escorrentía (escurrimiento), que en contacto con el suelo (las
primeras con impacto y las segundas con fuerzas de tracción), vencen la
resistencia de las partículas (Fricción o cohesión) del suelo generando el
proceso de erosión.
Muchos proyectos de ingeniería exigen la remoción de la vegetación y
excavaciones de suelo que dan lugar a problemas ambientales en laderas y
cursos de agua por la producción e incorporación de sedimentos a las
corrientes, que alteran los ecosistemas naturales y generan gran cantidad de
problemas por sedimentación.
La erosión de suelos, la pérdida de suelos y la acumulación de sedimentos son
términos que tienen distintos significados en la tecnología de la erosión de
suelos. La erosión de suelos es la cantidad bruta de suelo retirado por la
acción dispersante de las gotas de lluvia y por la escorrentía (superficial o
subterránea). La pérdida de suelo es el suelo desprendido de una pendiente
determinada. La producción de sedimentos es el volumen de suelo
depositado en un punto que está bajo evaluación.
En la Tabla 5.1, se presentan de manera resumida los procesos de erosión
más comunes.

5-19
Tabla 5.1. Tipos y efectos de los diferentes procesos de erosión (SUAREZ, 2001)
TIPO ACCIÓN EFECTOS
EROSIÓN POR VIENTO:
por movimiento del
viento
Se ejercen fuerzas de fricción y
levantamiento de las partículas
del suelo.
 Desprendimiento, transporte y
depositación de las partículas del
suelo.
EROSIÓN POR LUVIA: la
acción de las aguas, con
la contribución de otros
agentes climáticos,
sobre la superficie del
interfluvio.
nota: las crestas del
interfluvio son laderas
(naturales) y taludes
(construidos).
Saltación pluvial: desalojo y
dispersión por gotas de lluvia
 Impacto de la gota de agua.
 Reducción de la capa de
infiltración.
 Destrucción de los poros y de las
fisuras del suelo expuesto
ESCURRIMIENTO SUPERFICIAL DIFUSO
Erosión laminar: arrastre
uniforme de capas de suelo a
muy corta distancia.
 Escurrimiento de suelos limosos y
arenosos.
 Es fuente importante de
sedimentos.
ESCURRIMIENTO SUPERFICIAL CONCENTRADO
Surcos de erosión: el
escurrimiento concentrado
forma pequeños canales
paralelos.
 Destrucción de taludes y laderas.
 Alto aporte de sedimentos.
 Los canales se borran con perfilado
y labranza.
Cárcavas: zanjones profundos y
de gran tamaño, por lo tanto son
difíciles de controlar.
 Acentuar el relieve promoviendo
otras formas de inestabilidad.
 Fuente importante de sedimentos.
 Corrección de alto costo.
EROSIÓN INTERNA: por
flujo subterráneo
ESCURRIMIENTO SUBSUPERFICAL
Tubificación y cavernas:
debilitamiento interno
 Puede originar manantiales,
cárcavas y hundimientos
EROSIÓN FLUVIAL
Socavación de fondo
 Profundiza el fondo de los cauces
naturales.
Socavación lateral  Elimina el soporte de laderas.
Descarga torrencial
 Efectos devastadores en las
márgenes del cauce.
EROSIÓN EN MASA:
movimientos de masas
importante de suelo
La fuerza de gravedad produce la
erosión en masa
 Cambio en la morfología del
terreno.
 Eliminación de la cobertura vegetal
 Diversos tipos de movimientos de
suelo en taludes y laderas:
reptación, flujos de tierra,
avalanchas.

5-20
En el Capítulo 4 de este Manual se encuentra la caracterización de los suelos
que presentan susceptibilidad a la erosion, así mismo en el título H.9.2 —
Suelos dispersivos o erodables, de la NSR-10, se presentan algunas
consideraciones a tener en cuenta al encontrarse con suelos susceptibles de
erosión. Como no es objeto de este Manual explicar cómo se calcula el
potencial de erosión, o la cantidad de suelo que se puede perder, sólo se
presentan algunos aspectos a considerar que permitan seleccionar un
adecuado tipo de cimentación, desde el punto de vista de erosionabilidad del
suelo, el tipo de cimentación deberá ser por lo tanto aquel cuya construcción
sea más rápida para disminuir al máximo el intemperismo, y que afecte lo
menos posible la capa vegetal.
En el numeral 5.2.1.1 Ecuación universal de erosión, se presentan cuáles son
los factores que intervienen en la determinación del potencial de erosión,
conociendo de esta manera qué aspectos son importantes de controlar,
durante y después del proceso constructivo.
Se presentan en la Tabla 5.2 algunas recomendaciones para el control de la
erosión en construcción de carreteras, que pueden minimizar o prevenir la
degradación, de manera tal que se pueda garantizar estabilidad al tipo de
cimentación seleccionado.
Tabla 5.2. Obras permanentes para el control de erosión en vías terrestres (SUAREZ, 2001
pág. 381)
TIPO DE OBRA OBJETIVOS CARACTERÍSTICAS
Conformación
de taludes en
corte
Disminuir la amenaza
de deslizamientos de
tierra y erosión.
Pendientes estables para movimientos en
masa y para erosión en surcos y cárcavas.
Debe complementarse con el control de
aguas y la protección de la superficie de los
taludes.
Conformación
de
Terraplenes.
Disminuir la amenaza
de hundimientos, falla
de la banca y erosión.
Taludes estables de acuerdo a la calidad del
material de suelo, contactos estables entre
el lleno y la fundación, cimentación y
subdrenajes que garanticen la estabilidad.
Bermas y gradas
en los taludes
Controlar la erosión en
surcos y cárcavas, y
mejorar la estabilidad al
deslizamiento, tanto en
los cortes como en los
terraplenes.
Construcción de gradas a bermas que
garanticen velocidades aceptables de las
aguas de escorrentía sobre el talud. El
ancho y pendiente de las bermas deben ser
suficientes para captar y conducir el agua a
un sitio seguro.

5-21
Desvío de aguas
arriba de los
taludes
Disminuir la escorrentía
sobre el talud para
evitar la formación de
cárcavas y disminuir la
infiltración.
Zanjas revestidas de buena capacidad y
pendiente, localizadas arriba de la corona,
a una distancia que garantice su propia
estabilidad.
Control de aguas
dentro de los
taludes
Evitar la formación de
surcos y de cárcavas.
Cunetas, cortacorrientes, o estructuras
para interceptar las aguas y/o disminuir la
velocidad del flujo.
Cunetas en la vía
Controlar las aguas en
la vía y evitarla
infiltración y la erosión.
Cunetas revestidas de capacidad suficiente
para captar y conducir las aguas de
escorrentía provenientes del talud y de la
vía.
Bordillos Controlar la erosión.
Estructuras junto a la cuneta o la vía para
evitar que las aguas se escapen y corran
sobre los taludes.
Lavaderos
Conducir las aguas
recolectadas por las
cunetas y evitar la
erosión.
Estructuras en forma de canal, la dirección
de la pendiente del talud conduce las aguas
a estructuras de disipación de energía.
Estructuras de
disipación de
energía
Conducir las aguas
recolectadas y disipar
su energía.
Canales rugosos, graderías o cámaras de
caída que disipen la energía del agua.
Control de la
pendiente de los
cauces
Disminuir la erosión en
los cauces o cañadas
que atraviesan la vía.
Trinchos o estructuras de control de fondo
de los cauces que permitan garantizar una
pendiente estable.
Protección de la
superficie de los
taludes y
vegetación
Controlar la erosión en
surcos y cárcavas.
Revegetalización de la superficie de los
taludes, surcos de vegetación, o
recubrimientos duros y blandos.
Estructuras
colectoras y
alcantarillas
Recolectar las aguas
controlando la erosión.
Estructuras con diseño hidráulico y
Localización conveniente en tal forma que
no se generen problemas graves de
erosión.
Estructuras en el
pie delas
alcantarillas
Evitar la formación de
cárcavas en las
entregas de las
alcantarillas.
Revestimientos y estructuras de disipación
aguas abajo de las alcantarillas, diseñadas
en tal forma que se evite totalmente la
formación de cárcavas de erosión.
Manejo de los
sitios de puentes
Construir puentes en
tal forma que no se
produzcan erosión ni
sedimentación.
Localización adecuada de los puentes, luz
suficiente, contracción mínima del cauce y
estructuras de manejo de las aguas que
eviten la socavación y no produzcan daños
irreparables en la morfología del río.

5-22
Compactación
adecuada de
llenos
Control de la erosión y
garantía de calidad de
la calzada de la vía.
Compactación en capas sobre superficies
planas con materiales de buena calidad que
garanticen el buen comportamiento del
terraplén.
Subdrenes
Control de erosión y
calidad de la calzada de
la vía
Manejo de las aguas infiltradas y de las
aguas subterráneas en tal forma que se
garantice la estabilidad de la calzada, de los
pavimentos y los taludes.
5.2.1.1. Ecuación universal de erosión
Existen muchos modelos empíricos para la determinación del potencial de
erosión, pero el más conocido es la Ecuación Universal de Pérdidas de suelo
desarrollada por Smith y Wischmeier (1994); este modelo permite evaluar las
pérdidas de suelo para los tipos de erosión laminar y en surcos, mediante la
siguiente expresión:
[5.1]
Donde: A: Pérdida de suelo por unidad de superficie, que se obtiene
por el producto del resto de los factores, en toneladas por
hectárea (ton/Ha).
R: Factor de lluvia: Es el número del índice de erosión
pluvial, expresado como el producto de la energía de una
lluvia, con la intensidad I30, de 30 minutos; en julios por
centímetro sobre metro al cuadrado por hora
cm
m r
.
K: Factor de erosionabilidad de suelo: Es el valor de la
erosión por unidad de índice de erosión pluvial, para un
suelo determinado, con una pendiente del 9% y una
longitud de declive de 22.1 m. En tonelada por metro
cuadrado por hora, sobre hectárea por julio por
centímetro
ton m r
a cm
.
L: Factor longitud de la ladera: Es la relación entre la
pérdida de suelo para una longitud determinada y la

5-23
pérdida en una longitud de 22,1 m del mismo tipo de
suelo (adimensional).
S: Factor pendiente: Es la relación entre las pérdidas para
una pendiente determinada y las pérdidas para una
pendiente del 9% del mismo tipo desuelo (adimensional).
C: Factor cultivo y ordenación: Es la relación entre las
pérdidas de suelo en un terreno cultivado en condiciones
específicas y las pérdidas correspondientes para ese suelo
sin cultivo (adimensional). Factor de uso del suelo (suelo
árido = 1; praderas = 0,1; bosque, selva =0,01).
P: Factor prácticas de conservación del suelo: Es la relación
entre las pérdidas de suelo con cultivo a nivel, en fajas y
en terrazas, y las pérdidas desuelo correspondientes a un
cultivo en surcos según la pendiente (adimensional).
La determinación del potencial de erosión le da una herramienta al ingeniero
de cimentaciones sobre cómo realizar el proceso constructivo, o si el tipo de
cimentación seleccionado afecta demasiado el deterioro del suelo de
cimentación.
La ampliación de cada uno de estos factores y como se obtienen se puede
consultar en el Capitulo 1 – La erosión Conceptos generales, numeral 1.4 –
Ecuación universal de la erosión, primera edición – 2001, del libro Control de
erosión en zonas tropicales, en el sitio web del Ingeniero Jaime Suárez.
De igual forma, todos los aspectos hidráulicos que se requieran a manera de
complemento para, los aspectos geotécnicos, se pueden consultar en el
Manual de Drenaje para carreteras, del 2009, el cual se encuentra en los
documentos técnicos que ofrece la pagina web del INVIAS.
5.2.1.2. Erosión interna
El flujo de agua a través del terreno natural o de los rellenos de tierras
artificiales puede provocar arrastre de partículas. Como consecuencia, el
terreno (o el relleno) sufre una erosión interna, cambia su estructura y puede
llegar a colapsar, ocasionando la ruina de la parte de obra correspondiente.

5-24
Este problema se denomina también como “sifonamiento” o “tubificación”
pues, en muchas ocasiones, la erosión se localiza a lo largo de ciertas vías de
filtración preferente (tubos) que pueden, incluso, actuar como sifones. Los
suelos susceptibles de la tubificación, se mencionan en el Capítulo 4 de este
Manual.
El problema puede ocurrir en cualquier terreno, pero es especialmente
importante en los materiales de relleno que vayan a soportar circulación de
agua a través de los poros intergranulares de su esqueleto sólido.
5.2.1.3. Erosión externa
El problema de la erosión externa del terreno natural o de los rellenos por el
movimiento del agua en superficie es uno de los problemas más críticos para
la estabilidad de las cimentaciones en obras cercana a cuerpos fluviales.
La erosión se produce cuando la velocidad del movimiento del agua, cerca de
la superficie del suelo, supera cierto umbral que está fijado por la resistencia
del suelo a la erosión externa.
La resistencia de los suelos a la erosión puede estudiarse de varias formas. En
un buen número de situaciones esa resistencia se expresa en términos de
velocidad crítica. Esa velocidad representaría el valor a partir del cual se
iniciaría el proceso erosivo.
La determinación de las velocidades que provocan erosión en distintos tipos
de suelos ha sido investigada por muchos autores, principalmente mediante
ensayos en modelos de laboratorio. Las rocas pueden soportar velocidades
altas (> 6 m/s) sin que se inicie el proceso de rotura. Pero los suelos cohesivos
apenas si admiten velocidades del orden de 1 a 3 m/s si son firmes.
Los obstáculos (diques), o medidas de protección de los estribos de puentes a
orillas de cuerpos fluviales, construidos en suelo granular grueso, basan su
capacidad resistente a la erosión en el peso propio, y por eso suele usarse
como parámetro resistente representativo de la erosión el tamaño medio o el
peso específico. Las fórmulas más usuales que permiten conocer la velocidad
crítica dependen de parámetros como la aceleración de la gravedad, de la
granulometría del suelo, y de la masa específica (Gs).

5-25
Cuando se desencadena el proceso erosivo, el suelo es transportado por el
agua como carga de fondo. Las partículas ruedan o se deslizan
permaneciendo en contacto permanente junto con otras partículas que
pueden desligarse de la masa móvil.
El cálculo de las profundidades de erosión es posible pero los resultados no
son fiables. Generalmente, cuando el problema puede ser crítico se recurre a
disponer una protección que evite que el proceso se inicie. En todo caso, el
problema de la definición de la profundidad de erosión depende claramente
del tipo de obra.
Existen otros tipos de erosión externa, como la originada por la acción del
aire, por movimientos de remoción en masa, y por la acción del hombre;
aunque estas no son muy frecuentes en la inestabilidad de una cimentación, a
continuación se presenta una breve descripción de cada una.
El tipo de erosión producida por el viento ocurre cuando los suelos sin
vegetación son expuestos a altas velocidades del viento. Cuando la velocidad
del viento genera una fuerza de tracción superior a las fuerzas gravitacionales
y cohesivas de las partículas de suelo, el viento desprende las partículas y las
transporta en Suspensión (SUAREZ, 2001).
Las partículas de menor tamaño (0.1 a 0.5 mm) son trasladadas por el viento
en forma de saltos o brincos. Las partículas gruesas se mueven rodando y las
finas son transportadas en suspensión. La acción más visible es la suspensión
en la cual se pueden observar tormentas de polvo.
Este tipo de erosión por viento, es muy común en áreas de baja precipitación
fluvial (menos de 375 mm / año) con suelos arenosos y bajos niveles de
materia orgánica. El caso típico de erosión por viento ocurre en los desiertos.
La erosión producida por movimientos de desprendimiento transporte y
depositación de grandes masas de suelo por acción de las fuerzas de gravedad
y la fuerza del agua, incluyen los siguientes tipos de movimiento (Suarez,
2001): reptación (Creep), flujos de tierra, flujos de lodo, flujos de detritos,
flujos hiperconcentrados y avalanchas. Por considerarse este tipo de erosión
extraordinario, es necesario tratar este tema como particular, y generalmente
hace parte de un área de aplicación de la geotecnia; la estabilidad de taludes
se ocupa del tema de Remoción en masa, para lo cual existe gran diversidad

5-26
de literatura, por lo tanto no será discutida en este documento.
Por último, hace parte de la erosión externa, la erosión ocasionada por el
hombre o la erosión antrópica, que generalmente desencadena cualquier de
los tipos de erosión mencionados anteriormente, probablemente esta erosión
sea la causa inicial del inicio de cualquier tipo de proceso de degradación. Este
tipo de erosión es causada o acelerada por la excesiva deforestación, con la
destrucción de la vegetación de la superficie, que provoca la degradación de
las capas superiores del suelo.
5.2.2. Socavación
El análisis de la incidencia de la socavación, en el caso de aquellos sitios donde
las obras de la infraestructura vial se ubiquen cerca o dentro del un cuerpo de
un cauce, es de obligatoria consideración en los estudios y diseños del INVIAS,
para definir la profundidad de la cimentación, dado que esta depende de la
profundidad de socavación. Al respecto, en este Manual se siguen los
lineamientos del capítulo 6 del Manual de Drenaje para carreteras del INVIAS.
A continuación de efectúa un breve esbozo de la incidencia de la socavación
en las obras de infraestructura vial.
Al hablar de socavación, se hace referencia a la profundización del fondo del
cauce debido a algún evento ya sea natural o artificial (aumento de la
corriente, construcción de obras, etc.), desprendiendo material y
transportándolo del sitio afectado.
Se trata la socavación como un tema aparte, diferente a la erosión, porque a
diferencia de esta, en la socavación se desarrolla un proceso cíclico de erosión
y depositación del material del fondo del cauce. La socavación está controlada
por las características hidráulicas del cauce, las propiedades de los
sedimentos del fondo y la forma y localización de los elementos que la
inducen.
También se entiende por socavación, cuando en el entorno de un obstáculo
se produce una ampliación local de la velocidad del movimiento, que puede
producir una socavación puntual de profundidad importante, hasta
producirse la situación en la que el propio cambio geométrico provocado por
la erosión reduzca las velocidades y atenúe el proceso erosivo.

5-27
En la Figura 5.10 se muestra esquemáticamente la dinámica hidráulica de un
cauce, y como se modifica por la intervención humana.
La socavación puede producirse por varias causas, no necesariamente por el
desarrollo de infraestructura en el sitio analizado:
 Aumento del caudal durante las avenidas.
 Incremento de la pendiente del cauce por alteración del canal, o corte de
meandros.
 Remoción de sedimentos del flujo por la construcción de una presa o por
la extracción de materiales del fondo del cauce.
 Transferencia de agua de una cuenca a otra, la cual altera la capacidad de
transporte de sedimentos de ambas corrientes.
 Disminución de la rugosidad del cauce por obras de regulación del canal.

5-28
Figura 5.10. Esquema general de un proceso de socavación ocasionado por la construcción
de un puente (SUAREZ, 2001 pág. 136).
5.2.2.1. Control de la Socavación
De manera general se plantean algunas alternativas que permiten controlar la
socavación:
a) Construcción de estructuras para manejar el flujo, disminuir la
profundidad de socavación, tales como estructuras de caída para proteger
el fondo aguas abajo de la estructura o revestimientos de la zona expuesta

5-29
a socavación. Unas de las estructuras más populares son las estructuras
guía para la protección de estribos de puentes.
b) Recubrimiento del cauce. El enrocado es el método más común y mejor
documentado para el control de socavación en pilas de puentes. Las
alternativas de enrocado varían en cuanto al tamaño, forma y masa, como
también en su flexibilidad del diseño.
La profundidad de socavación puede reducirse colocando enrocado
alrededor de la pila, en un ancho de ocho veces el ancho de la pila. Otros
sistemas alternativos incluyen los tetrápodos, hexápodos, gaviones,
bolsacreto, adoquines unidos por cables y estructuras ancladas.
c) Construcción de cimentaciones profundas muy por debajo del nivel de
socavación esperada. La mayoría de los estudios realizados sobre los
métodos para el control de la socavación se refieren a la protección de los
puentes, sin embargo, los mismos sistemas se han utilizado para la
protección de cruces de oleoductos y similares.
d) Construcción de estructuras flexibles que se adapten a la socavación. Un
ejemplo son las estructuras en gaviones o en enrocado.
5.3. OTRAS CONSIDERACIONES
Además del aspecto revisado, referente al sistema estructural de la
cimentación, hay otros tantos factores a analizar, como los que se presentan a
continuación.
5.3.1. Suelos de difícil comportamiento
Los suelos de difícil comportamiento forman parte de los aspectos a
considerar en el diseño de una cimentación, su presencia en la estratigrafía no
sólo requiere tener elementos para su identificación in situ, sino que además
se requiere valorar su incidencia en el comportamiento de las estructuras.
En el Capítulo 4 de este Manual, se presentan elementos que permiten
identificar la presencia de suelos colapsables, expansivos, orgánicos,
dispersos, licuables, además de incluir una breve mención sobre los depósitos

5-30
de suelo residual y depósitos de suelo trasportado, los cuales ameritan una
adecuada exploración y una completa caracterización de orden físico,
hidráulico, y mecánico que proporcionen parámetros más confiables para los
diseños de cimentaciones.
No obstante lo anterior, la NSR-10 brinda pautas para su identificación y
caracterización, que pueden ser consideradas en los análisis.
5.3.2. Variabilidad en la estratigrafía
Como es usual en la realización del estudio de suelos, se encuentra una serie
de estratos, cada uno con características y propiedades diferentes, y no
necesariamente sus propiedades de deformación y resistencia mejoran con la
profundidad, esto define el perfil estratigráfico del sitio estudiado.
Esta variación entre estratos habla de una variación vertical, pero además si
se considera un área extensa para el desarrollo del proyecto, también se debe
considerar una variabilidad horizontal.
Variabilidad vertical
Si en la definición del perfil estratigráfico se encuentra que la resistencia es
creciente con la profundidad, el problema se limita a seleccionar el nivel de
cimentación (para superficiales o profundas).
Cuando en el perfil estratigráfico se encuentran intercalaciones de capas
rígidas y blandas, la capacidad portante del perfil no es alta. En el caso de usar
zapatas aisladas existen algunas soluciones para valorar esta influencia y
aminorar el riesgo de punzonamiento o extrusión.
Si existen zapatas próximas o placa flotante, la superposición de esfuerzos
contribuye a las deformaciones en las capas blandas relativamente profundas,
por lo que deben estudiarse las existentes en profundidades del orden de 1.5
veces el ancho del área cargada.
En el caso de cimentaciones profundas (pilotaje) la influencia de las capas
blandas puede originar la disminución de la capacidad portante del pilote en
la medida que penetre en el suelo. De forma similar, se pueden comparar los
asentamientos producidos por una cimentación superficial y los de un grupo

5-31
de pilotes cuyas puntas estén cerca a un estrato compresible.
La variación del nivel freático también origina variabilidad vertical en el perfil
estratigráfico, pues esta variación puede originar zonas blandas dentro de un
mismo estrato.
Otra condición que se puede presentar, es cuando existe una costra o capa de
alta resistencia en el terreno a construir. Si la ubicación proyectada de la
cimentación se encuentra ubicada sobre esta capa, sería una situación ideal,
pero antes deberá comprobarse el espesor de esta capa, y que por debajo no
existan capas blandas que permitan su falla por punzonamiento.
Variabilidad horizontal
Si se considera un área un poco grande para un proyecto (aproximadamente
300 m2
) existe cierto riesgo de que las condiciones del terreno varíen de unos
puntos a otros. Pero este riesgo aumenta si se habla de terrenos de gran
extensión y se incrementa con algunas características hidrogeológicas:
 Problemas de disolución.
 Actividad meándrica.
 Inclinación en los estratos.
En otro caso el nivel de cimentación es muy difícil de determinar, como por
ejemplo los suelos residuales, de rocas ígneas, o metamórficas, o rellenos
erráticos.
Los casos mencionados originan asentamientos diferenciales, por lo que se
requieren conocer antes de construir la cimentación. Cuando estos
asentamientos son moderados, el problema se puede solucionar con
cimentaciones diferenciadas (ej.: Zapatas de diferentes dimensiones), si a
pesar de esta alternativa no se logran disminuir los asentamientos
diferenciales a los límites tolerables, debe pensarse en una cimentación
profunda y/o mejoramiento del terreno (ver capítulos 7 y 10 de este Manual).

5-32
5.3.3. Manejo de asentamientos
Dependiendo de las condiciones geológicas del sitio y de las solicitaciones de
carga que se tengan para el proyecto, se puede realizar una selección
preliminar del tipo de cimentación, al igual que de las deformaciones
esperadas. Adicionalmente, en cuanto a estas deformaciones se deberán
cumplir algunos requisitos definidos por la complejidad del proyecto, por la
normatividad, y por la tolerancia permitida. Es así, que además de seleccionar
una cimentación que cumpla con todos los condicionantes revisados en este
capítulo, uno de los más importantes es la deformación admisible para cada
proyecto en particular.
5.3.4. Superposición de esfuerzos
En la NSR-10, literal H.5.1.2.3 — Estabilidad de estructuras vecinas, se
mencionan las restricciones y libertades que se deben cumplir en el momento
de la construcción de una nueva edificación cercana a estructuras existentes.
Estas pautas pueden, en principio, utilizarse a manera de guía para la
aplicación en casos similares de la infraestructura vial.
Se pueden citar como los casos más típicos los siguientes:
Edificaciones antiguas con cimentación superficial, generalmente en mal
estado en terreno blando arenoso suelto. Esta situación puede obligar a:
 Realizar las excavaciones con uso de pantallas in situ o, en casos más
delicados, de pantallas de pilotes poco deformables.
 Consolidar el terreno previamente o incluso recalzar las estructuras
adyacentes.
 En el caso de tener que cimentar la nueva estructura mediante pilotes,
evitar los de hinca o desplazamiento.
 En el caso de cimentaciones superficiales, estudiar los asentamientos
inducidos en las edificaciones próximas (generalmente no son admisibles
si las cargas de la nueva estructura son importantes).

5-33
 Analizar las variaciones del nivel freático alrededor del proyecto, por si
asciende o desciende (debido a la extracción del agua para la
construcción). Ambas situaciones pueden originar asentamientos en las
edificaciones contiguas.
Estructuras livianas cimentadas sobre pilotes. Las nuevas cargas superficiales
pueden inducir flexiones laterales o la aparición del fenómeno de fricción
negativa, por lo que se hace casi obligatorio construir la nueva cimentación
profunda.
Estructuras adyacentes con cargas muy diferentes. Cuando se va a construir
una obra de gran altura y altas cargas contigua a otra estructura de menor
carga, esta última se afectará por las deformaciones de la nueva estructura, a
menos que ambas estructuras se cimenten sobre un estrato firme con
pilotaje.
5.3.5. Variación del nivel freático
La existencia de un nivel freático alto constituye un factor de gran
importancia en el proyecto y construcción de la cimentación, si bien sus
efectos están asociados a la naturaleza del terreno y en particular a su
permeabilidad. La acción más directa se traduce en empujes hidrostáticos y
subpresiones sobre las obras de cimentación.
Los casos más frecuentes son:
 Suelos arcillosos blandos.
 Suelos arcillosos duros y consolidados.
 Suelos arenosos.
5.3.5.1. Suelos arcillosos blandos
La saturación del depósito debido al agua freática da a este una consistencia
blanda o fluida lo que constituye una resistencia baja, que permite presiones
de trabajo muy pequeñas, y origina problemas de estabilidad en los taludes y
en el fondo de las excavaciones.

5-34
La fluencia lateral de los taludes puede inducir asentamientos y
deformaciones en las estructuras adyacentes, siendo generalmente necesario
recurrir al empleo de pantallas in situ, las cuales deben ser calculadas para
fuertes empujes.
Por otra parte, el levantamiento del fondo también puede inducir
inestabilidad periférica y, aun sin llegar a la fase de rotura, la carga del
terreno aledaño a la excavación suele dar lugar a asentamientos
considerables.
5.3.5.2. Suelos arcillosos duros y consolidados
La presencia del nivel freático se traduce en pequeños caudales de agua hacia
las excavaciones, generalmente a través de fisuras, sin llegar a afectar taludes
moderados o la capacidad portante del terreno.
Se debe tener en cuenta, sin embargo, que la posición más frecuente del nivel
freático suele marcar una zona de menor resistencia, generalmente en una
franja de 1 a 2 m de espesor. Es importante evitar esta zona, quedando por
encima o por debajo de la misma.
Algo diferente es el caso en que estos suelos presentan características de
expansividad. Cuanto mayor sea la proximidad al nivel freático menor será el
riesgo de cambios de volumen, si bien es necesario llegar a un compromiso
entre esta condición y el riesgo de reducción de la capacidad portante.
5.3.5.3. Suelos arenosos
Debido a su elevada permeabilidad se debe evitar cimentar bajo el nivel
freático. Si ello resulta necesario, se impone la construcción de un cajón
(pantallas, tablestacas, etc.) y una extracción del agua que puede penetrar
por el fondo.
En razón de la permeabilidad las oscilaciones de los niveles freáticos pueden
ser importantes en estos suelos, por lo que es recomendable realizar una
determinación de la variación de estos niveles durante el año. El nivel de
cimentación debe quedar por encima del nivel máximo del agua o bien al
nivel más bajo compatible con el programa de construcción con el fin de
evitar que la inmersión posterior del terreno en la zona de influencia de las

5-35
cimentaciones dé lugar a fenómenos de colapso o asentamientos bruscos,
tanto más importantes cuanto más suelto esté el suelo en su estado original.
5.3.6. Efectos de corrosión
Son aquellos en los que existe un porcentaje apreciable de sales o elementos
nocivos para el concreto de las cimentaciones, entre estos los sulfatos y el
magnesio.
Los efectos de estas condiciones agresivas dependen de la existencia de agua,
de su presión, y de la permeabilidad del terreno, así como de las dimensiones
expuestas, de la cimentación, y de la calidad del concreto utilizado.
Este problema se puede solucionar con facilidad con el uso de cementos
especiales. Sin embargo, en determinados casos de agresividad de origen
industrial (ácidos fuertes), no es suficiente con cambiar el tipo de cemento,
por lo tanto se debe recurrir a la implementación de revestimientos de la
cimentación (metálicos, cerámicos antiácidos, plásticos, etc.)
5.3.7. Efectos térmicos
Efectos derivados de agentes exteriores como heladas, o instalaciones de
calefacción o refrigeración deficientemente aisladas.
Aunque los efectos relacionados con heladas no son propios de los trópicos
como es el caso colombiano y el efecto de instalaciones deficientes no es el
escenario propio de las estructuras viales, se hace mención del efecto térmico
en aras de contemplar situaciones de baja ocurrencia pero que a la luz del
cambio climático actual, o de solicitudes de permiso de uso de vía por
entidades públicas o privadas diferentes del INVIAS, ANI o MT, los proyectos
involucrados contemplen instalaciones con las características mencionadas.
En el primer caso se puede proteger la cimentación con una profundidad
suficiente bajo la superficie, que para las zonas más críticas puede estimarse
en 1.20 m., profundidad aconsejable en países donde este efecto es más
crítico. A manera de información, según la literatura técnica, los terrenos
limosos son los más susceptibles al congelamiento, seguidos de las arcillas y
por último las arenas y las gravas.

5-36
Para el segundo caso, deberá tratarse el problema, mejorando el aislamiento
de los sistemas de calefacción y refrigeración de las estructuras existentes. Es
usual encontrar problemas de hinchamientos por congelación del terreno
bajo almacenes frigoríficos, y la retracción producida por hornos en
funcionamiento durante largo tiempo.
5.3.8. Efectos dinámicos o sísmicos
En el literal H.10.3 — Mitigación de las amenazas sísmicas del sitio, de la NSR-
10, se proponen algunas medidas que propendan a la estabilidad de las
edificaciones, por ende de las cimentaciones.
Los efectos de un evento sísmico sobre una estructura dependen, además de
su concepción estructural, de la forma en que las ondas sísmicas se
transmitan al mismo a través del terreno y de su cimentación.
Como se menciona en el capítulo 8 de este Manual, la transmisión de las
ondas a una estructura desde el epicentro de un sismo, es un fenómeno muy
complejo, en el que participan factores como: la deformación dinámica del
terreno (las ondas se amortiguan en terrenos sueltos, rocas blandas, etc.), los
espesores de recubrimiento del sustrato rocoso, los accidentes geológicos,
etc. Ello hace que un sismo afecte de forma muy desigual dos puntos
diferentes de un mismo lugar y sólo en zonas de gran sismicidad se dispone
de mapas urbanos de riesgo potencial (mapas de microzonificación sísmica,
Título A de la NSR-10).
En un caso concreto, el problema consiste en prever la forma en que las
vibraciones del sustrato se transmiten a la estructura a través de su
cimentación, se diseña esta para que los efectos sean lo menos perjudiciales
posible.
En general, las cimentaciones muy rígidas, que mediante riostras de tamaño
adecuado o mediante losas, hacen que toda la estructura se mueva en la
misma fase con lo que los movimientos diferenciales quedan muy atenuados.
Así, se deberán tener en cuenta todas las recomendaciones dadas en la NSR-
10 y en el Código Colombiano de Diseño Sísmico de Puentes – CCDSP-95.
En general, una estructura que tenga cimentación profunda, hace que esta se
comporte como si tuviera más altura, elevando también el centro de

5-37
gravedad de las masas, con lo que el mecanismo equivalente está menos
coaccionado frente a movimientos oscilatorios; esto es, para aceleraciones o
velocidades del mismo orden, las fuerzas sísmicas serán menores en el caso
de pilotes que en el caso de cimentación superficial.
En cualquier caso, y considerando estos factores, la sismicidad de una zona no
obliga a elegir una determinada tipología de cimentación, y solamente hace
necesario aumentar el arriostramiento entre los distintos elementos de
apoyo, con lo que resultaran más adecuadas las cimentaciones que, por su
naturaleza, supongan un alto grado de arriostramiento (losa y zapatas
corridas) frente a las de menor arriostramiento (pilotes y zapatas aisladas).
5.3.9. Árboles
Para el control de los cambios volumétricos en arcillas expansivas, se puede
considerar el uso de árboles pero se deben tener algunas restricciones en
cuanto a la cercanía a las estructuras. Como regla general, La distancia
mínima entre la estructura y el árbol deberá ser la altura de este, como se
muestra en la Figura 5.11.
Figura 5.11. Relación entre un árbol y la cimentación de una estructura (Fuente: Elaboración
propia)
Cuando en una arcilla sensitiva es muy lenta la infiltración, se puede generar
el ablandamiento del suelo. Las raíces del árbol en un suelo sobresaturado no
pueden utilizar el oxígeno de las partes superiores del árbol. El árbol
esencialmente se ahoga, se pierde la función del árbol, y se comienza con el
aumento de volumen del suelo expansivo. En el caso colombiano, el uso no

5-38
controlado del eucalipto ocasiona el problema contrario; como es un árbol
que requiere gran cantidad de agua, vuelve desérticos los terrenos donde se
siembra, ocasionando posibles inestabilidades del suelo por pérdida de
cohesión.
El grado del riego del árbol debe cubrir el sistema entero de la raíz del árbol, y
no localizarse sólo alrededor de la base del árbol. Cuanto más grande es el
árbol, mayor es la cantidad de agua que debe ser aplicada. Si el árbol es
rodeado por las superficies duras, tales como edificios, caminos, aceras,
calzadas, etc., la transpiración será mucho más alta que si el árbol es rodeado
por superficies ajardinadas suaves tales como hierba u otros árboles, y por lo
tanto su necesidad de agua también será mucho más alta. Es mejor regar con
un chorrito lento por un periodo de tiempo extendido, como durante la
noche.
Las raíces del árbol crecen en la dirección de menor resistencia y donde
tengan el mejor acceso al agua, al aire y a los alimentos. Por lo tanto las
condiciones de crecimiento alrededor de un árbol se pueden manipular o
controlar para animar el desarrollo de la raíz lejos de las cimentaciones. Esto
incluye asegurarse de que los árboles tienen bastante espacio de arraigo para
remediar sus necesidades cada vez mayores y periódicamente permitir la
aireación del área de arraigo para aumentar la infiltración del oxígeno y del
agua del suelo.
Por lo tanto, dependiendo de las condiciones del proyecto, se debe
seleccionar una especie de árbol acorde a cada condición particular.
Irónicamente las especies que tienen el riesgo más bajo de causar la
contracción del suelo, en suelos de arcilla sensibles, son también las especies
que no crecen típicamente bien en suelos mal drenados, tales como arcilla.
5.4. CRITERIOS PARA LA SELECCIÓN ENTRE CIMENTACIONES SUPERFICIALES
Y PROFUNDAS
Un cimiento superficial generalmente se considera aquel que distribuye las
cargas a los estratos competentes del suelo, o a la roca en profundidades
relativamente bajas (menos de 3 m). Las fundaciones superficiales se utilizan
para apoyar puentes, edificios, muros de contención, box culverts,
alcantarillas y otras estructuras de soporte. Las fundaciones superficiales no

5-39
se limitan a zapatas aisladas, sino que pueden incluir también cimientos
continuos y placas flotantes. El tipo de fundación superficial que se utilice
estará basado en la estructura que se apoyará.
De todas formas, aunque las cimentaciones superficiales se utilicen para
soportar puentes, estructuras de contención, y obras de drenaje, ellas no se
podrán utilizar en los siguientes casos:
 Cuando la cimentación se vea afectadas por la acción de la socavación.
 En terraplenes.
 Bajo muros de tierra armada.
 En suelos susceptibles de licuación.
Condiciones de utilización de cimentaciones profundas:
 No existe apoyo en una profundidad alcanzable con zapatas o placas.
 Se quieren reducir o limitar los asentamientos de la estructura.
 La permeabilidad u otras condiciones del terreno impiden la ejecución de
cimentaciones superficiales.
 Las cargas son muy fuertes y concentradas.
Estos condicionamientos, junto con todos los presentados previamente,
sirven de base para la selección del tipo de cimentación a utilizar,
dependiendo de las solicitaciones de las estructuras y de los asentamientos
admisibles que deba cumplir.
5.5. DIAGRAMA DE FLUJO
A continuación se presentan los pasos mínimos a seguir o diagramas de flujo
para el análisis de capacidad de carga y asentamientos de cimentaciones
superficiales y profundas en suelos y roca aplicadas a puentes, pasos

5-40
inferiores, obras de drenaje superficial y profunda, terraplenes y pedraplenes,
cortes, postes de señalización y alumbrado, y túneles.
El tipo de cimentación más adecuado para una estructura dada, depende de
varios factores como su función, las cargas que debe soportar, y las
condiciones del subsuelo, entre otras. Puede ser necesario hacer otras
consideraciones, pero las anteriores son las principales.
En la Figura 5.12 se presenta un diagrama de flujo sencillo para la selección
del tipo de cimentaciones, sin considerar terrenos problemáticos.
Figura 5.12. Esquema de decisión en la selección de cimentaciones.
Antecedentes
e
Información previa
Reconocimiento
geotécnico más
pruebas y ensayos
Tipo de estructura,
cargas, SOCAVACION
Terreno granular
(arenas, gravas)
Terreno cohesivo
(arcillas, limos)
Tipo de terreno
Resistencia Deformabilidad
Baja
Afloramiento
rocoso, o roca a
poca profundidad
Influencias del nivel
freático sobre las
operaciones
constructivas
Alta Alta
Optimización de
excavaciones
Deformabilidad
AltaBaja
Deformabilidad
Problemas de
superposición de
esfuerzos
Media Media
MediaBaja Si
Alta
Análisis según tipo
de estructura
No
Negativo
Media
Tolerancias de la
estructura
Cimentación superficial
(zapatas, placas, etc.)
Amplias
Estrictas
Mejoramiento del
terreno
Cimentación profunda
(pilotes.)
Positivo

5-41
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6-ii

Capítulo 6 – Cimentaciones Superficiales
6-iii
CAPÍTULO 6. CIMENTACIONES SUPERFICIALES 6-1
6.2. PROPÓSITO 6-1
6.4. DEFINICIÓN 6-2
6.6. MODOS DE FALLA 6-7
6.6.1. Corte general 6-7
6.6.2. Corte por punzonamiento 6-8
6.6.3. Corte local 6-8
6.7. CONDICIONES DE CARGA Y CONCEPTO DE RIGIDEZ 6-10
6.7.1. Condición de carga 6-10
6.7.1.1. Suelos granulares 6-10
6.7.1.2. Suelos cohesivos 6-10
6.7.2. Concepto de rigidez 6-10
6.9. CAPACIDAD DE CARGA 6-12
6.9.1. Factor de Seguridad FS 6-12
6.9.2. Método de diseño LRFD (Load Resistance Factor Design) 6-14
6.9.2.1. Capacidad de carga última o nominal qult en suelos 6-14
6.9.2.2. Capacidad de carga última o nominal qult en rocas 6-15
6.9.3. Método de diseño ASD (Allowable Stresses Design) 6-17
6.9.3.1. Capacidad de carga en suelos 6-17
6.9.3.1.1. Capacidad de carga ultima qult en suelos 6-18
6.9.3.1.2. Factores que afectan la Capacidad de carga 6-20
6.9.3.1.3. Influencia del agua 6-39
6.9.3.1.4. Consideraciones adicionales sobre los factores de corrección
de la capacidad de carga 6-42
6.9.3.1.5. Ensayo Normal de penetración SPT 6-50

6-iv
6.9.3.1.6. Ensayo de Penetración de Cono CPT 6-51
6.9.3.1.7. Ensayo presiométrico 6-52
6.9.3.2. Capacidad de carga qult en rocas 6-54
6.9.3.2.1. Corte general 6-54
6.9.3.2.2. Corte general sin cohesión 6-57
6.9.3.2.3. Corte local 6-58
6.9.3.2.4. Falla por compresión 6-59
6.9.3.2.5. Falla por división de la roca 6-60
6.9.3.2.6. Método de diseño basado en RQD 6-62
6.9.3.2.7. Método basado en RMR 6-64
6.9.3.2.8. Método basado en el Manual de Ingeniería de Fundaciones de
Canadá 6-64
6.10. ESTABILIDAD POR DESLIZAMIENTO 6-68
6.11.1. Método de diseño LRFD 6-69
6.11.2. Análisis de asentamientos verticales en suelos 6-70
6.11.2.1. Asentamientos totales 6-70
6.11.2.2. Tipos de asentamientos 6-71
6.11.2.3. Evaluación de los asentamientos inmediatos producidos
por cargas estáticas ρi 6-72
6.11.2.3.1. Suelos granulares 6-72
6.11.2.3.2. Suelos cohesivos 6-84
6.11.2.4. Asentamiento por consolidación 6-92
6.11.2.4.1. Consolidación primaria 6-92
6.11.2.4.2. Tiempos de asentamiento 6-96
6.11.2.4.3. Consolidación secundaria 6-99
6.11.3. Análisis de asentamientos verticales en rocas 6-100
6.11.4. Movimientos verticales tolerables 6-103
6.11.5. Movimientos horizontales 6-103
6.11.6. Estabilidad global o general 6-104

6-1
6. CAPÍTULO 6. CIMENTACIONES SUPERFICIALES
6.1. INTRODUCCIÓN
Este Capítulo presenta las metodologías de análisis y los métodos de diseño
requeridas para el diseño de fundaciones superficiales que serán utilizadas en
proyectos viales a la luz de dos métodos de diseño cuyo planteamiento ya ha
sido mencionado en el Capítulo 2 – Criterios Básicos; relacionados con el
método de diseño de esfuerzos admisibles (ASD) y el método de diseño
utilizando factores de resistencia y de carga (LRFD).
La presentación del Capítulo, incluirá los dos criterios de diseño, cada uno
será tratado en forma independiente, dentro del mismo Capítulo. La
aplicación del método de diseño LRFD, a menos que el diseñador decida
aplicarlo, requiere ser implementado, labor que se irá efectuando
coordinadamente con el avance técnico en otras áreas afines y
complementarias a la geotecnia, puesto que esto requiere la evaluación de los
factores de carga y resistencia del medio local.
Para desarrollar el método LRFD, se seguirá la metodología presentada en el
documento AASHTO LRFD Bridge Design Specifications.
6.2. PROPÓSITO
El propósito del Capítulo es presentar los lineamientos que permitan efectuar
el análisis de estabilidad en el diseño de cimentaciones superficiales, para lo
cual se proporcionan las herramientas basadas en la literatura técnica y
científica que permita mediante cálculos numéricos, estimar la capacidad de
carga y asentamientos en suelos y rocas, bajo cimentaciones superficiales que
soportaran estructuras propias de proyectos viales.

6-2
6.3. APLICACIÓN
Los principios para evaluar la capacidad de carga y los asentamientos
presentados en este Capítulo son aplicables a las estructuras que conforman
un proyecto vial, descritas en el Capítulo 9.
Está dirigido a los profesionales de la Ingeniería y ramas afines, cuya labor
como diseñador pueda ser orientada a la selección de criterios para diseño, a
la aplicación de metodologías universales y a la toma de decisiones respecto
de la cimentación más adecuada
6.4. DEFINICIÓN
Cimentaciones superficiales
Las cimentaciones superficiales son aquellas en las que el plano de contacto
entre la estructura y el terreno está situado bajo el terreno que la rodea a una
profundidad que resulta pequeña cuando se compara con el ancho de la
cimentación.
Las cimentaciones superficiales podrán utilizarse para sostener estructuras
viales como es el caso de puentes, estructuras de contención, obras de
drenaje, túneles, obras subterráneas y señales verticales, siempre y cuando
las condiciones del proyecto así lo permitan.
6.5. CONSIDERACIONES GENERALES
El diseño de una cimentación superficial deberá considerar, como mínimo, las
etapas y actividades que se relacionan en la Figura 6.1.
Paso 1 - Información básica
La localización del proyecto, cuya definición espacial generalmente es difícil,
será representada mediante secciones planas y complementado con
información relativa a la topografía, disposición de drenaje, erosión,
vegetación, uso de la tierra, construcciones vecinas, y entorno ambiental,
para lo cual se requiere de una inspección visual del sitio del proyecto.

6-3
El diseño del proyecto permite conocer aspectos complementarios que
podrían influir en los criterios de diseño, como son la topografía, el diseño
geométrico de una vía, el análisis de socavación en un puente, las
características estructurales de un puente o una estructura de contención,
aspectos que orientan el tipo de cimentación a diseñar.
Figura 6.1. Etapas del diseño de una cimentación (Fuente: Elaboración propia)
La información estructural referente a las cargas en cuanto a la magnitud,
tipo, combinaciones críticas y la variabilidad de las diferentes cargas
involucradas, puesto que la respuesta del sistema cimentación – suelo,
describe como la cimentación responde ante la carga lo cual determina el
método geotécnico de análisis. La distribución real de cargas también
determinará la respuesta del suelo ante la deformación, que será una función
de las propiedades de la masa de suelo o del macizo rocoso así como del
material estructural de la fundación.
Paso 2 - Exploración del suelo
En la exploración del suelo se deben determinar las condiciones geotécnicas
referentes a las propiedades físicas, mecánicas e hidráulicas del suelo o roca,
además de la estructura, disposición y profundidad de los estratos del suelo.
PASO 1 - INFORMACION
BASICA
•Localización
•Diseño del proyecto-
Geometria
•Información estructural
(localización y magnitud de
cargas)
PASO 2 - EXPLORACION DEL SUELO
•Geología y estabilidad
•Condiciones geotécnicas
•Perfiles estratigráficos
•Caracterización física, hidráulica
y mecánica del suelo.
•Ubicacion Nivel freático, yroca
•Suelos de difícil comportamiento
PASO 3
Determinacion de las
propiedades de diseño
del suelo y/o roca.
PASO 4
Determinacion de la
profundidad minima de la
cimentacion Df, con base en
la resistencia, socavacion,
nivel de agua expansion,
licuacion y otras
consideraciones.
PASO 5
Estimacion de las
dimensiones de la
cimentacion B y L.
Consideracion de la
excentricidad
PASO 6
Determinacion de la
capacidad de carga.
PASO 7
Determinacion de los
asentamientos.
PASO 8
S<Stol
PASO 9
Verificacion de la
estabilidad global, y el
deslizamiento
PASO 10
Comprobacion de la
subpresion, medidas
de drenaje,
excavaciones y
protecciones.
PASO 11
Recomendaciones de
medidas
constructivas, planos
y especificaciones.
SI
NO

6-4
Las condiciones del suelo y de la roca deben ser consecuentes con la geología,
puesto que sus relaciones genéticas, marcan la tendencia del
comportamiento del suelo o roca ante la imposición de cargas.
A partir de la información de campo, (la cual siempre debe adjuntarse al
informe de geotecnia), se deberá establecer en forma grafica el perfil
estratigráfico del suelo, por cada perforación o zona homogénea, en el cual se
delimitara en forma acotada cada uno de los estratos y posición del agua, los
diferentes estratos serán clasificados mediante el Sistema Unificado de
Clasificación de Suelos – USC, los cuales se representaran mediante
convenciones que permitan la diferenciación entre los mismos; en el perfil se
indicaran las características físicas y mecánicas mas preponderantes.
El perfil estratigráfico será la base para la elaboración del modelo geológico -
geotécnico, en el cual se corroborara la información geológica a partir de los
resultados que brinde la exploración y ensayos, logrando así tener un
concepto claro de la estratigrafía del sitio, lo que permitirá plantear en forma
aproximada, las cotas de cimentación, la ubicación de suelos de difícil
comportamiento, ubicación del nivel freático, las profundidades de
empotramiento y demás características que permitan clarificar los criterios de
diseño.
En el Capítulo 3, se plantean las disposiciones sobre la exploración del suelo y
ensayos de laboratorio e in situ.
Paso 3 - Determinación de la propiedades de diseño de los suelos y /o roca
En los Capítulos 3 y 4 se indica cómo se definen las propiedades de diseño.
Paso 4 - Determinación de la profundidad de la cimentación
Para la determinación de la profundidad de cimentación Df, (DELGADO V.,
2005) se deberán considerar los siguientes aspectos:
 La cimentación debe soportarse sobre o dentro de un estrato con
resistencia y compresibilidad apropiadas para soportar las cargas aplicadas.

6-5
 los estratos subyacentes deben tener resistencia y compresibilidad
apropiadas, hasta la profundidad donde el efecto de las cargas sean
significativas.
 Cambios volumétricos.
 Erosión y socavación.
 Estructuras y cimentaciones adyacentes.
 Excavaciones.
 Operaciones constructivas.
 Profundidad del nivel freático.
 Licuación.
Y demás consideraciones de acuerdo con el proyecto vial que se encuentre en
diseño.
Paso 5 - Estimación de las dimensiones de la cimentación B y L
El especialista en geotecnia con base en elementos estructurales y
geotécnicos determina las dimensiones B y L, que le permitan abordar un
diseño, estas dimensiones requieren ser revaluadas una vez se verifiquen las
condiciones de excentricidad de la cimentación.
Paso 6 - Estimación de la capacidad de carga
Se seguirán los lineamientos que sobre la estimación de la capacidad de carga
ultima o admisible en suelos y rocas, se presentan en este Capítulo, basados
en metodologías de varios autores, por lo que el Geotecnista en
consideración a su buen juicio y experiencia elegirá el o los que mejor se
acomoden a las condiciones del diseño.

6-6
En el caso del diseño con el criterio ASD, los diseños deben concluir con la
comprobación que los coeficientes de seguridad resultantes superen los
valores mínimos que se indican en este Manual.
Paso 7 - Determinar los asentamientos
Al igual que en la determinación de la capacidad de carga, se evaluara la
magnitud y los tiempos de los asentamientos totales y diferenciales, de
acuerdo con el tipo de suelo.
Paso 8 - Comparación entre los asentamientos calculados y los
asentamientos tolerables
Si al comparar los asentamientos diferenciales calculados con los
asentamientos diferenciales tolerables, los primeros son menores o iguales a
los segundos, se considera que la capacidad de carga es permisible, puesto
que cumple con los criterios de estabilidad, de lo contrario se requiere
revaluar algún aspecto geométrico, tomar alguna medida de mejoramiento o
incluso cambiar el tipo de cimentación.
Paso 9 - Verificación de la estabilidad global y por deslizamiento
Independiente del la metodología elegida ASD o LRFD, se debe efectuar una
análisis de estabilidad global a las cimentaciones que se encuentren cerca o
sobre un talud, o a cimentaciones de terraplenes sobre suelos blandos, para
lo cual se emplearan métodos de cálculo como los de equilibrio limite, fuera
del alcance de este Manual.
En el caso de cimentaciones superficiales que se vean sometidas a cargas
horizontales como es el caso de las cimentaciones de las estructuras de
contención o las cimentaciones de los estribos de los puentes o cualquier otra
estructura sometida a cargas horizontales, es necesario comprobar la
estabilidad por deslizamiento.
Paso 10 - Comprobación de la subpresión, medidas de drenaje, excavaciones
y protecciones.
Además del análisis de estabilidad referido, se requiere que dentro del diseño
de la cimentación el geotecnista efectúe todos los diseños complementarios y

6-7
verificaciones que se requieran, los cuales deben obligatoriamente formar
parte integral del estudio geotécnico, al igual que las actividades del Paso 11 -
Recomendaciones de medidas constructivas, planos y especificaciones (ver
Figura 6.1).
De todas formas aunque las cimentaciones superficiales se utilicen para
soportar puentes, estructuras de contención, y obras de drenaje, ellas no se
podrán utilizar en los siguientes casos:
 Cuando se vean afectadas por la acción de la socavación.
 En terraplenes.
 Bajo muros de tierra armada.
 En suelos susceptibles de licuación.
6.6. MODOS DE FALLA
El modo de falla por capacidad portante en el suelo corresponde a una falla
por esfuerzo de corte de la masa de suelo que soporta la fundación. Esta
ocurre en una de las siguientes formas.
6.6.1. Corte general
De acuerdo con la Figura 6.2, el corte general se puede describir de la
siguiente manera:
Cuando la cimentación alcanza la capacidad portante ultima, se desarrolla una
condición de flujo plástico en el suelo, La cuña del suelo inmediatamente
debajo de la base de la cimentación (zona I), permanece en estado elástico
presentando un comportamiento activo de Rankine, se desplaza hacia abajo
conjuntamente con la cimentación y empuja lateralmente la zona II, causando
que la zona III o zona pasiva de Rankine, se mueva hacia arriba y desarrolle
una superficie de falla que forma un ángulo de con la horizontal.
Este tipo de falla generalmente es repentina y catastrófica y suele ocurrir a un
lado de la cimentación. Después de la falla se puede observar en ambos lados

6-8
de la cimentación un abultamiento, se presenta en suelos relativamente
incompresibles.
Figura 6.2. Falla por corte general (CODUTO, 2001)
6.6.2. Corte por punzonamiento
Se presenta en forma ligera sin que haya habido evidencia de falla en el suelo,
ya que la falla ocurre inicialmente en la zona de compresión del suelo, que
queda bajo la cimentación. Esta compresión va acompañada por un
movimiento vertical de la cimentación, pudiendo darse en pequeños
incrementos, el suelo por fuera del área cargada no se afecta
significativamente, generalmente ocurre en suelos sueltos o compresibles, en
suelos débiles bajo condiciones de carga drenada.
Figura 6.3. Falla por punzonamiento (CODUTO, 2001)
6.6.3. Corte local
La falla por corte local es la combinación de los dos tipos de falla descritas,
general y por punzonamiento, se caracteriza porque la superficie de falla es
similar a la falla general pero no se extiende hasta la superficie como se indica
en la Figura 6.4 presenta compresión del suelo bajo la cimentación y posible
abultamiento lateral, pero no por rotación repentina e inclinación de la

6-9
fundación, la falla de corte local, puede presentarse en suelos relativamente
más sueltos que en la falla por corte general.
El tipo de falla que se presentará en un suelo depende de sus posibilidades de
compresión de la masa de suelo, no queriendo decir que únicamente
depende del suelo subyacente, sino de la combinación de estratos en la
medida en que se presenten intercalaciones de suelos blandos y densos,
como se observa en la Figura 6.5, en el caso de las arenas.
Figura 6.4. Falla por corte local (CODUTO, 2001)
Figura 6.5. Relación entre el tipo de falla y la densidad relativa del suelo – Zapatas en arena
(CODUTO, 2001)

6-10
6.7. CONDICIONES DE CARGA Y CONCEPTO DE RIGIDEZ
6.7.1. Condición de carga
La capacidad de carga de las zapatas, se debe evaluar utilizando valores
representativos de la resistencia al corte del suelo bajo las condiciones de
carga que se están analizando.
6.7.1.1. Suelos granulares
La capacidad de carga de las zapatas apoyadas en suelos granulares se
debería evaluar tanto para condiciones de carga permanente como para
condiciones de sobrecargas de corta duración utilizando métodos de análisis
con base en esfuerzos efectivos y los valores de resistencia al corte
correspondientes al suelo drenado.
6.7.1.2. Suelos cohesivos
La capacidad de carga de las zapatas apoyadas en suelos cohesivos saturados
se debería evaluar para condiciones de sobrecargas de corta duración
utilizando métodos de análisis con base en esfuerzos totales y los valores de
resistencia al corte del suelo serán no drenada situación denominada de corto
plazo.
Además, la capacidad de carga de las zapatas apoyadas en suelos cohesivos,
los cuales podrían ablandarse y perder resistencia con el paso del tiempo, se
debería evaluar para condiciones de carga permanente utilizando métodos de
análisis con base en esfuerzos efectivos y los valores de resistencia al corte
correspondientes al suelo drenado.
6.7.2. Concepto de rigidez
El Concepto de rigidez relativa suelo – estructura está relacionado con la
distribución de presiones que existe entre la superficie de contacto entre la
cimentación y el suelo, siendo sensible a la rigidez de cada uno de ellos.
La distribución desigual de esfuerzos en el suelo, condición que puede
generar asentamientos diferenciales inadmisibles, se puede polarizar entre las
siguientes opciones:

6-11
Cimentaciones relativamente rígidas, que uniformizan la distribución de
presiones sobre el suelo, suavizando las presiones acentuadas bajo las zonas
más cargadas (ver Figura 6.6a) mientras que en las cimentaciones flexibles la
compensación de las partes más cargadas de la cimentación, es parcial,
presentando un asentamiento mayor que las partes menos cargadas, que
quedarían sobrecompensadas (ver Figura 6.6b).
(a) (b)
Figura 6.6. (a) Cimentación rígida; (b) cimentación flexible
6.8. ESTADO LÍMITE DE RESISTENCIA
Los estados límite fueron considerados en el Capítulo 2 de este Manual; en
este Capítulo los lineamientos ya planteados, se aplicarán a las cimentaciones
superficiales.
Como ya se mencionó en el Capítulo 3, se requiere de un entorno apto para la
aplicación del Método de diseño LRFD, dado que las cargas y la combinación
de cargas deben corresponderse entre el análisis estructural y el análisis
geotécnico de las cimentaciones.
A falta de la implementación del método mencionado a nivel local y con el
ánimo de advertir sobre los métodos de diseño geotécnico que se imponen en
el mundo, en este Capítulo se tomará como referencia la información que
sobre el tema desarrolla ampliamente la AASHTO, por lo que se efectuarán los
planteamientos básicos para que cuando el diseño geotécnico de las
cimentaciones superficiales para estructuras viales se decida efectuar con el
método de diseño LRFD, o cuando se desee verificar un diseño geotécnico
efectuado con el método LRFD, se cuente con la guía que ofrece este Manual.
De todas formas, en caso de diseño, el ingeniero geotecnista debe efectuar la
totalidad del mismo por un solo método (ASD o LRFD).

6-12
Factores de resistencia (Método LRFD)
Los factores de resistencia para las cimentaciones superficiales en el estado
límite de resistencia, se deberán tomar de acuerdo con la Tabla 6.1, a menos
que se encuentren valores más apropiados al proyecto y al entorno y se
justifique su modificación.
6.9. CAPACIDAD DE CARGA
La capacidad de carga es la posibilidad que tiene el suelo para soportar con
seguridad, la presión trasmitida por las estructuras sin que suceda una falla
por corte ni se generen grandes asentamientos.
La capacidad de carga última t, considera que el esfuerzo que se aplica a un
suelo, trasmitido por una cimentación, produce una falla en el suelo a lo largo
del plano crítico de falla.
La capacidad de carga admisible a , es la capacidad de carga última t
dividida por un factor de seguridad FS apropiado, a
t
6.9.1. Factor de Seguridad FS
El proyecto estructural habitualmente se realiza mediante el método de
coeficientes de seguridad parciales, que requieren la utilización de
coeficientes de seguridad que mayoran las cargas y minoran las resistencias.
En el proyecto geotécnico, podría también aplicarse el concepto estructural,
pero en la actualidad no existe experiencia suficiente acerca de los valores de
seguridad parciales que se han de utilizar en cada caso.
En este Manual se especifica un proceso de comprobación de la seguridad
que está basado en el concepto del coeficiente de seguridad único o global,
que encierra en un solo número la imprecisión que ha de considerarse tanto
en las cargas como en las resistencias, en los modelos de cálculo o cualquier
otra causa de incertidumbre.

6-13
Tabla 6.1. Factores de resistencia (AASHTO, 2004)
MÉTODO/SUELO/CONDICIÓN
FACTOR DE
RESISTENCIA
Capacidad de
carga y empuje
pasivo
Arena:
- Procedimiento semi - empírico utilizando datos de ensayos
SPT
0,45
- Procedimiento semi - empírico utilizando datos de ensayos de
penetración CPT
0,55
- Método racional –
Usando estimado a partir de datos de ensayos SPT 0,35
Usando estimado a partir de datos de ensayos CPT 0,45
Arcilla:
- Procedimiento semi - empírico utilizando datos de ensayos de
penetración CPT
0,50
- Método racional –
Usando la resistencia al corte medida en ensayos en
laboratorio
0,60
Usando la resistencia al corte medida en ensayos de veleta in
situ
0,60
Usando la resistencia al corte estimada a partir de datos de
ensayos CPT
0,50
Roca:
- Procedimiento semi-empírico, Carter y Kullhawy (1988) 0,60
Ensayo de placa 0,55
Deslizamiento
Hormigón prefabricado colocado sobre arena
Usando estimado a partir de datos de ensayos SPT
Usando estimado a partir de datos de ensayos CPT
0,90
0,90
Hormigón colocado en obra sobre arena
Usando estimado a partir de datos de ensayos SPT
Usando estimado a partir de datos de ensayos CPT
0,80
0,80
El deslizamiento en arcilla es controlado por la resistencia de la
arcilla, si la resistencia al corte de la arcilla es menor que 0,5 veces
el esfuerzo normal; y es controlado por el esfuerzo normal si la
resistencia al corte de la arcilla es mayor que 0,5 veces el esfuerzo
normal
Arcilla (cuando la resistencia al corte es menor que 0,5 veces el
esfuerzo normal)
Usando la resistencia al corte medida en ensayos de
laboratorio
0,85
Usando la resistencia al corte medida en ensayos in situ 0,85
Usando la resistencia al corte estimada a partir de datos de
ensayos CPT
0,80
Arcilla (cuando la resistencia al corte es mayor que 0,5 veces el
esfuerzo normal)
0,85
Suelo sobre suelo 1,0
Componente de empuje pasivo del suelo de la resistencia al
deslizamiento
0,50
ep
Componente de empuje pasivo del suelo de la resistencia al
deslizamiento
0,50

6-14
Por tanto, en el diseño geotécnico la seguridad será suficiente cuando el
factor de seguridad que resulta supere el valor tolerable.
La selección de un factor de seguridad apropiado, como se mencionó, debe
considerar la frecuencia y probabilidad de aplicación de cargas así como la
combinación de cargas, y las variaciones en los valores de resistencia del
suelo; en la Tabla 6.2 se consignan los valores típicos de los factores de
seguridad globales.
6.9.2. Método de diseño LRFD (Load Resistance Factor Design)
La capacidad de carga en el estado qr, en el estado límite de resistencia es:
r t
[6.1]
Donde: qr: Capacidad de carga en el estado limite.
: Factor de resistencia especificado en la Tabla 6.1.
qult: Capacidad de carga nominal o capacidad de carga última.
6.9.2.1. Capacidad de carga última o nominal qult en suelos
La determinación de qult es común para los dos métodos (ASD y LRFD), por
tanto, para su aplicación en el método de diseño LRFD, se pueden utilizar los
procedimientos teóricos que se describen en el numeral 6.9.3.
Tabla 6.2. Factores de seguridad típicos (USACE, 1992)
ESTRUCTURA FACTOR DE SEGURIDAD
Estructuras de contención 3,0
Excavaciones temporales apuntaladas >2,0
Puentes 3,5
Zapatas 3,0
Losas de cimentación >3,0
Cimentaciones profundas con ensayos de carga 2,0
Pilotes hincados 2,5
Cimentaciones profundas sin ensayos de carga 3,0
Pilotes en suelos estratificados 4,0
Grupo de pilotes 3,0

6-15
6.9.2.2. Capacidad de carga última o nominal qult en rocas
El diseño de cimentaciones superficiales en roca, generalmente está
controlado por el asentamiento, el deslizamiento y el volcamiento, por tanto
la capacidad de carga en roca no es generalmente un factor crítico en el
diseño de la cimentación, sin embargo esto no significa que esta verificación
no se deba hacer.
En particular la AASHTO, en su metodología de diseño LRFD, propone utilizar
el método semiempírico de Carter y Kullhawy (1988), para el cual propone un
valor del factor de resistencia de 0,60 de acuerdo con la Tabla 6.1, método el
cual permite determinar la capacidad de carga ultima o nominal qult, de una
roca fisurada o triturada, mediante la ecuación 6.2.
c cr [6.2]
Donde: J: Factor de corrección.
c: Cohesión de la roca.
Ncr: Factor de capacidad portante.
El factor de corrección J, se obtiene de la Figura 6.7, el cual está en función
tanto del ancho de la cimentación B, como del espaciamiento vertical de las
discontinuidades H.

6-16
Figura 6.7 . Valores del Factor de corrección J (AASHTO, 2004)
El valor del Factor de capacidad portante Ncr, se obtiene de la Figura 6.8,
mediante la relación S/B, siendo S el espaciamiento entre discontinuidades.
El valor de cohesión de la roca se obtiene del ensayo de compresión
inconfinada, obtenida ensayando un testigo de roca intacta.
La calidad de la masa de roca se puede valorar a partir de los métodos RMR o
con el sistema de clasificación de las masas de roca del Instituto Geotécnico
Noruego – NGI, como se indica en el Capítulo 3.

6-17
Figura 6.8 . Valores del Factor de corrección Ncr (AASHTO, 2004)
La capacidad de carga última de una masa de roca varía entre una pequeña
fracción y seis veces la resistencia a la compresión no confinada de los testigos
de roca intacta (AASHTO, 2004).
6.9.3. Método de diseño ASD (Allowable Stresses Design)
6.9.3.1. Capacidad de carga en suelos
Procedimientos teóricos
Los mecanismos de falla que conducen a un estado límite último o de
resistencia fueron mencionados en el Capítulo 2 de este Manual, por tanto se
requiere efectuar las siguientes verificaciones de seguridad de la cimentación:

6-18
6.9.3.1.1. Capacidad de carga ultima qult en suelos
Para la determinación de la capacidad de carga ultima, se seguirá el método
de análisis del equilibrio límite, en el cual se define la forma de la superficie
de falla y la evaluación de los esfuerzos y deformaciones a lo largo de dicha
superficie.
El tema de la capacidad de carga ha sido ampliamente investigado por
diversos autores, generando numerosos métodos de análisis. Desde Terzaghi
(1943), cuya ecuación desarrolló para una cimentación corrida (L/B>10), carga
vertical y falla general, corrigiendo la ecuación para el caso de cimentaciones
de forma cuadrada, circular y rectangular mediante la afectación de los
términos c c y , con factores de forma sc y s , incluyendo la falla por
corte local. Meyerhoff (1963) adiciona a la ecuación de Terzaghi otros
factores para la consideración de los efectos de carga inclinada ii y
profundidad di, introduciendo además la disminución en las dimensiones de la
cimentación al considerar el efecto de las cargas excéntricas; en el caso de
Meyerhof los factores de capacidad de carga son diferentes a los de Terzaghi.
La ecuación de capacidad de carga ultima o nominal de Hansen (1970) es
similar a la de Meyerhof, sin embargo este último no solo modifica el factor
de carga N sino que introduce los factores que consideran la inclinación de la
base de apoyo ri y la proximidad a un talud ti, finalmente la ecuación
desarrollada por Vesic (1973, 1975), basada en hallazgos teóricos y empíricos,
entre las varias alternativas, brinda valores de capacidad de carga más
precisos y se puede aplicar en un amplio rango de cargas y condiciones
geométricas. Vesic mantiene la formula básica de Terzaghi y los factores de
capacidad de carga, forma y profundidad de Hansen a excepción de N , iq, tq,
rq.
La ecuación polinómica 6.3, representa dichas condiciones incluyendo todos
los factores de corrección mencionados:
t c c c ic sc tc rc i s t r i s t r [6.3]

6-19
Donde: qult: Capacidad de carga última.
q: Sobrecarga actuante en la base de la
cimentación = Df.
: Peso Unitario del suelo.
Df: Profundidad de empotramiento considerada hasta
el fondo de la cimentación.
c: Cohesión.
B: Ancho del cimiento (o ancho equivalente del
cimiento).
Nc, Nq, N : Factores de capacidad de carga adimensionales
que dependen de áng o e fricción interna .
di, si, ii, ti, ri: Factores adimensionales para considerar el efecto
de la resistencia al corte local del terreno situado
sobre la base de la cimentación, la forma de la
cimentación, la inclinación de la carga, la
proximidad de la cimentación a un talud y la
inclinación del plano de apoyo. Los subíndices q, c
y indican en cuál de los tres términos de la
ecuación polinómica deben aplicarse.
La capacidad de carga última neta se expresa de la siguiente forma:
t neta t f [6.4]
Los factores de capacidad de carga se pueden obtener mediante cualquiera
de las expresiones analíticas de Terzaghi, Meyerhof, Hansen y Vesic
relacionadas en la Tabla 6.3, o en forma directa en la Tabla 6.4.

6-20
6.9.3.1.2. Factores que afectan la Capacidad de carga
Cada uno de los tres términos de la ecuación polinómica, debe ser afectado
por un factor de corrección, cuyo índice indicara el término al que
corresponde, como se muestra en la Tabla 6.5.
La manera de obtener cada uno de ellos se indica a continuación:
Factores de forma si
La ecuación para el cálculo de la capacidad de carga es aplicable a
cimentaciones corridas donde . Por tanto para cimentaciones con ,
se requiere de un factor de corrección por forma cuyas ecuaciones se
encuentran en la Tabla 6.6.
Tabla 6.3. Ecuaciones de los factores de capacidad de carga (Fuente: Elaboración propia)
Nq Nc N
TERZAGHI
e
tan
cos
c cot
p
cos
tan
MEYERHOF
e tan
tan c cot tan
HANSEN
e tan
tan c cot tan
VESIC
e tan
tan c cot tan

6-21
Tabla 6.4. Valores de los factores de capacidad de carga (USACE, 1992)
φ Nc Nq
N
Meyerhof Hansen Vesic
0 5,14 1,00 0,00 0,00 0,00
2 5,63 1,20 0,01 0,01 0,15
4 6,18 1,43 0,04 0,05 0,34
6 6,81 1,72 0,11 0,11 0,57
8 7,53 2,06 0,21 0,22 0,86
10 8,34 2,47 0,37 0,39 1,22
12 9,28 2,97 0,60 0,63 1,69
14 10,37 3,59 0,92 0,97 2,29
16 11,63 4,34 1,37 1,43 3,06
18 13,10 5,26 2,00 2,08 4,07
20 14,83 6,40 2,87 2,95 5,39
22 16,88 7,82 4,07 4,13 7,13
24 19,32 9,60 5,72 5,75 9,44
26 22,25 11,85 8,00 7,94 12,54
28 25,80 14,72 11,19 10,94 16,72
30 30,14 18,40 15,67 15,07 22,40
32 35,49 23,18 22,02 20,79 30,21
34 42,16 29,44 31,15 28,77 41,06
36 50,59 37,75 44,43 40,05 56,31
38 61,35 48,93 64,07 56,17 78,02
40 75,31 64,19 93,69 79,54 109,41
42 93,71 85,37 139,32 113,95 155,54
44 118,37 115,31 211,41 165,58 224,63
46 152,10 158,50 328,73 244,64 330,33
48 199,26 222,30 526,44 368,88 495,99
50 266,88 319,05 873,84 568,56 762,85

6-22
Tabla 6.5. Factores que afectan la capacidad de carga nominal (Fuente: Elaboración propia)
EFECTO FACTOR
Forma de la cimentación s
Profundidad de la cimentación (Resistencia al corte del suelo
ubicado sobre el plano de apoyo )
d
Inclinación de la carga i
Inclinación del plano de apoyo r
Base de la cimentación en talud t
Para cimentaciones corridas sc= sq = s = 1, por tanto el factor de forma puede
ser omitido.
Tabla 6.6. Factores de corrección por forma (Fuente: Elaboración propia)
AUTOR Sc Sq Sγ
TERZAGHI
sc . corri a
sc . c a ra a
sc . circ ar
c
rectang ar
______
s . corri a
s c a ra a
s circ ar
rectang ar
MEYERHOF sc p
s p
s para
s p para
s para
HANSEN sc
c
s tan s
VESIC sc
c
s tan s
p tan
Factores de profundidad di
Los factores de profundidad se expresan mediante las ecuaciones de la Tabla
6.7.

6-23
Tabla 6.7. Factor de corrección por profundidad (Fuente: Elaboración propia)
AUTOR Dc dq dγ
TERZAGHI ______ ______ _______
MEYERHOF c p
f
p
f
para
para
p
f
para
para
HANSEN c tan sin
VESIC c tan sin
p tan f
para f
, tan- f
para f
Factor de inclinación de la carga ii
El factor de inclinación de carga se aplica en caso de cargas que no actúan
perpendicular a la base de la cimentación, pero si actúan en su centroide.
Las cargas inclinadas se pueden considerar teniendo en cuenta los efectos de
sus componentes axial y cortante, comparando la componente vertical de la
carga inclinada con la capacidad de carga y la componente horizontal con la
resistencia al deslizamiento, en cuyo caso no se consideran los factores de
inclinación, de lo contrario, se deben utilizar las ecuaciones de la Tabla 6.8.
Figura 6.9. Notación de inclinación (BOWLES, 1997)

6-24
Tabla 6.8. Factor de corrección por inclinación de la carga (Fuente: Elaboración propia)
AUTOR ic iq iγ
TERZAGHI ______ ______ _______
MEYERHOF ic i
i - para
i para
HANSEN ic i –
i i
f ca cot
i
f ca cot
,
VESIC ic i
i
i
f ca cot
i
f ca cot
c an o es para e a a c an o es para e a a ,
Donde: θ: Angulo de la resultante R, medido respecto de la
vertical (no se considera el signo).
Af: Área efectiva ’ ’.
ca: Adhesión en la base (0,6 – 1,0 c).
δ: Angulo de inclinación del plano de cimentación con la
horizontal.
Si las cargas actúan perpendicular a la base de la cimentación, el factor de
inc inación “ii” es ig a a se p e e o itir a ig a e c an o
Factor de inclinación del plano de apoyo ri
La mayoría de las cimentaciones se diseñan y construyen con bases
horizontales, sin embargo si la aplicación de la carga presenta un ángulo de
inclinación θ amplio, podría ser mejor inclinar la base de la cimentación con el
mismo ángulo de la carga aplicada.

6-25
Las ecuaciones de los factores de inclinación de la base se encuentran en la
Tabla 6.9 y en la Figura 6.10, se ilustra la notación de ángulos y cargas.
Siempre que sea posible se deben evitar cimentaciones con bases inclinadas,
de lo contrario la capacidad de carga nominal se debe reducir con el factor de
inclinación ri.
Figura 6.10. Notación de inclinación de base y base de la cimentación en talud (todos los
ángulos están en grados) (BOWLES, 1997)
Tabla 6.9. Factor de corrección por inclinación del plano de apoyo (Fuente: Elaboración
propia)
AUTOR rc rq rγ
TERZAGHI ______ ______ _______
MEYERHOF ______ ______ _______
HANSEN rc r e tan
r e tan
VESIC rc
tan
r tan r tan
en ra ianes
Donde: δ: Angulo de inclinación del plano de cimentación con la
horizontal.
β: Pendiente del terreno.
Si el plano de cimentación es horizontal, todos los valores de ri son iguales a 1
por tanto se pueden omitir.

6-26
Factor de base de la cimentación en talud ti
Cimentaciones con su base sobre un talud presentan una menor capacidad de
carga que una cimentación sobre la superficie, en la Figura 6.10 se ilustra la
notación de las ecuaciones de la Tabla 6.10.
Tabla 6.10. Factor de corrección por pendiente del terreno (Fuente: Elaboración propia)
AUTOR tc tq tγ
TERZAGHI ______ ______ _______
MEYERHOF ______ ______ _______
HANSEN tc t tan t tan
VESIC tc i
i
tan
t tan t tan
A nivel de la superficie β = 0, por tanto los factores de pendiente son iguales
a 1 y se pueden ignorar.
Además de las correcciones anteriores se deberá considerar los siguientes
efectos sobre la capacidad de carga última:
Capacidad de carga última de cimentaciones sobre un talud
Cuando las cimentaciones se construyen sobre un talud, como en la Figura
6.11, se puede presentar pérdida de confinamiento lateral, o desplazamiento
lento de la cimentación por presencia de creep en el talud, lo cual conlleva a
la falla por capacidad de carga.
Para analizar la capacidad de carga se puede utilizar la relación teórica que
desarrolló Meyerhof para cimentaciones corridas como se expresa mediante
la ecuación 6.5.
t c c [6.5]
Donde: Ncq y N : Factores de capacidad de carga obtenidos de la
Figura 6.12 y Figura 6.13.

6-27
En el caso de la Figura 6.13, el número de estabilidad Ns se define como:
s
c
[6.6]
Figura 6.11. Cimentación superficial sobre un talud (DAS, 2006)
 Si B<H, utilizar la curva Ns = 0.
 Si B H, utilizar la curva para el número de estabilidad Ns calculado.
Excentricidad
La excentricidad (DAS, 2005) se presenta cuando las cimentaciones
superficiales están sometidas a cargas verticales que no actúan en el centro
de gravedad, produciendo una distribución de presiones no uniforme, como
se muestra en la Figura 6.14a.
Otra condición de excentricidad se produce cuando se aplica a la cimentación
la combinación de cargas con momentos los cuales pueden ser permanentes
o temporales como es el caso de las cargas por sismo o por viento, como en la
Figura 6.14b, produciendo una distribución de presiones no uniforme.
La metodología para el diseño de fundaciones que presentan cargas
excéntricas, transforma la distribución de presiones no uniforme debida a la
carga excéntrica en una distribución de presiones equivalente uniforme sobre
un área efectiva, que es más pequeña que el área de la cimentación original,
de tal forma que la aplicación de la carga excéntrica pase por el centroide del
área efectiva Af’ co o se estra en a Figura 6.14. Este procedimiento

6-28
sugerido por Meyerhof (1953), se denomina como el método del área
efectiva.
La corrección por excentricidad en una dirección se aplica reduciendo el
ancho B o el largo L como se muestra en las ecuaciones 6.7 y 6.8.
Figura 6.12. Factor de capacidad de carga N (DAS, 2006)
e [6.7]
e [6.8]
Donde: eB: Excentricidad en la dirección B, e .
eL: Excentricidad en la dirección L, e .
MB, ML: Momentos en la dirección B y L respectivamente.
V: Componente vertical de las cargas actuantes.
A: Área efectiva ’ x ’.

6-29
Figura 6.13. Factor de capacidad de carga Ncq (DAS, 2006)
(a) (b)
Figura 6.14. (a) Carga excéntrica; (b) Carga y momento (DAS, 2006)

6-30
Figura 6.15. (a) Distribución de presiones no uniforme; (b) Área efectiva (DAS, 2006)
(a) (b)
Figura 6.16. a Co ponentes “x” “ ” e momento M; (b) Equivalencia a una carga
excéntrica (DAS, 2006)

6-31
(a) (b)
(c) (d)
Figura 6.17. (a) Caso І; (b) Caso ІІ; (c) Caso ІІІ; (d) Caso ІV (DAS, 2006)

6-32
Tabla 6.11. Excentricidad en dos direcciones (adaptado de DAS (2006))
CASO
CONDICIÓN DE
EXCENTRICIDAD
A´ (ÁREA EFECTIVA) B’ L’ B1, B2, L1, L2
І
e e o
(se escoge el
mayor)
e
e
ІІ
e
e
o
(se escoge el
mayor)
o
(se escoge el
mayor)
L1 y L2
Ver Figura 6.12
ІІІ
e
e
B1 y B2
Ver Figura 6.13
І
e e B2 y L2
Ver Figura 6.14

6-33
as i ensiones ´ ’ se eben ti izar en as ec aciones e factor e
forma, en el termino , de la ecuación de carga nominal y para la
eter inación e área efectiva e a ci entación ´ ’X ’ as no en las
ecuaciones del factor de profundidad.
Cuando la excentricidad es en las dos direcciones como se aprecia en la Figura
6.16, se debe aplicar la metodología que ofrece la literatura científica, la cual
se sintetiza en la Tabla 6.11 y se aprecia en la Figura 6.17.
En e caso ІІ as i ensiones 1 Y L2, se obtienen de la Figura 6.18.
Figura 6.18. Valores de L1 y L2 para el caso ІІ (DAS, 2006)
En el caso ІІІ, las dimensiones B1 y B2 se obtienen en la Figura 6.19.

6-34
Figura 6.19. Valores de B1 y B2 para e caso ІІІ (DAS, 2006)
En el caso І , las dimensiones B2 y L2 se obtienen en la Figura 6.20.
Figura 6.20. a ores e para e caso І (DAS, 2006)
Con as i ensiones ancho efectivo ’ argo efectivo ’ se eter inan os
valores de los factores de forma si y como se mencionó anteriormente en el

6-35
tercer término de la ecuación de capacidad de carga nominal. Estos valores de
’ ’ no se eben ti izar para ca c ar os factores e prof n i a di.
Capacidad de carga nominal en suelos estratificados
Si el perfil estratigráfico contiene un segundo estrato de suelo cuyas
propiedades diferentes afectan la resistencia al corte a una distancia debajo
de la zapata menor que HCRIT, en tales casos, la superficie de falla puede
extenderse a través de dos o más estratos, por lo que la capacidad de carga
del sistema de suelos se deberá determinar usando los requisitos indicados en
el presente documento. Si la distancia debajo de la zapata es igual o superior
a HCRIT, la superficie de falla estará completamente localizada en el estrato
superior del suelo. La distancia HCRIT se puede tomar como se indica en la
ecuación 6.9:
C
n
[6.9]
Donde: q1: Capacidad de carga última de una zapata apoyada
en el estrato superior de un sistema de dos capas,
suponiendo que el estrato superior es
infinitamente grueso.
q2: Capacidad de carga última de una zapata ficticia
que tiene el mismo tamaño y geometría que la
zapata real pero que está apoyada en la superficie
del segundo estrato (estrato inferior) de un
sistema de dos capas.
B: Ancho de la zapata.
L: Longitud de la zapata.
Cuando la distancia bajo la cimentación es menor que HCRIT, se consideran los
siguientes casos:

6-36
Caso 1 - Cimentación sobre estratos con c y φ
Estrato superior más fuerte que el estrato subyacente (ci , i > i-1, ci-1)
Figura 6.21 Capacidad de carga en suelos estratificados H>Hcrit (DAS, 2006)
De acuerdo con la Figura 6.21, para una cimentación corrida la capacidad de
carga nominal se determina mediante la ecuación 6.10 así:
t b
ca f stg
t
[6.10]
En el caso de cimentaciones rectangulares se aplica la ecuación 6.11.
t b
ca f stg
t
[6.11]
Para los dos tipos de cimentación las ecuaciones 6.12 y 6.13 son aplicables.
b c C sc f s s [6.12]
t c C sc f s s [6.13]

6-37
Donde: qb: Capacidad de carga nominal en el estrato
inferior del suelo.
B, L: Ancho de la cimentación, largo de la
cimentación.
ca: Adhesión (Figura 6.23).
H: Profundidad tomada desde la base de la
cimentación hasta el nivel superior del
estrato subyacente.
1 2: Pesos unitarios de los estratos 1 y 2
respectivamente.
D: Profundidad de la cimentación.
1: Ángulo de fricción del estrato 1.
Nci, Nqi, N i: Factores de capacidad de carga para el
estrato i.
sci, sqi, s i: Factores de forma con respecto al estrato i.
Ks: Coeficiente de corte por punzonamiento
(ver Figura 6.22), para:
c C
c C
Caso 2 - El estrato superior de arena fuerte sobreyaciendo una arcilla suave
saturada (φ2 = 0).
Se puede utilizar la ecuación 6.14.

6-38
c
f stg
f f s s
[6.14]
Donde: Ks: Coeficiente de corte por punzonamiento (ver
Figura 6.21), para:
c
Caso 3 - El estrato superior de arena fuerte sobreyaciendo una arena débil
(c1 = c2 = 0).
f s s
f stg
t
[6.15]
Donde:
t f s s [6.16]
Ks: Coeficiente de corte por punzonamiento (ver
Figura 6.21), para:
Caso 4 - El estrato superior es de arcilla saturada fuerte (φ1 = 0),
sobreyaciendo una arcilla saturada débil (φ2 = 0), se puede utilizar la
ecuación 6.17.
c
ca
f t
[6.17]

6-39
Donde:
t c f [6.18]
c
c
6.9.3.1.3. Influencia del agua
La presencia del nivel freático afecta la ecuación 6.3, dependiendo de su
ubicación respecto del nivel de desplante de la cimentación (Figura 6.24). Se
consideran los siguientes casos:
Figura 6.22. Coeficiente Ks de corte por punzonamiento, según Meyerhof y Hanna

6-40
Figura 6.23. Determinación de la Adhesión ca, según Meyerhof y Hanna
Figura 6.24. Influencia del nivel freático en la capacidad de carga nominal (Fuente:
Elaboración propia)
Caso 1 - Dw = Df
En este caso el nivel freático se encuentra en la base de la cimentación, por
tanto el suelo por encima del nivel de desplante de la cimentación se
encuentra con su humedad natural, mientras que el suelo que se encuentra
por debajo de la cimentación esta en condición sumergida. Por tanto el peso
unitario en el tercer término de la ecuación 6.3 (Nγ se to ará s ergi o ’
- w y el peso unitario en el segundo término de la ecuación 6.3 (Nq), se
tomará como el peso unitario total. La ecuación de capacidad de carga
nominal quedaría:

6-41
t c c c ic sc tc rc h f i s t r i s t r [6.19]
Caso 2 - Dw = 0
En este caso el nivel freático se encuentra en la superficie del terreno, por lo
que el peso unitario en los dos términos de la ecuación 6.3 (Nq , N ) se
considera sumergido y la ecuación de la capacidad de carga nominal será:
t c c c ic sc tc rc f i s t r i s t r [6.20]
Caso 3 - Dw = Df + B
En este caso el nivel freático se encuentra a una distancia B bajo la base de la
cimentación Df, luego el peso unitario en los dos términos de la ecuación 6.3
(Nq, N ) es el peso unitario total. La ecuación de capacidad de carga nominal
quedaría:
Caso 4 – Caso intermedio 0 > Dw > Df
En este caso el nivel freático se encuentra entre la superficie del terreno y la
base de la cimentación, por lo que el suelo que se encuentra por encima del
nivel freático se encuentra con su humedad natural, mientras que el suelo
que se encuentra por debajo del nivel freático esta en condición sumergida.
Por tanto el peso unitario en el tercer término de la ecuación 6.3 (N ) se
to ara s ergi o ’ - w y el peso unitario en el segundo término de la
ecuación 6.3 (Nq), se tomara como el peso unitario total por encima del nivel
freático y sumergido por debajo del nivel freático. La ecuación de capacidad
de carga nominal quedaría:
t c c c ic sc tc rc i s t r i s t r [6.22]
Donde: h f- ;
Dw: Profundidad en la que se encuentra el nivel freático.

6-42
Caso 5 - Df > Dw > (Df + B)
En este caso el nivel freático se encuentra por debajo de la base de la
cimentación, por tanto el suelo por encima del nivel de desplante de la
cimentación se encuentra con su humedad natural, mientras que el suelo que
se encuentra por debajo del nivel freático esta en condición sumergida. Por
tanto el peso unitario en el tercer término de la ecuación 6.3 (N ) se tomará
como un peso unitario promedio y el peso unitario en el segundo término
de la ecuación 6.3 (Nq), se tomará como el peso unitario total. La ecuación de
capacidad de carga nominal quedaría entonces:
Donde:
- f
-
Cuando el agua se encuentre en condición de flujo, bajo un gradiente
hidráulico, el peso unitario del suelo se toma de acuerdo con la ecuación 6.24.
i [6.24]
Donde: i: Gradiente hidráulico.
6.9.3.1.4. Consideraciones adicionales sobre los factores de corrección de la
capacidad de carga
La AASHTO (2002), recomienda calcular los factores de forma si, utilizando las
i ensiones efectivas e a ci entación ’ ’ sin e bargo as referencias
bibliográficas originales (Vesic, 1975) no especifican dicha recomendación.
Como la mayoría de las veces el Ingeniero Geotecnista no conoce las cargas
que producen excentricidad, se recomienda que se utilicen las dimensiones
completas para calcular los factores de forma de acuerdo con las ecuaciones
dadas en la Tabla 6.6.

6-43
Bowles (1996) recomendó que los factores de forma si e inclinación ii, no
fueran utilizados simultáneamente, puesto que el efecto de las cargas
inclinadas puede ser considerado en el análisis de la excentricidad.
Ejemplo de aplicación
Determinar la capacidad de carga última y admisible utilizando los métodos
de diseño ASD y LRFD de una zapata rectangular de 3.0 m de ancho B y 6.0 m
de largo L, a una profundidad de desplante Df de 2.0 m. y una profundidad del
nivel freático de 1.0 m a partir de la superficie del suelo. Los valores de
resistencia obtenidos fueron cu = 67 kN/m2
, peso unitario bajo el nivel freático
18 kN/m3
peso nitario arriba e nive freático k / 3
, para los
siguientes casos, utilizando los métodos de Meyerhoff y Vesic:
a) Carga vertica en s perficie horizonta .
b) Carga inclinada con carga vertical V= 45 kN y carga horizontal H = 9 kN, en
superficie horizonta con c .
c) Carga vertica base inc ina a con n áng o e inc inación en ta
con áng o e inc inación carga vertica k B= 7 kN*m,
ML k * c .
---------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
a) Carga vertical en superficie horizontal
Para determinar la capacidad de carga última se utiliza la ecuación 6.3
t c c c ic sc tc rc i s t r i s t r
Método de Meyerhoff
El factor de corrección ii no se considera por no haber cargas inclinadas, los
factores ti y ri de superficie inclinada y cimentación sobre talud no se
consideran en el método de Meyerhoff.

6-44
 Factores de capacidad de carga:
Para e a Tabla 6.4 se obtiene c
Factores de corrección:
 Forma sc p tan
s para
 Profundidad c p
f
tan
para
 Sobrecarga * - k /
 Capacidad de carga última:
t * * * * * * k /
 Capacidad de carga admisible:
Metodo ASD: De la Tabla 6.2, el FS = 3
adm=
, 0
=1 1,1 m2
Metodo LRFD: Capacidad de carga en el estado límite de resistencia. De la
Tabla 6.1 el factor de resistencia en arcilla para resistencia al corte medida
en ensayos de laboratorio es 0,60.
r= φ ult = 0, 0 , 0 = 2 2,0 m2
Método de Vesic
Para e a Tabla 6.4 se obtiene c
 Forma sc
c
*
s tan tan

6-45
 Profundidad: c
tan - sin
 Capacidad de carga
t * * * * * * k /
Método ASD: de la Tabla 6.2 el FS=3
adm=
0 ,2
=1 , m2
Método LRFD: Capacidad de carga en el estado limite de resistencia. De la
r=φ ult= 0, 0 0 ,2 = 01, m2
b) Carga inclinada en superficie horizontal
Método de Meyerhoff
Los factores de corrección ti y ri no se consideran por no haber superficie
inclinada, ni cimentación sobre talud.
 Factores de capacidad de carga: No se considera Nc.
Para e a Tabla 6.4 se obtiene
Factores de corrección: No se consideran los factores que corresponden al
término de cohesión.
 Forma s s p tan
 Profundidad p
f
tan
 Determinación del ángulo de la resultante R, medido respecto de la
vertical:

6-46
k
cos
 Inclinación de la carga i - -
i
 Capacidad de carga ultima
t * * * * * * *
* * k /
 Capacidad de carga admisible
Método ASD: de la Tabla 6.2 el FS = 3
adm=
1, 1
=21 ,2 m2
r= φ ult= 0, 0 1, 1 = 1,0 m2
Método de Vesic
 Factores de capacidad de carga: No se considera Nc.
Factores de corrección: No se consideran los factores que corresponden al
término de cohesión.
 Forma s tan tan
s
 Profundidad tan - sin

6-47
tan sin
c an o es para e a a
i
fca cot
i
fca cot
 Capacidad de carga ultima
t * * * * *
* * * * k /
Método ASD: de la Tabla 6.2 el FS = 3
adm=
,
=22 , m2
r= φ ult= 0, 0 , = 1 ,0 m2
c) Carga vertical excéntrica sobre base inclinada en talud
 Excentricidad

6-48
e
e
e
e
De acuerdo con la Tabla 6.11, las anteriores relaciones cumplen con los
casos II, III y IV. Cada uno de los casos arroja valores de B´ y L´ similares e
iguales a:
B´= 2,63 m y L´=L=6 m
Método de Meyerhof
El factor de corrección ii no se considera por no haber cargas inclinadas, los
factores ti y ri de superficie inclinada y cimentación sobre talud no se
consideran en el método de Meyerhof.
 Forma: s s p tan
 Profundidad: p
f
tan
 Profundidad promedio: f
 Profundidad del lado derecho desde la base = sin
 Profundidad del lado derecho desde la superficie = sin
 Se tomará como profundidad promedio del agua 1,13 m.
 Sobrecarga: * - k /
 Capacidad de carga última
t * * * * * *

6-49
* k /
Metodo ASD: de la Tabla 6.2 el FS=3
adm=
,
=1 , m2
Metodo LRFD: Capacidad de carga en el estado límite de resistencia. De la
r= φ ult= 0, 0 , = 2 , 1 m2
Método de Vesic
 Forma: s ta n tan
s
 Profundidad: tan - sin
tan - sin
 Plano inclinado: r r - tan
r r - * tan
 Talud del terreno: t t - tan - tan
 Sobrecarga: * - k /
 Capacidad de carga
t * * * * *

6-50
* * * * * k /
Método ASD: de la Tabla 6.2 el FS=3
adm=
11, 0
=10 , m2
r= φ ult= 0, 0 11, 0 = 1 ,0 m2
Procedimientos semiempíricos en suelos
La capacidad de carga nominal de los suelos de fundación, se puede
determinar a partir de los resultados de los ensayos in situ tales como SPT,
CPT, ensayos presiométricos y ensayos de carga, entre otros.
Para el método de diseño que se viene siguiendo LRFD, se requiere evaluar la
capacidad de carga nominal o capacidad de carga ultima a partir de los
resultados de los ensayos mencionados, considerando que la mayoría de
ecuaciones fueron desarrolladas para determinar la capacidad de carga
admisible, se seguirá entonces el método de la AASHTO, cuyas ecuaciones
permite determinar la capacidad de carga nominal.
6.9.3.1.5. Ensayo Normal de penetración SPT
Debido a la dificultad de obtener muestras de arena no alteradas, la mejor
manera de estimar la capacidad de carga nominal de las zapatas en arena
consiste en utilizar procedimientos semiempíricos.
La capacidad de carga nominal en arena, en MPa, determinada con base en
los resultados de ensayos SPT se puede calcular con la ecuación 6.25,
modificada de acuerdo con Meyerhof (1956).
t . corr C C
f
ri [6.25]

6-51
Donde: corr: Valor promedio del número de golpes corregido
del SPT dentro del rango de profundidad
comprendido entre la base de la zapata y 1,5B
debajo de la zapata.
B: Ancho de la zapata.
Cw1, Cw2: Factores de corrección que consideran el efecto del
agua subterránea, como se especifica en la Tabla
6.12 (adimensional).
Df: Profundidad empotrada de la zapata considerada
hasta el fondo de la zapata (mm).
ri: Factor de reducción que considera el efecto de la
inclinación de la carga, especificado en la Tabla 6.9
(adimensional).
Tabla 6.12. Coeficientes Cw1 y Cw2 para diferentes profundidades del nivel freático (AASHTO,
2004)
Dw CW1 CW2
0,0 0,5 0,5
Df 0,5 1,0
>1,5B+Df 1,0 1,0
Para posiciones intermedias del nivel freático los valores de Cw1 y Cw2 se
pueden determinar interpolando entre los valores especificados en la Tabla
6.12.
6.9.3.1.6. Ensayo de Penetración de Cono CPT
La capacidad de carga nominal de la cimentación superficial en arenas y
gravas se puede determinar mediante la ecuación 6.26.
t . x c C C
f
ri [6.26]

6-52
Donde: qc: Resistencia promedio a la penetración del cono a
una profundidad B debajo del fondo de la zapata
(MPa).
B: Ancho de la zapata, en milímetros (mm).
el fondo de la zapata, en milímetros (mm).
ri: Factor de corrección que considera la inclinación
de la carga, según se especifica en la Tabla 6.9
(adimensional);
Cw1, Cw2: Factores de corrección que consideran el efecto
del agua subterránea, como se especifica en la
Tabla 6.12 (adimensional).
6.9.3.1.7. Ensayo presiométrico
La capacidad de carga nominal de los suelos de fundación, en MPa,
determinada con base en resultados de ensayos presiométricos, se plantea en
la ecuación 6.27 así:
t r k P P ri [6.27]
Donde: ro: Presión vertical total inicial en el nivel de fundación (MPa).
k: Coeficiente de capacidad de carga empírico de la Figura
6.25 (adimensional) y Tabla 6.13.
PL: Valor promedio de las presiones límite obtenidas a partir
de ensayos presiométricos realizados en una profundidad
comprendida entre 1,5B por debajo y 1,5B por encima del
nivel de fundación (MPa).
Po: Presión horizontal total a la profundidad a la cual se
realiza en ensayo presiométrico (MPa).

6-53
ri: Factor de corrección que considera la inclinación de la
carga, según se especifica en la Tabla 6.8.
Figura 6.25. Valores del coeficiente de capacidad empírico k (AASHTO, 2004)
Tabla 6.13. Valores del coeficiente de capacidad empírico k (AASHTO, 2004)
TIPO DE SUELO
CONSISTENCIA O
DENSIDAD
PL – P0
(MPa)
CLASE
Arcilla
Blanda a muy firme <1,1 1
Rígida 0,77 – 3,8 2
Arena y grava
Suelta 0,38 – 0,77 2
Muy suelta 2,9 – 5,8 4
Limo
Suelto a medianamente denso <0,67 1
Denso 1,1 – 2,9 2
Roca
Muy baja resistencia 0,96 – 2,9 2
Baja resistencia 2,9 – 5,8 3
Resistencia media a elevada 5,9 – 9,6 + 4

6-54
6.9.3.2. Capacidad de carga qult en rocas
Los métodos de diseño en roca, pueden generalmente ser clasificados como
métodos racionales basados en métodos semiempíricos, en teorías de
capacidad de carga y en ensayos in situ.
Procedimientos teóricos
Las fallas por capacidad portante de estructuras cimentadas en roca
dependen del espaciamiento de las diaclasas con respecto al ancho de la
cimentación, de la orientación de las diaclasas, de la condición de las
diaclasas (cerradas o abiertas) y del tipo de roca, por tanto los tipos de
falla en una roca dependen de la condición de la masa rocosa.
Antes de abordar un método teórico, se debe considerar las condiciones
del medio rocoso, tal es el caso de rocas de muy baja resistencia a la
compresión simple ( Pa ver Tabla 6.14), o fuertemente diaclasada
(RQD < 25 ver Tabla 6.15) o que este bastante o muy meteorizada (grado
de meteorización >4 ver Tabla 6.16), donde se permite tratar el medio
rocoso como una masa de suelo equivalente y en ese caso, se recurrirá a
los procedimientos de verificación de capacidad de carga para suelos. Sin
embargo los métodos de análisis permiten aplicar las teorías a medios
rocosos fracturados o diaclasados, en menor grado, por tanto las
formulaciones para determinar la capacidad de carga tiene en cuenta
además de la resistencia de la compresión simple de las rocas sanas
además de otros factores importantes que definen al macizo rocoso como
son; el espaciamiento de las discontinuidades, la apertura de las mismas y
las dimensiones de la cimentación.
Existen varios métodos analíticos para estimar la capacidad de carga
última; tal es el caso de los elementos finitos y los métodos de equilibrio
límite, en esta sección se desarrollará el método de equilibrio límite, para
la determinación de la capacidad de carga de acuerdo con el tipo de falla
de la roca.
6.9.3.2.1. Corte general
La capacidad de carga ultima para una falla general por corte como se aprecia
en la Figura 6.26, puede ser estimada utilizando la expresión de Buisman –

6-55
Terzaghi (1943), definida en la ecuación 6.28, la cual es válida para
cimentaciones continuas, con una relación largo L /ancho B mayor de diez.
Tabla 6.14. Clasificación de la roca matriz en función de qu (adaptada de Bieniawsky, 1973)
ENSAYO DE RESISTENCIA
APROXIMADO
CALIFICACIÓN DE LA
RESISTENCIA A
COMPRESIÓN SIMPLE
VALOR
ESTIMADO
qu (MPa)
Se puede rallar con la uña Especialmente débil <1
Se rompe con golpes de martillo
moderados
Se puede rayar con la navaja
Muy baja 1 a 5
Se raya difícilmente con la navaja Baja 5 a 25
No puede rayarse con la navaja
Se puede romper con un golpe de
martillo
Media 25 a 50
Se requieren varios golpes de martillo
para romperla
Alta 50 a 100
Difícil de romper con el martillo de
geólogo
Muy alta 100 a 250
Con el martillo de geólogo solo se
pueden producir algunas esquirlas
Extremadamente alta >250
Tabla 6.15. Clasificación de la roca matriz según RQD (Deere & Deere, 1989)
CLASIFICACIÓN VALOR DE RQD (%)
Muy mala calidad <25
Mala calidad 25-50
Mediana calidad 50-75
Buena calidad 75-90
Excelente 90-100
t c c f [6.28]
Donde: qult: Capacidad de carga última.
: Peso unitario del suelo.

6-56
B: Ancho de la cimentación o ancho equivalente.
Df: Profundidad de empotramiento considerada hasta el
fondo de la cimentación.
c: Cohesión.
Tabla 6.16. Grado de meteorización de las rocas (ISRM, 1981)
GRADO DENOMINACIÓN CRITERIO DE RECONOCIMIENTO
I Roca sana o fresca
La roca no presenta signos visibles de
meteorización, pueden existir ligeras
pérdidas de color o pequeñas manchas de
óxidos en los planos de discontinuidad
II
Roca ligeramente
meteorizada
La roca y los planos de discontinuidad
presentan signos de decoloración, la roca
puede estar decolorada en la pared de las
juntas pero no es notorio que la pared sea
más débil que la roca sana
III
Roca moderadamente
meteorizada
La roca esta decolorada en la pared. La
meteorización empieza a penetrar hacia el
interior de la roca desde las
discontinuidades. El material es
notablemente más débil en la pared que en
la roca sana. Material débil < 50% del total
IV
Roca meteorizada o muy
meteorizada
Más de la mitad del material está
descompuesto a suelo. Aparece roca asna o
ligeramente meteorizada de forma
discontinua
V
Roca completamente
meteorizada
Todo el material está descompuesto a un
suelo. La estructura original de la roca se
mantiene intacta
VI Suelo residual
La roca está totalmente descompuesta en
un suelo y no puede reconocerse ni la
textura ni la estructura original. El material
per anece “in sit ” existe n ca bio e
volumen importante
ISRM: Sociedad Internacional de Mecánica de Rocas
Donde: Nc, Nq, Nγ: Factores de capacidad de carga adimensionales
que epen en e áng o e fricción interna .
(ver ecuaciones 6.29, 6.30 y 6.31).

6-57
c tan tan [6.29]
tan [6.30]
tan tan [6.31]
(a) (b)
Figura 6.26. Falla general por corte en roca intacta a lo largo de una superficie de falla bien
definida, (a) en roca intacta con espaciamiento entre diaclasas S>>B; (b) Falla general por
corte en roca con diaclasas verticales S<B (USACE, 1992)
6.9.3.2.2. Corte general sin cohesión
En caso que la falla de corte se desarrolle a lo largo de planos de
discontinuidades o a través de masas de roca muy fracturada, como en la
figura 6.26, la cohesión no aporta resistencia a la falla. En ese caso la
capacidad de carga se puede evaluar utilizando la ecuación 6.32.
(a) (b)
Figura 6.27. (a) Falla general por corte en roca diaclasada con falla potencial a lo largo de las
diaclasas; (b) Falla general por corte en roca fracturada con superficie de falla irregular.
(USACE, 1992)

6-58
t f [6.32]
Todos los términos fueron previamente definidos.
6.9.3.2.3. Corte local
En este caso la superficie de falla comienza a desarrollarse, pero no se
propaga hasta la superficie, como se ilustra en la Figura 6.28, Al respecto la
profundidad de empotramiento tiene una mínima contribución a la
estabilidad por capacidad de carga.
La expresión aplicable para determinar la capacidad de carga ultima para una
falla por corte local, se puede escribir según la ecuación 6.33.
t c c [6.33]
Todos los términos fueron previamente definidos.
Figura 6.28. Falla local por corte en roca intacta frágil (USACE, 1992)
Factores de corrección
Las ecuaciones 6.28, 6.32 y 6.33, aplican a cimentaciones continuas con una
relación . La Tabla 6.17 presenta los factores de corrección para
cimentaciones circulares, cuadradas y rectangulares con .
La capacidad de carga última debe ser afectada por el valor correspondiente.

6-59
Los factores de corrección para cimentaciones rectangulares con relación L/B,
diferentes a las que brinda la tabla, se pueden estimar por interpolación
lineal.
6.9.3.2.4. Falla por compresión
La Figura 6.29 ilustra el caso de roca intacta diaclasada verticalmente
formando columnas; el modo de falla es similar al de la falla de compresión
inconfinada.
Tabla 6.17. Factor de corrección (Sower, 1979)
FORMA DE LA
FUNDACIÓN
Cc (corrección
para Nc)
Cγ (corrección
para N )
Circular 1,2 0,70
Cuadrada 1,25 0,85
Rectangular
1,12 0,90
1,05 0,95
1,00 1,0
Figura 6.29 . Falla por compresión en roca diaclasada verticalmente (USACE, 1992)
La capacidad portante última se puede estimar con la ecuación 6.34.
t c tan [6.34]

6-60
Todos los términos fueron previamente definidos
6.9.3.2.5. Falla por división de la roca
Para discontinuidades con espacios amplios y orientados verticalmente, la
falla generalmente comienza dividiéndose bajo la cimentación, como se
ilustra en la Figura 6.30. En esos casos Bishnoi (1968) sugiere la solución
planteada en la ecuación 6.35, para la estimación de la capacidad portante
última.
Figura 6.30. Falla por corte general que comienza por divisiones en la roca (USACE, 1992)
Para fundaciones circulares
t c cr [6.35]
Para cimentaciones cuadradas
t c cr [6.36]
Para cimentaciones continuas con
L
B
2
t
c cr
[6.37]
Donde: J: Factor de corrección que depende del espesor de la roca
y del ancho de la fundación.
L: Largo del cimiento.
El factor de capacidad de carga esta dado por la ecuación 6.38.

6-61
cr
tan
tan
cot
tan
tan cot tan
[6.38]
Los otros términos fueron previamente definidos.
La solución grafica para determinar el factor de corrección J y el factor de
capacidad de carga Ncr, se ilustra en la Figura 6.31 y en la Figura 6.32.
Figura 6.31. Factor de corrección J (USACE, 1992)
os va ores e resistencia c p e en ser eter ina os con base en
criterios de falla semi empíricos, como el criterio modificado de Hoek &
Brown, (1992).
Además de los procedimientos teóricos ya indicados, se puede mencionar el
propuesto por el Código Colombiano de Diseño Sísmico de Puentes CCDSP, en
su numeral A.6.4.8.1.2, el cual permite determinar la capacidad de carga en
rocas fracturadas o diaclasadas, considerando la condición y el espaciamiento
de las juntas, zonas de falla y otras discontinuidades, basado en la teoría de
Hoek & Brown (1980), el cual se expone en la ecuación 6.39.

6-62
t sCo [6.39]
Donde: Nms: Coeficiente adimensional que depende del tipo de roca,
de su grado de alteración y del espaciamiento de las
juntas (ver tabla en el CCDSP).
Co: Resistencia a la compresión simple de la roca sana (ver
tabla en el CCDSP).
Figura 6.32. Factor de capacidad de carga Ncr (USACE, 1992)
6.9.3.2.6. Método de diseño basado en RQD
Dentro de los métodos semi - empíricos, la propuesta de Peck et al (1974),
presenta una correlación entre la capacidad de carga admisible y el valor de
RQD – Rock Quality Design como se muestra en la Figura 6.33, para una masa
de roca con discontinuidades que tengan una apertura máxima de una
fracción de pulgada y un asentamiento menor que la mitad de una pulgada.

6-63
En el método de diseño basado en el RQD, la validez de los resultados
depende de la orientación que se dé a las perforaciones en relación con las
discontinuidades dominantes, este método no considera el material de
relleno dentro de la discontinuidad como tampoco su espaciamiento.
Figura 6.33. Capacidad de carga admisible en rocas discontinuas (Peck et al, 1974)
Notas
1. Si qa>σc (resistencia a la compresión uniaxial de la roca), use σc en lugar de
qa.
2. Si el RQD es bastante uniforme, utilice el promedio de RQD que
corresponde a una profundidad db=B, donde db es la profundidad bajo la
base de la cimentación y B es el ancho de la cimentación.
3. Si el valor de RQD en una profundidad db = 0,25XB es bajo, utilice el menor
valor de RQD.
Adicionalmente se puede consultar la Figura 6.18, la cual sugiere valores de
capacidad de carga admisible en función del valor del RQD.
(MPa)

6-64
6.9.3.2.7. Método basado en RMR
Varios son los autores que proponen utilizar el método RMR - Rock Mass
Rating (Bieniawski, 1974), el cual permite clasificar las rocas para fines de
ingeniería, considerando con cierto detalle las características de las
discontinuidades y las propiedades del material de relleno.
Tabla 6.18. Valores sugeridos de capacidad de carga admisible (Peck et al, 1974)
RQD (%) ROCK MASS QUALITY
ALLOWABLE PRESSURE
Ksf (MPa)
100 Excelente 600 (29)
90 Buena 400 (19)
75 Media 240 (12)
50 Pobre 130 (6)
25 Muy pobre 60 (3)
0 Suelo 20 (1)
La Tabla 6.19 contiene el valor o puntaje asignado a cada uno de los
parámetros del sistema de clasificación RMR (basado en Bieniawski, 1989).
La Tabla 6.20 contiene la capacidad de carga admisible, basada en los
puntajes obtenidos en la Tabla 6.19.
6.9.3.2.8. Método basado en el Manual de Ingeniería de Fundaciones de
Canadá
Como alternativa de los métodos semi empíricos para evaluar la capacidad de
carga admisible de cimentaciones fundadas en roca, se presenta el método
basado en el Manual de Ingeniería de fundaciones de Canadá (CGS, 1992),
este método estima capacidad de carga admisible como el producto entre la
resistencia a la compresión inconfinada promedio por un factor de
modificación que considera el espaciamiento y apertura de las
discontinuidades en la masa de roca, el ancho de la cimentación y el efecto de
la profundidad de empotramiento (Landanyi & Roy, 1971), de acuerdo con la
ecuación 6.40.

6-65
Tabla 6.19. Puntaje asignado a cada parámetro del sistema de clasificación RMR (Bieniawski,
1989)
PARÁMETROS DE CLASIFICACIÓN
1
Resistencia de
la matriz
rocosa (MPa)
Ensayo de
carga
puntual
>10 10 - 4 4 - 2 2 - 1
Compresión simple
(MPa)
Compresión
si p e σ’c
>250 250 - 100 100 - 50 50 - 25 25-5 5-1 <1
Puntuación 15 12 7 4 2 1 0
2
RQD
90%-
100%
75%-90% 50%-75% 25%-50% <25%
Puntuación 20 17 13 6 3
3
Separación entre diaclasas >2 m 0,6 – 2 m 0,2-0,6 m 0,06-0,2 m <0,06 m
4
Estado de las
discontinuidade
s
Longitud de la
discontinuidad
<1 m 1-3 m 3-10 m 10-20 m >20 m
Abertura Nada <0,1 mm 0,1-1,0 mm 1-5 mm >5 mm
Rugosidad
Muy
rugosa
Rugosa
Ligerament
e rugosa
Ondulada Suave
Relleno
Ningun
o
Relleno
duro <5mm
Relleno
duro>5mm
Relleno
blando <5mm
Relleno blando
>5mm
Alteración
Inaltera
da
Ligeramente
alterada
Moderada
mente
alterada
Muy alterada Descompuesta
5
Agua freática
Caudal por 10
m de túnel
Nulo <10 Lt/min
10-25
Lt/min
25-125 Lt/min >125 Lt/min
Relación:
Presión de
agua/Esfuerzo
principal
mayor
0 0-0,1 0,1-0,2 0,2-0,5 >0,5
Estado
general
Seco
Ligeramente
húmedo
Húmedo Goteando Agua fluyendo
CORRECCIÓN POR LA ORIENTACIÓN DE LAS DISCONTINUIDADES
Dirección y buzamiento
Muy
favorabl
es
Favorables Medias Desfavorables Muy desfavorables
Puntuación
Túneles 0 -2 -5 -10 -12
Cimentaciones 0 -2 -7 -15 -25
Taludes 0 -5 -25 -50 -60

6-66
Tabla 6.20. Capacidad de carga admisible basada en el puntaje asignado a cada parámetro
del sistema de clasificación RMR (Bieniawski, 1989)
PARÁMETRO
PUNTAJE RMR
<40 50 70 88
Capacidad de carga admisible qadm (kPa) 3,000 5,000 10,000 14,500
Si la capacidad de carga admisible qadm determinada con el método RMR es mayor
que σ’c, utilice qadm = σ’c
a sp [6.40]
Donde: qadm: Capacidad de carga admisible.
Ksp: Coeficiente empírico el cual incluye un factor de
seguridad de 3 y un rango entre 0,1 y 0,4 (ver
ecuación 6.41 y Figura 6.34 y Tabla 6.21).
qu: Resistencia a la compresión inconfinada promedio
de un núcleo de roca.
d: Factor de profundidad (ver ecuación 6.42).
sp
c
a
c
[6.41]
Donde: cd: Espaciamiento entre discontinuidades.
B: Ancho de la cimentación.
ad: Apertura de las discontinuidades.

6-67
Figura 6.34. Capacidad de carga admisible en rocas (CGS, 1992)
Tabla 6.21. Coeficiente empírico Ksp (CGS, 1992)
ESPACIAMIENTO DE
DISCONTINUIDADES
ANCHO DEL
ESPACIAMIENTO (m)
Ksp
Moderadamente cerrada 0,3 - 1 0,1
Abierta 1 - 3 0,25
Muy abierta >3 0,4
La ecuación es válida para
c a
c
y
c a ó . si está llena de suelo o
detritos de roca
s
s
[6.42]
Donde: Ls: Profundidad de empotramiento en la roca.
Bs: Ancho de empotramiento en la roca.

6-68
6.10. ESTABILIDAD POR DESLIZAMIENTO
Este modo de falla se debe considerar en el caso de las cimentaciones que
soportan cargas inclinadas, que están fundadas sobre una pendiente o que
estén soportando cargas horizontales importantes.
Las fallas por deslizamiento ocurren cuando las solicitaciones debidas a las
cargas con componente horizontal, superan el valor más crítico entre la
resistencia al corte de los suelos o la resistencia al corte en la interfaz entre el
suelo y la fundación.
La fuerza mayorada contra la falla por deslizamiento se expresa mediante la
ecuación 6.43.
n ep ep [6.43]
Donde: : Factor de resistencia para la resistencia al corte entre el
suelo y la fundación especificado en la Tabla 6.1.
Q : Fuerza nominal de resistencia al corte entre el suelo y la
fundación.
ep: Factor de resistencia para la resistencia pasiva
especificado en la Tabla 6.1.
Qep: Fuerza pasiva nominal del suelo disponible durante la
totalidad de la vida de diseño de la estructura.
La fuerza nominal de resistencia al corte Q se puede expresar con la ecuación
6.44.
tan ca [6.44]
Donde: V: Fuerza vertical total.
δ: Ángulo de fricción entre el contacto suelo - cimiento, en
general para cimentaciones en concreto ejecutadas in

6-69
situ. tan tan on e es e áng o de fricción
interna del suelo.
ca: Adhesión en el contacto suelo – cimiento. ca = c, donde c
es la cohesión del suelo.
Para cimentaciones sobre suelos arcillosos saturados se considera una
situación de corto plazo. Después de iniciado el proceso de consolidación, el
contacto suelo concreto puede ir mejorando sus características de resistencia
si se permite el drenaje. En tales casos se recomienda facilitar el drenaje
mediante algún elemento constructivo como una capa drenante, de ser así no
sería necesario considerar la situación a corto plazo.
6.11. ESTADO LÍMITE DE SERVICIO
Como se mencionó en el Capítulo 2, los estados límite de servicio representan
una condición límite en el comportamiento de estructuras sometidas a cargas
de servicio, deberá evaluarse la estabilidad global, el movimiento de las
cimentaciones tanto en la dirección del asentamiento vertical como en la
dirección del desplazamiento lateral, y verificar con los criterios de
asentamiento que sean consistentes con el tipo y la función de la estructura ,
su vida de servicio proyectada y las consecuencias de los asentamientos
inaceptables en el comportamiento de la estructura.
6.11.1. Método de diseño LRFD
Factores de resistencia
Los factores de resistencia para el estado límite de servicio se deben
considerar iguales a 1.0, por tanto las teorías que se presentan o
continuación aplican al método LRFD. Sin embargo en la evaluación de la
estabilidad global de los taludes con o sin unidades de cimentación el
factor e resistencia se po rá to ar según a Tabla 6.22.

6-70
Tabla 6.22. Factores de resistencia para estabilidad global (AASHTO, 2004)
MÉTODO
FACTOR DE
RESISTENCIA
Cuando los parámetros geotécnicos están bien definidos y
el talud no soporta ni contiene un elemento estructural
0,85
Cuando los parámetros geotécnicos se basan en
información limitada, o cuando el talud soporta un
elemento estructural
0,65
6.11.2. Análisis de asentamientos verticales en suelos
Por ser el suelo un sistema formado por partículas, la respuesta del suelo ante
un cambio en su estado de esfuerzos obedece principalmente, al rodamiento
y deslizamiento de las mismas, una vez haya logrado o se encuentren sus
vacios disponibles para el movimiento de los granos, tal que se generan
cambios de volumen y distorsiones del suelo debido a un reordenamiento de
partículas, produciendo una deformación en la masa del suelo, que cuando
sus vacios se reducen generalmente recibe el nombre de asentamiento o lo
contrario, cuando sus vacios se amplían se denomina expansión.
Esta sección presenta los lineamientos para el análisis de asentamientos
verticales que sufrirá el suelo subyacente a las cimentaciones superficiales,
que soportan estructuras viales.
Los factores que causan deformaciones en el suelo están asociados con el
cambio en los esfuerzos, contenido de agua o temperatura.
6.11.2.1. Asentamientos totales
Asentamientos totales ρ
os asenta ientos tota es ρ se p e en ca c ar e iante a s atoria e tres
componentes:
ρ ρi ρcp ρcs [6.45]

6-71
Donde: ρi: Asentamiento inmediato.
ρcp: Asentamiento por consolidación primaria.
ρcs: Asentamiento por consolidación segundaria o creep.
Asentamientos inmediatos ρi (a corto plazo)
Los asentamientos inmediatos o elásticos, son experimentados por cualquier
tipo de suelo, generados por cargas estáticas y generalmente de pequeña
magnitud, ocurren en forma simultánea con la colocación de la carga en el
suelo.
Asentamientos por consolidación (a largo plazo).
Consolidación primaria ρcp
Es la reducción en el volumen asociado con la salida de agua con retardo, lo
cual es significativo en los suelos cohesivos, por lo que toma bastante tiempo
en completarse el proceso, pues el asentamiento continúa un tiempo después
de colocada la carga.
Consolidación segundaria ρcs
La consolidación secundaria o creep, se refiere a la compresión y distorsión
del suelo bajo un contenido de agua constante, lo cual sucede en suelos
cohesivos y suelos orgánicos.
También se pueden distinguir otros tipos de asentamientos, como es el caso
de las cargas dinámicas aplicadas en suelos granulares, las cuales causan un
reordenamiento de partículas; los suelos expansivos con contenido de
mineral montmorillonita, ejerce un aumento o disminución de volumen en los
suelos, con los cambios en el contenido de agua.
6.11.2.2. Tipos de asentamientos
Otros aspectos importantes en el análisis de asentamientos, en suelos
sometidos a cargas estáticas o dinámicas, son los asentamientos totales y los
asentamientos diferenciales.

6-72
Los asentamientos totales son los movimientos máximos que suceden en
forma descendente en un punto de una estructura, mientras que los
asentamientos diferenciales son la diferencia entre los desplazamientos
máximos verticales entre varios puntos de la estructura, los cuales generan
distorsión o daño en las estructuras.
Otra forma de medir la influencia de los asentamientos en las estructuras es
mediante la distorsión angular que es la relación entre el asentamiento
diferencial entre dos puntos de una estructura “ ” a ongit
correspon iente entre esos os p ntos “ ”.
Por tanto en el análisis de estabilidad de las cimentaciones superficiales, se
deberán considerar tanto los asentamientos totales como los asentamientos
diferenciales, incluyendo los efectos dependientes del tiempo.
6.11.2.3. Evaluación de los asentamientos inmediatos producidos por cargas
estáticas ρi
En esa sección se tratará el análisis de asentamientos inmediatos en suelos
granulares y cohesivos y los asentamientos por consolidación para suelos
cohesivos, sometidos a cargas estáticas.
En el análisis de asentamientos inmediatos, debe utilizarse la combinación de
cargas correspondiente al estado límite de servicio I, según la clasificación de
cargas de la AASHTO LFRD Bridge Design Specifications - tabla 3.4.1-1. Los
asentamientos que dependen del tiempo en los suelos cohesivos se pueden
determinar únicamente con las cargas permanentes.
6.11.2.3.1. Suelos granulares
Procedimientos semi empíricos
Los asentamientos inmediatos en suelos granulares se calculan mediante
relaciones empíricas y semiempíricas, basadas en resultados de ensayos de
campo o utilizando expresiones de la teoría elástica.
En suelos cohesivos los asentamientos inmediatos pueden ser calculados
utilizando la teoría elástica, particularmente para arcillas saturadas y la
mayoría de rocas.

6-73
En las ecuaciones 6.46, 6.47, 6.48 y 6.49 se exponen los métodos
semiempíricos de Alpan, Schultze & Sherif, Terzaghi & Peck, cuyo
procedimiento estima los asentamientos a partir de correlaciones con el
ensayo SPT (Standard Penetration Test), así como el método de
Schmertmann, basado en correlaciones a partir del ensayo CPT (Cone
Penetration Test), para análisis de asentamientos inmediatos en suelos
granulares. Se incluirán además los métodos para el cálculo de asentamientos
a partir de los resultados de los ensayos de Dilatómetro (DMT) y
Presurómetro (PMT).
Método de Alpan
ρi
[6.46]
Donde: ρi: Asentamiento inmediato, en pies (pie).
’: Factor de forma .
L: Longitud de la cimentación, en pies (pie).
B: Ancho de la cimentación, en pies (pie).
q: Presión promedio aplicada por la cimentación al suelo, en
toneladas por pie cuadrado (ton/pie2
).
α0: Parámetro obtenido de la Figura 6.35 en función del
valor del número de golpes por pie N ajustado, en
pulgadas por tonelada por pie cuadrado
(pulgadas/ton/pie2
).
Para utilizar la Figura 6.35, se requiere conocer el esfuerzo efectivo de
sobrecarga σ’0, y el número de golpes convertido a N60, de la siguiente forma:
E i
[6.47]
E i
Ei
E*
[6.48]

6-74
Donde: N60: Número de golpes por pie corregido a una energía de
penetración del 60%.
Nm: Numero de golpes medido con la energía disponible Ei.
ERi: Relación de energía para el equipo de perforación y el
sistema de martillo.
E*: Energía teórica aplicada en el ensayo Normal de
Penetración, para un martillo de 140 lbr., con una caída
libre de 30 pulg., y 4200 pulg.- lbr.
Determinados N60 σ’0, se estima la densidad relativa Dr, la cual es ajustada al
100% de densidad, utilizando la curva superior de Terzaghi & Peck, para luego
proyectarse sobre las abscisas, donde se lee el valor del numero de golpes por
pie aj sta o ’.
Método de Schultze & Sherif
ρi
f
f
[6.49]
Donde: f: Factor de influencia obtenido de la teoría elástica
para un medio isotrópico (Figura 6.36).
H: Profundidad del estrato subyaciente a la
cimentación hasta un estrato rígido ( ), en pies
(pie).
el fondo de la cimentación, en pies (pie).
: Promedio del número de golpes por pie en la
profundidad H, ajustado a N60.

6-75
Método de Terzaghi & Peck
ρi [6.50]
Donde: q1: Esfuerzo del suelo (Ton/pie2
) obtenido de la Figura 6.37,
ti izan o e nú ero e go pes por pie corregi o ’
obtenido mediante la ecuación 6.51.
C Cn [6.51]
Donde: N: Numero de golpes por pie promedio en la arena.
Cn: Factor de corrección por sobrecarga (ver Figura 6.38).
Cw: Factor de corrección por profundidad del nivel freático.
Ecuación 6.52 (ver Tabla 6.12 - Cw1).
Figura 6.35. Pará etro 0 (USACE, 1992)

6-76
Figura 6.36. Factor de Influencia f (USACE, 1992)
C
f
[6.52]
Donde: Dw: Profundidad del nivel freático, en pies (pie).
Figura 6.37. Esfuerzo del suelo q1 (USACE, 1992)

6-77
Figura 6.38. Factor de corrección por sobrecarga (USACE, 1992)
Procedimientos semi empiricos con base en la teoría elástica
Método de Schmertmann & Hartmann (1978)
Por ser este método más riguroso que los cinco métodos anteriores, este
método se recomienda para el análisis de asentamientos inmediatos en
suelos granulares.
Figura 6.39. Asentamiento elástico utilizando el factor de influencia (USACE, 1992)

6-78
ρe e C Ct σo
zi
Esi
n
i
zi [6.53]
C
σo
σo
[6.54]
Ct og
t
[6.55]
Donde: C1: Factor de corrección para la profundidad de
empotramiento de la cimentación (ecuación 6.54).
Ct: Factor de corrección que considera el incremento del
asentamiento con el tiempo (ecuación 6.55).
q: Esfuerzo que transmite la cimentación al suelo.
σ’0d: Esfuerzo efectivo de sobrecarga a nivel de la base de la
cimentación.
t: Tiempo, en años (año).
Δzi: Espesor de la capa i en las que se divide el suelo, de
acuerdo con los resultados de los ensayos de SPT o CPT.
Izi: Factor de influencia en la mitad de cada estrato i.
Esi: Módulo elástico del estrato i, obtenido del ensayo SPT o
CPT.
qc: Resistencia a la penetración estática de cono.
N: Número de golpes por pie de campo.

6-79
Módulo Elástico
El Módulo elástico se puede obtener a partir de las correlaciones con los
resultados de los ensayos de SPT y CPT, de acuerdo con la Tabla 6.23 o de
la Tabla 6.25.
Tabla 6.23. Correlaciones para determinar el Módulo elástico del suelo Es (USACE, 1992)
ENSAYO CORRELACIÓN
SPT
Es
k
Es
ton
pie
CPT
Es c c a ier ni a
Cimentación cuadrada o circular
Es c c a ier ni a
Cimentación corrida
Factor de Influencia
El factor de influencia está basado en la distribución de esfuerzos para
cimentaciones cuadradas, circulares y continúas , sobre suelos
granulares.
El valor pico del factor de influencia Izp es:
zp
σo
σ zp
[6.56]
Donde: σ’Izp: Esfuerzo efectivo de sobrecarga a la profundidad de Izp.
Para cimentaciones cuadradas o circulares para L/B=1, σ’Izp, se puede
determinar mediante la ecuación 6.57 y para cimentaciones corridas L/B>10
se utiliza la ecuación 6.58 para determinar el valor de σ’Izp.
σ zp f [6.57]

6-80
σ zp f [6.58]
Donde: : Peso unitario del suelo según se encuentre respecto del
nivel freático.
El factor de influencia Iz, también se puede determinar asumiendo que varía
en forma aproximada, como se observa en la Tabla 6.24 y en la Figura 6.40, en
donde el factor de influencia Iz, varía linealmente entre 0,1 y 0,2, y que Z/B,
varía linealmente entre 2 y 4, para L/B entre 1 y 10.
Tabla 6.24. Iz para cimentaciones cuadradas, circulares y continuas (USACE, 1992)
CIMENTACIONES CUADRADAS Y CIRCULARES CIMENTACIONES CONTINUAS
Iz z/B Iz z/B
0,1 0 0,2 0
0,5 0,5 0,5 1
0 2 0 4
Figura 6.40. Factor de influencia Iz (USACE, 1992)

6-81
Ejemplo de aplicación
Una cimentación de 4x4 m de sección, la cual le trasmite al suelo un esfuerzo
q = 192 KPa, será construida a una profundidad Df =3.0 m, en una arena con
peso unitario k / . En la exploración de campo no se detectó nivel
freático. Del ensayo de CPT se obtuvo una resistencia promedio por punta qc =
6703 kPa. Se requiere estimar el asentamiento 10 años después de construida
la cimentación.
---------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
Se utilizará el método de Método de Schmertmann & Hartmann, ecuación
6.52.
ρi C Ct σo
zi
Esi
n
i
zi
- Determinación de σo * Pa
- Determinación de los factores de corrección
C
σo
σo
Ct og
t
og
- Determinación de σ zp f * * * kPa
- Determinación de zp
-σo
σ zp
-

6-82
Z (m)
Iz Obtenido del
diagrama unitario
Iz promedio
Esi = 2.5 qc
(KPa)
z promedio
Esi
0 0,10
16758*
0,34 0,00002
2 0,58
0,50 0,000029
4 0,41
0,31 0,000018
6 0,21
0,105 0,0000062
8 0
Σ 7,32x10-5
*Esi se asumió uniforme en profundidad, de lo contrario se requiere evaluar el
valor para cada Δzi
- Calculo del asentamiento
ρi C Ct σo
zi
Esi
n
i
zi * * * x * .
Evaluación de asentamientos inmediatos a partir de los resultados del
ensayo de Dilatómetro (DMT)
El ensayo de dilatómetro de placa plana (Marchetti, 1980; Schmertmann,
1986), consiste en una placa plana, que contiene una membrana de acero
expandible, delgada, plana y circular, la cual de infla a alta presión utilizando
gas nitrógeno; con los resultados del ensayo se pueden obtener varias
correlaciones, entre otras con el módulo elástico del suelo. La descripción del
ensayo en detalle se puede consultar en el Capítulo 3 de este Manual.
La ecuación 6.59, expresa la forma como se calculan los asentamientos
inmediatos con base en los resultados del DMT.
ρi Es
[6.59]

6-83
Donde: : Incremento de esfuerzos promedio causado por la carga
aplicada, en toneladas por pie cuadrado (ton/pie2
).
H: Espesor del estrato a una profundidad z, donde el es
aplicado.
Es: Módulo de elasticidad del suelo, toneladas por pie
cuadrado (Ton/pie2
). Ver ecuaciones 6.60 y 6.61.
μs: Relación de Poisson del suelo.
Ed: Módulo del dilatómetro =34,7 (p1 – p0).
p1: Presión de expansión.
p0: Presión de contacto.
Es E [6.60]
Donde:
s
s s
var a entre [6.61]
Evaluación de asentamientos inmediatos a partir de los resultados del
ensayo de Presurómetro (PMT)
El ensayo de Presurómetro fue desarrollada por Menard (1956), para medir la
resistencia y la deformación de un suelo; consiste en tres celdas de las cuales
la superior y la inferior son celdas de guarda que se expanden por medio de
un líquido o un gas para reducir el efecto de la condición de extremo, sobre la
celda intermedia de medición midiéndose la expansión volumétrica de esta
celda.
El modulo elástico Es, obtenido del ensayo se puede utilizar en la ecuación
6.58 para determinar los asentamientos inmediatos.

6-84
Procedimientos teóricos con base en la teoría elástica
El asentamiento elástico de cimentaciones en suelos granulares, se puede
estimar utilizando la expresión 6.62
ρi e
E z
[6.62]
Donde: q0: Esfuerzo vertical en la base del área cargada, en
Megapascales (MPa).
μ: Relación de Poisson. (Ver Tabla 6.25).
A: Área de la cimentación, en milímetros cuadrados (mm2
).
Es: Modulo de elasticidad del suelo, en Megapascales (MPa).
βz: Factor de forma (ver Tabla 6.26).
Se podrán seguir las consideraciones de la AASHTO respecto de la
profundidad en la que se debe determinar Es, la cual se encuentra alrededor
de 1/2 a 1/3 de B, por debajo de la zapata, siempre y cuando el módulo
elástico no varíe significativamente con la profundidad, de lo contrario se
puede tomar un promedio ponderado del módulo elástico.
6.11.2.3.2. Suelos cohesivos
En los suelos cohesivos se deben evaluar tanto los asentamientos inmediatos
como los asentamientos por consolidación. En las arcillas altamente plásticas
y orgánicas, los asentamientos segundarios pueden ser significativos y por lo
tanto se deberán incluir en el análisis.

6-85
Tabla 6.25. Constantes elásticas de diferentes suelos (AASHTO, 2004)
TIPO DE SUELO
RANGO DE
VALORES
TÍPICOS RELACIÓN DE
PO SSO , μ
(ADIMENSIONAL)
ESTIMACIÓN DE Es A PARTIR DE N
MÓDULOS
DE YOUNG
Es (MPa)
TIPO DE SUELO Es (MPa)
Arcilla
Blanda sensible 2,4 – 15
0,4 – 0,5
no drenada
Limos, limos arenosos, mezclas
levemente cohesivas
0,4 X N1
Medianamente
rígida a rígida
15 - 50
Arenas limpias, finas a medias y
arenas levemente limosas
0,7 X N1
Muy rígida 50 - 100
Arenas gruesas y arenas con
poca grava
1,0 X N1
Grava arenosa y gravas 1,1 X N1
Loes 15-60 0,1 -0,3
Grava arenosa y gravas 1,1 X N1
Limo 2-20 0,3 – 0,35
Arena fina Estimación de Es a partir de Su
Suelta 7,5 - 10
0,25 Arcilla blanda sensible
400 X Su –
1000 X Su
Medianamente
suelta
10 - 20
Densa 20 - 25
Suelta 10 - 25 0,20 – 0,35
Arcilla medianamente rígida a
rígida
1500 X Su –
4000 X Su
Medianamente
suelta
25 – 50
Densa 50 - 75 0,30 – 0,40 Arcilla muy rígida
3000 X Su –
4000 X Su
Grava Estimación de Es a partir de qc
Suelta 25 – 75 0,2 – 0,35
Suelo arenoso 4 X qc
Medianamente
suelta
75 - 100
Densa 100 - 200 0,3 – 0,4
Donde: N: Resistencia del ensayo de penetración estándar (SPT).
N1: SPT corregido para considerar la profundidad.
Su: Resistencia al corte no drenada.
qu: Resistencia del ensayo de penetración de cono.

6-86
Tabla 6.26. Factores de forma y rigidez (USACE, 1992)
L/B
FLEXIBLE, βZ
(PROMEDIO)
RIGIDO βZ
Circular 1,04 1,13
1 1,06 1,08
2 1,09 1,10
3 1,13 1,15
5 1,22 1,24
10 1,41 1,41
Asentamiento inmediato en suelos cohesivos no saturados
El asentamiento inmediato en suelos cohesivos no saturados consiste en una
distorsión elástica, asociado con el cambio de forma y de volumen, en los
cuales se puede aplicar la teoría elástica para la determinación de los
asentamientos inmediatos, Según Bowles (1982), el asentamiento inmediato
para un cimiento flexible, en la esquina de un área rectangular, en un medio
elástico, se expresa en la ecuación 6.63.
ρi e
E
[6.63]
Donde: q: Presión de contacto en la base.
B: Ancho de la cimentación en la esquina o B/2 en el
centro.
L: Largo de la cimentación en la esquina o L/2 en el
centro.
μ: Relación de Poisson.
Es: Módulo elástico del suelo.
Ii: Factor de influencia que depende de L/B, del
espesor del estrato H, y la profundidad de

6-87
empotramiento Df, de acuerdo con las ecuaciones
6.64 y 6.65.
n n [6.64]
tan on e [6.65]
Steinbrenner, definió el factor de asentamiento Is como:
s [6.66]
Los factores de influencia I1 e I2, se pueden obtener de la Tabla 6.27.

6-88
Tabla 6.27. Factores de Influencia I1 e I2 (USACE, 1992)
N M= 1.0 1.1 1.2 1.3 1.4 1.5 1.6 1.7 1.8 1.9 2.0
0.2
₁ 0.009 0.008 0.008 0.008 0.008 0.008 0.007 0.007 0.007 0.007 0.007
₂ 0.041 0.042 0.042 0.042 0.042 0.042 0.043 0.043 0.043 0.043 0.043
0.4
0.033 0.032 0.031 0.030 0.029 0.028 0.028 0.027 0.027 0.027 0.027
0.066 0.068 0.069 0.070 0.070 0.071 0.071 0.072 0.072 0.073 0.073
0.6
0.066 0.064 0.063 0.061 0.060 0.059 0.058 0.057 0.056 0.056 0.055
0.079 0.081 0.083 0.085 0.087 0.088 0.089 0.090 0.091 0.091 0.092
0.8
0.104 0.102 0.100 0.098 0.096 0.095 0.093 0.092 0.091 0.090 0.089
0.083 0.087 0.090 0.093 0.095 0.097 0.098 0.100 0.101 0.102 0.103
1.0
0.142 0.140 0.138 0.136 0.134 0.132 0.130 0.129 0.127 0.126 0.125
0.083 0.088 0.091 0.095 0.098 0.100 0.102 0.104 0.106 0.108 0.109
1.5
0.224 0.224 0.224 0.223 0.222 0.220 0.219 0.217 0.216 0.214 0.213
0.075 0.080 0.084 0.089 0.093 0.096 0.099 0.102 0.105 0.108 0.110
2.0
0.285 0.288 0.290 0.292 0.292 0.292 0.292 0.292 0.291 0.290 0.289
0.064 0.069 0.074 0.078 0.083 0.086 0.090 0,094 0,097 0.100 0.102
3.0
0.363 0.372 0.379 0.384 0.389 0.393 0.396 0.398 0.400 0.401 0.402
0.048 0.052 0.056 0.060 0.064 0.068 0.071 0.075 0.078 0.081 0.084
4.0
0.408 0.421 0.431 0.440 0.448 0.455 0.460 0.465 0.469 0.473 0.476
0.037 0.041 0.044 0.048 0.051 0.054 0.057 0.060 0.063 0.066 0.069
5.0
0.437 0.452 0.465 0.477 0.487 0.496 0.503 0.510 0.516 0.522 0.526
0.031 0.034 0.036 0.039 0.042 0.045 0.048 0.050 0.053 0.055 0.058
6.0
0.457 0.474 0.489 0.502 0.514 0.524 0.534 0.542 0.550 0.557 0.563
0.026 0.028 0.031 0.033 0.036 0.038 0.040 0.043 0.045 0.047 0.050
7.0
0.471 0.490 0.506 0.520 0.533 0.545 0.556 0.566 0.575 0.583 0.590
0.022 0.024 0.027 0.029 0.031 0.033 0.035 0.037 0.039 0.041 0.043
8.0
0.482 0.502 0.519 0.534 0.549 0.561 0.573 0.584 0.594 0.602 0.611
0.020 0.022 0.023 0.025 0.027 0.029 0.031 0.033 0.035 0.036 0.038
9.0
0.491 0.511 0.529 0.545 0.560 0.574 0.587 0.598 0.609 0.618 0.627
0.017 0.019 0.021 0.023 0.024 0.026 0.028 0.029 0.031 0.033 0.034
10.0
0.498 0.519 0.537 0.554 0.570 0.584 0.597 0.610 0.621 0.631 0.641
0.016 0.017 0.019 0.020 0.022 0.023 0.025 0.027 0.028 0.030 0.031
20.0
0.529 0.553 0.575 0.595 0.614 0.631 0.647 0.662 0.677 0.690 0.702
0.008 0.009 0.010 0.010 0.011 0.012 0.013 0.013 0.014 0.015 0.016
500.0
0.560 0.587 0.612 0.635 0.656 0.677 0.696 0.714 0.731 0.748 0.763
0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.001 0.001 0.001 0.001 0.001

6-89
N M= 2.5 4.0 5.0 6.0 7.0 8.0 9.0 10.0 25.0 50.0 100.0
0.2
₁ 0.007 0.006 0.006 0.006 0.006 0.006 0.006 0.006 0.006 0.006 0.006
₂ 0.043 0.044 0.044 0.044 0.044 0.044 0.044 0.044 0.044 0.044 0.044
0.4
0.026 0.024 0.024 0.024 0.024 0.024 0.024 0.024 0.024 0.024 0.024
0.074 0.075 0.075 0.075 0.076 0.076 0.076 0.076 0.076 0.076 0.076
0.6
0.053 0.051 0.050 0.050 0.50 0.049 0.049 0.049 0.049 0.049 0.049
0.094 0.097 0.097 0.098 0.098 0.098 0.098 0.098 0.098 0.098 0.098
0.8
0.086 0.082 0.081 0.080 0.080 0.080 0.079 0.079 0.079 0.079 0.079
0.107 0.111 0.112 0.113 0.113 0.113 0.113 0.114 0.114 0.114 0.114
1.0
0.121 0.115 0.113 0.112 0.112 0.112 0.111 0.111 0.110 0.110 0.110
0.114 0.120 0.122 0.123 0.123 0.124 0.124 0.124 0.125 0.125 0.125
1.5
0.207 0.197 0.194 0.192 0.191 0.190 0.190 0.189 0.188 0.188 0.188
0.118 0.130 0.134 0.136 0.137 0.138 0.138 0.139 0.140 0.140 0.140
2.0
0.284 0.271 0.267 0.264 0.262 0.261 0.260 0.259 0.257 0.256 0.256
0.114 0.131 0.136 0.139 0.141 0.143 0.144 0.145 0.147 0.147 0.148
3.0
0.402 0.392 0.386 0.382 0.378 0.376 0.374 0.373 0.368 0.367 0.367
0.097 0.122 0.131 0.137 0.141 0.144 0.145 0.147 0.152 0.153 0.154
4.0
0.484 0.484 0.479 0.474 0.470 0.466 0.464 0.462 0.453 0.451 0.451
0.082 0.110 0.121 0.129 0.135 0.139 0.142 0.145 0.154 0.155 0.156
5.0
0.553 0.554 0.552 0.548 0.543 0.540 0.536 0.534 0.522 0.519 0.519
0.070 0.098 0.111 0.120 0.128 0.133 0.137 0.140 0.154 0.156 0.157
6.0
0.585 0.609 0.610 0.608 0.604 0.601 0.598 0.595 0.579 0.576 0.575
0.060 0.087 0.101 0.111 0.120 0.126 0.131 0.135 0.153 0.157 0.157
7.0
0.618 0.653 0.658 0.658 0.656 0.653 0.650 0.647 0.628 0.624 0.623
0.053 0.078 0.092 0.103 0.112 0.119 0.125 0.129 0.152 0.157 0.158
8.0
0.643 0.688 0.697 0.700 0.700 0.698 0.695 0.692 0.672 0.666 0.665
0.047 0.071 0.084 0.095 0.104 0.112 0.118 0.124 0.151 0.156 0.158
9.0
0.663 0.716 0.730 0.736 0.737 0.736 0.735 0.732 0.710 0.704 0.702
0.042 0.064 0.077 0.088 0.097 0.105 0.112 0.118 0.149 0.156 0.158
10.0
0.679 0.740 0.758 0.766 0.770 0.770 0.770 0.768 0.745 0.738 0.735
0.038 0.059 0.071 0.082 0.091 0.099 0.106 0.112 0.147 0.156 0.158
20.0
0.756 0.856 0.896 0.925 0.945 0.959 0.969 0.977 0.982 0.965 0.957
0.020 0.031 0.039 0.046 0.053 0.059 0.065 0.071 0.124 0.148 0.156
500.0
0.832 0.977 1.046 1.102 1.150 1.191 1.227 1.259 1.532 1.721 1.879
0.001 0.001 0.002 0.002 0.002 0.003 0.003 0.003 0.008 0.016 0.031

6-90
El factor de Influencia IF, se obtiene de la Figura 6.41.
La ecuación 6.60, también se puede aplicar en un medio granular con
cualquier contenido de agua.
En el caso de una cimentación rígida, el asentamiento tiende a ser uniforme y
por tanto el factor de asentamiento Is, puede ser aproximadamente el 7%
menor que el obtenido con la ecuación 6.60 para cimentaciones flexibles, es
decir Isr = 0,93 X Is.
Figura 6.41. Factor de influencia IF , para cimentaciones a una profundidad Df (USACE, 1992)
Asentamiento inmediato en suelos cohesivos saturados
Para cimentaciones flexibles uniformemente cargadas, Janbu, Bjerrum y
Kjaernsli (1956), propusieron la ecuación 6.67 para determinar el
asentamiento inmediato.
ρi e
E
para [6.67]

6-91
Donde: A1: Factor de corrección por espesor finito H, de la capa
elástica del suelo, modificado por Giroud (1972) (Figura
6.42).
A2: Factor de corrección por profundidad de fundación Df, del
cimiento, modificado por Burland (1970) (ver Figura 6.43).
B: Ancho o diámetro del área cargada.
ESu: Módulo elástico no drenado promedio.
Figura 6.42. Factor A1 de corrección por espesor H (USACE, 1992)
Figura 6.43. Factor A2 de corrección por profundidad Df (USACE, 1992)

6-92
6.11.2.4. Asentamiento por consolidación
Los asentamientos por consolidación primaria ocurren en suelos cohesivos,
debido a la disipación del exceso de presión de poros, controlada por la
expulsión gradual del fluido que ocupa los vacios del suelo conduciendo a la
compresión del esqueleto sólido del suelo, lo que requiere de bastante
tiempo puesto que estos suelos son relativamente impermeables.
El asentamiento por consolidación primaria es insignificante en suelos
granulares, puesto que la salida del agua ocurre en forma muy rápida, dada la
permeabilidad tan alta de estos suelos.
El análisis de los asentamientos por consolidación, consiste en evaluación de
la consolidación primaria y de la consolidación segundaria. Para la
determinación de la consolidación primaria existen varias referencias como
Duncan & Poulos (1981) y Terzaghi et al (1996). Estos últimos autores
reconocidos por la tradicional teoría del análisis unidimensional, no obstante
sus limitaciones, relacionadas con la deformación unidireccional en sentido
vertical o con ignorar la disipación lateral el exceso de presión de poros;
según Poulos et al (2002) permite obtener razonables estimaciones de los
asentamientos, tanto para arcillas blandas como para arcillas
sobreconsolidadas, con relaciones de Poisson menores de 0,35.
La teoría de Buisman (1936), resulta bastante práctica para estimar la
consolidación segundaria, método el cual asume que la magnitud de la
consolidación varia linealmente con el logaritmo del tiempo.
6.11.2.4.1. Consolidación primaria
Los asentamientos por consolidación primaria en suelos cohesivos saturados
se pueden determinar con las ecuaciones 6.68, 6.69 y 6.70.
De acuerdo con la Figura 6.44, para suelos inicialmente sobreconsolidados,
cuando el esfuerzo de preconsolidación σ’p es menor que el esfuerzo efectivo
vertical actual σ’0, es decir σ’p < σ’0 y el esfuerzo efectivo vertical final σ’f es
menor que σ’p.

6-93
ρc c
c
e
Ccr og
σf
σp
[6.68]
Para suelos inicialmente sobreconsolidados, cuando el esfuerzo de
preconsolidación σ’p es menor que el esfuerzo efectivo vertical actual σ’0, es
decir σ’p < σ’0 y el esfuerzo efectivo vertical final σ’f es mayor que σ’p.
ρc c
c
e
Ccr og
σp
σ
Cc og
σf
σp
[6.69]
Figura 6.44. Curva típica de compresibilidad para un suelo sobreconsolidado (AASHTO,
2004)
Para los suelos que inicialmente se encuentran normalmente consolidados,
cuando el esfuerzo de preconsolidación σ’p, es igual al esfuerzo efectivo
vertical actual σ’0, es decir σ’p = σ’0.
ρc c
c
e
Cc og
σf
σp
[6.70]

6-94
Donde: Hc: Espesor del estrato de suelo compresible.
e0: Relación de vacios para el esfuerzo efectivo vertical
inicial.
Ccr: Índice de recompresión.
Cc: Índice de compresión.
σ’p: Máximo esfuerzo efectivo vertical histórico del
suelo en el intervalo de profundidad debajo de la
zapata.
σ’0: Esfuerzo efectivo vertical inicial del suelo en el
intervalo de profundidad debajo de la zapata.
σ’f: Esfuerzo efectivo vertical final del suelo en el
intervalo de profundidad debajo de la zapata.
En la Figura 6.44 y Figura 6.45 se aprecia cada uno de los términos de las
ecuaciones 6.68, 6.69 y 6.70.
Figura 6.45. Curva típica de compresibilidad para un suelo normalmente consolidado
(AASHTO, 2004)

6-95
El Índice de compresión Cc, preferiblemente, se puede obtener de la
pendiente de la línea de consolidación normal, o a partir de correlaciones
como se indica en la Tabla 6.28.
Tabla 6.28. Correlaciones para obtener el Índice de compresión Cc (USACE, 1992)
SUELO Cc
Suelo orgánico con sensibilidad <4 0,0009 X (LL – 10)
Suelo orgánico y turba 0,0115 X wn
Arcilla
1,15 X (e0 – 0,35)
0,012 X wn
0,01 X (LL – 13)
Limos uniformes 0,20
Arena uniforme
Suelta 0,05 a 0,06
Densa 0,02 a 0,03
Donde: LL: Límite líquido, en porcentaje (%).
wn: Humedad natural, en porcentaje (%).
e0: Relación de vacios inicial.
El índice de recompresión Ccr, típicamente es igual a 0.005 Cc hasta 0,10 Cc.
Para considerar la disminución del esfuerzo externo a medida que aumenta la
profundidad debajo de la cimentación y las variaciones de la compresibilidad
del suelo en función de la profundidad, el estrato compresible se puede
dividir en segmentos verticales de 1,5 a 3,0 m., y se analiza separadamente el
asentamiento por consolidación de cada segmento. El valor total de Sc, es la
sumatoria de los Sc para cada segmento.
El efecto tridimensional puede ser considerado si , por lo que se requiere
reducir el asentamiento por consolidación unidimensional, utilizando el
procedimiento de Skempton y Bjerrum representado en la ecuación 6.71.
ρ c c c [6.71]

6-96
Donde: : Factor de reducción para asentamiento por
consolidación en tres dimensiones (ver Figura 6.46).
Sc: Asentamiento por consolidación unidimensional.
Figura 6.46. Factor de reducción para asentamiento por consolidación en tres dimensiones
(USACE, 1992)
Si o si la profundidad del estrato compresible es mayor de 2B entonces
.
6.11.2.4.2. Tiempos de asentamiento
La solución de los tiempos de asentamiento por consolidación primaria
unidimensional se basa en la teoría de Terzaghi, en la cual el asentamiento
está en función del tiempo como se expresa en la ecuación 6.72.
ct
c t [6.72]
Donde: Sct: Asentamiento por consolidación en el tiempo t.
S c: Asentamiento por consolidación reducida por efecto 3D.

6-97
Ut: Grado de consolidación en porcentaje del estrato
compresible en el tiempo t.
Para determinar el grado de consolidación Ut se requiere determinar el Factor
tiempo Tv, a partir de la ecuación 6.73.
v
Cvt
[6.73]
Donde: Cv: Coeficiente de consolidación.
t: Tiempo necesario para alcanzar un determinado
porcentaje de asentamiento por consolidación
unidimensional.
Hd: Distancia o recorrido de drenaje más largo en un estrato
compresible para ob e renaje y
para renaje si p e (ver Figura 6.47).
A partir de Tv, se determina el grado de consolidación Ut, utilizando la Tabla
6.29.
Tabla 6.29. Grado de consolidación Ut en función del factor tiempo Tv (USACE, 1992)
Tv
GRADO DE CONSOLIDACIÓN PROMEDIO Ut (%)
CASO 1 CASO 2 CASO 3 CASO 4
0,004 7,14 6,49 0,98 0,80
0,008 10,09 8,62 1,95 1,60
0,012 12,36 10,49 2,92 2,40
0,020 15,96 13,67 4,81 4,00
0,028 18,88 16,38 6,67 5,60
0,036 21,40 18,76 8,50 7,20
0,048 24,72 21,96 11,17 9,69
0,060 27,64 24,81 13,76 11,99
0,072 30,28 27,43 16,28 14,36
0,083 32,51 29,67 18,52 16,51
0,100 35,68 32,88 21,87 19,77
0,125 39,89 36,54 26,54 24,42

6-98
Tv
GRADO DE CONSOLIDACIÓN PROMEDIO Ut (%)
CASO 1 CASO 2 CASO 3 CASO 4
0,150 43,70 41,12 30,93 28,86
0,175 47,18 44,73 35,07 33,06
0,200 50,41 48,09 38,95 37,04
0,250 56,22 54,17 46,03 44,32
0,300 61,32 59,50 52,30 50,78
0,350 65,82 64,21 57,83 56,49
0,400 69,79 68,36 62,73 61,54
0,500 76,40 76,28 70,88 69,95
0,600 81,56 80,69 77,25 76,52
0,800 88,74 88,21 86,11 85,66
1,000 93,13 92,80 91,52 91,25
1,500 98,00 97,90 97,53 97,45
2,000 99,42 99,39 99,28 99,26
Figura 6.47. Distribución del exceso de presión de poros para doble y simple drenaje
(USACE, 1992)

6-99
La ecuación 6.73 también permite determinar el tiempo para alcanzar un
determinado porcentaje del asentamiento por consolidación unidimensional.
6.11.2.4.3. Consolidación secundaria
La consolidación secundaria es el proceso mediante el cual el suelo continua
su desplazamiento vertical, después que el exceso de presión de poros se ha
disipado hasta que se haya completado la compresión por consolidación
primaria.
La consolidación segundaria puede ser modelada por procesos visco-elásticos
semi-empíricos, en donde ocurre endurecimiento o ablandamiento del suelo.
El asentamiento debido a la compresión segundaria se puede estimar
mediante la ecuación 6.73.
s
e
C og
t
t
[6.74]
Donde: t1: Tiempo en el cual comienza el asentamiento segundario
al 100% de la consolidación primaria.
t2: Tiempo arbitrario al cual la consolidación será calculada,
puede representar la vida de servicio de la estructura.
Cα: Coeficiente de compresión secundaria, determinado en el
laboratorio a partir de la ecuación 6.75 o de la Tabla 6.30.
C
e
og
t ab
t ab
[6.75]
Donde: t1 lab: Tiempo en el que comienza la consolidación secundaria
al 100% de la consolidación primaria.
t2 lab: Tiempo arbitrario al cual la consolidación será calculada,
puede representar la vida de servicio de la estructura.

6-100
Tabla 6.30. Coeficiente e conso i ación seg n aria C (USACE, 1992)
SUELO
C
Cc
Arcilla 0,025 – 0,085
Limo 0,030 – 0,075
Turba 0,030 – 0,085
Inorgánico 0,025 – 0,060
6.11.3. Análisis de asentamientos verticales en rocas
Los asentamientos de fundaciones en rocas dependen de los efectos
combinados de la roca intacta y del grado de fracturamiento e intemperismo
al que haya estado sometida de la roca. Para fines prácticos la roca puede ser
considerada de comportamiento elástico e isotrópico, por lo que el
asentamiento ocurre cuando la carga es aplicada, no considerándose el efecto
del tiempo.
El asentamiento entonces se puede calcular utilizando la teoría elástica,
adoptando valores propios del modulo elástico y la relación de Poisson,
pudiendo tomarse como alternativa los valores consignados en la Tabla 6.31.
Para las zapatas en roca competente, generalmente se puede asumir que los
asentamientos elásticos son menores que 15 mm. Si los asentamientos
elásticos de esta magnitud no son aceptables o si la roca no es competente se
deberá realizar un análisis del asentamiento con base en las características de
la masa de roca.
Si la roca está fisurada o triturada, en el análisis del asentamiento se debe
considerar la influencia del tipo de roca, el estado de las discontinuidades y el
grado de meteorización.
El asentamiento elástico de las zapatas en roca fisurada o triturada se puede
tomar como:

6-101
Para zapatas circulares o cuadradas
ρi e
r p
E
[6.76]
p
z
[6.77]
Para zapatas rectangulares
ρi e
p
E
[6.78]
p
z
[6.79]
Donde: q: Intensidad de la carga.
r: Radio de la zapata circular o en el caso de zapatas
cuadradas.
Em: Modulo elástico de la masa de roca (ver Tabla 6.31).
μ: Relación de Poisson (ver Tabla 6.32).
Ip: Coeficiente de influencia que toma en cuenta la rigidez y
las dimensiones de la zapata (adimensional) (ver
ecuaciones 6.77 y 6.79).
z: Factor que toma en cuenta la geometría y la rigidez de la
zapata (adimensional) (ver Tabla 6.26).

6-102
Tabla 6.31. Módulo elástico de la masa de roca Em, para rocas intactas, modificado según
Kullhawy (1978) (AASHTO, 2004)
TIPO DE
ROCA
No. DE
VALORES
No. DE
TIPOS DE
ROCA
MÓDULO DE ELASTICIDAD Em MPax103
DESVIACIÓN
ESTÁNDARMÁXIMO MÍNIMO PROMEDIO
Granito 26 26 100,0 6,410 52,70 3,55
Diorita 3 3 112,0 17,100 51,40 6,19
Gabro 3 3 84,1 67,600 75,80 0,97
Diabasa 7 7 104,0 69,000 88,30 1,78
Basalto 12 12 84,1 29,000 56,10 2,60
Cuarcita 7 7 88,3 36,500 66,10 2,32
Marmol 14 13 73,8 4,00 42,60 2,49
Gneiss 13 13 82,1 28,500 61,10 2,31
Pizarra 11 2 26,1 2,410 9,58 0,96
Esquisto 13 12 69,0 5,930 34,30 3,18
Filita 3 3 17,3 8,620 11,80 0,57
Arenisca 27 19 39,2 0,620 14,70 1,19
Limolita 5 5 32,8 2,620 16,50 1,65
Lutita 30 14 38,6 0,007 9,79 1,45
Caliza 30 30 89,6 4,480 39,30 3,73
Dolomita 17 16 78,6 5,720 29,10 3,44
Tabla 6.32. e ación e Poisson e a asa e roca para rocas intactas o ifica o según
Kullhawy (1978) (AASHTO, 2004)
TIPO DE
ROCA
No. DE
VALORES
No. DE
TIPOS DE
ROCA
RELAC Ó DE PO SSO μ DESVIACIÓN
ESTÁNDARMÁXIMO MÍNIMO PROMEDIO
Granito 22 22 0,39 0,09 0,20 0,08
Gabro 3 3 0,20 0,16 0,18 0,02
Diabasa 6 6 0,38 0,20 0,29 0,06
Basalto 11 11 0,32 0,16 0,23 0,05
Cuarcita 6 6 0,22 0,08 0,14 0,05
Marmol 5 5 0,40 0,17 0,28 0,08
Gneiss 11 11 0,40 0,09 0,22 0,09
Esquisto 12 11 0,31 0,02 0,12 0,08
Arenisca 12 9 0,46 0,08 0,20 0,11
Limolita 3 3 0,23 0,09 0,18 0,06
Lutita 3 3 0,18 0,03 0,09 0,06
Caliza 19 19 0,33 0,12 0,23 0,06
Dolomita 5 5 0,35 0,14 0,29 0,08
La determinación del módulo de la masa de roca, Em, se debería basar en
resultados de ensayos in situ y en laboratorio. Alternativamente, los valores
de Em se pueden estimar multiplicando el módulo de elasticidad de la roca
intacta, Eo, obtenido mediante ensayos de compresión uniaxial por un factor

6-103
e re cción E, que toma en cuenta la frecuencia de las discontinuidades
según el RQD, usando la ecuación 6.80 (Gardner, 1987):
E EE [6.80]
Donde: E: Factor de reducción, que toma en cuenta la frecuencia de
las discontinuidades según el RQD (ver ecuación 6.81).
E [6.81]
La magnitud de los asentamientos por consolidación primaria y secundaria en
las masas rocosas que contienen vetas blandas u otros materiales con
características de asentamiento dependientes del tiempo se puede estimar
aplicando los procedimientos especificados en el numeral 6.11.2.4.
6.11.4. Movimientos verticales tolerables
En el caso de puentes, se puede consultar el numeral A.6.4.7.2.5, del CCDSP,
respecto de limitar la distorsión angular a un valor de 0,005 para puentes
de luces simplemente apoyadas y 0,004 para puentes con luces continuas.
En el caso de puentes y estructuras de drenaje, se sugiere consultar a la
FHWA donde se encuentran recomendaciones de magnitudes de
asentamiento totales o diferenciales.
6.11.5. Movimientos horizontales
Basado en un seguimiento a varios puentes, la FHWA (1985) encontró que los
movimientos horizontales menores de 1 pulg (25 mm) se consideraban como
tolerables, mientras que los movimientos horizontales de más de 2 pulgadas
(50 mm) se consideraban poco tolerables. Con base en esta observación, la
FHWA (1985) recomienda que los movimientos horizontales se limiten a 1,5
pulgadas (8 mm.).
En el caso de puentes, el CCDSP, se debe seguir la orientación del numeral
A.6.4.7.2.5, el cual coincide con lo planteado por la FHWA, pues los
movimientos horizontales los limita a 1 pulgadas o menos y cuando los

6-104
desplazamientos verticales son pequeños, limita los desplazamientos
horizontales a 1.5 pulgadas o menos.
Los datos presentados por la FHWA (1985) demostraron que los movimientos
horizontales tienden a ser más perjudicial cuando suceden simultáneamente
con los asentamientos verticales que cuando no. La estimación de la
magnitud de los movimientos horizontales debe tener en cuenta los
movimientos asociados con las consideraciones de inestabilidad de taludes y
empuje lateral.
6.11.6. Estabilidad global o general
La estabilidad global se puede evaluar utilizando métodos de equilibrio limite
como el método modificado de Bishop, Janbu, Spencer, u otros métodos
ampliamente aceptados en el análisis de estabilidad, metodologías que se
escapan del tema de este Manual.

6-105
BOWLES, JOSEPH E. 1997. Foundation Analysis and Design. Quinta ed. 1997.
CODUTO, DONALD P. 2001. Foundation Design Principles and Practices.
Segunda ed. 2001.
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7-ii

Capítulo 7 – Cimentaciones Profundas
7-iii
CAPÍTULO 7. CIMENTACIONES PROFUNDAS 7-1
7.2. PROPÓSITO 7-2
7.4. DEFINICIONES 7-2
7.4.1. Pilotes 7-2
7.4.2. Pilotes prebarrenados 7-3
7.4.3. Pilotes hincados 7-3
7.4.4. Pilotes de gran desplazamiento 7-4
7.4.5. Pilotes de pequeño desplazamiento 7-4
7.5.1. Pilotes hincados 7-4
7.5.1.1. Penetración de los pilotes 7-4
7.5.1.2. Resistencia 7-5
7.5.1.3. Efecto del asentamiento del terreno y de las cargas de fricción
negativa 7-6
7.5.1.4. Separación, luces libres y longitud embebida de los pilotes 7-7
7.5.1.5. Pilotes inclinados 7-7
7.5.1.6. Levantamiento 7-8
7.5.1.7. Pilotes de prueba 7-8
7.5.1.8. Análisis por ecuación de onda 7-8
7.5.1.9. Monitoreo dinámico 7-8
7.5.1.10. Socavación 7-9
7.5.2. Pilotes pre-barrenados 7-9
7.5.2.1. Diámetro de los fustes y bases ensanchadas 7-9
7.5.2.2. Resistencia 7-9
7.5.2.3. Fricción negativa 7-9
7.5.2.4. Separación de los pilotes de un grupo 7-9
7.5.2.5. Pilotes prebarrenados inclinados 7-9
7.5.2.6. Levantamiento 7-10

7-iv
7.6.1. Factores de Resistencia 7-10
7.6.2. Capacidad de carga 7-16
7.6.2.1. Método de diseño LRFD 7-16
7.6.2.1.1. Capacidad de carga vertical 7-16
7.6.2.1.2. Resistencia a las cargas Laterales 7-18
7.6.2.1.3. Resistencia contra el levantamiento 7-18
7.6.2.2. Método de diseño ASD 7-21
7.6.2.2.1. Pilotes individuales 7-21
7.6.2.2.2. Pilotes hincados 7-24
7.6.2.2.3. Capacidad de carga vertical de la roca 7-37
7.6.2.2.4. Ensayos de carga y monitoreo in situ de los pilotes 7-38
7.6.2.2.5. Resistencia al levantamiento 7-39
7.6.2.2.6. Resistencia a las cargas laterales 7-42
7.6.2.2.7. Capacidad de carga de los pilotes inclinados 7-66
7.6.2.2.8. Capacidad de carga vertical 7-66
7.6.2.2.9. Resistencia contra el levantamiento del grupo de pilotes 7-70
7.6.2.2.10. Pilotes prebarrenados 7-72
7.6.2.2.11. Capacidad de carga vertical del suelo 7-72
7.6.2.2.12. Métodos basados en ensayos in situ 7-87
7.6.2.2.13. Capacidad de carga vertical en roca 7-91
7.6.2.2.14. Ensayos de Carga 7-96
7.6.2.2.15. Resistencia contra el Levantamiento 7-96
7.6.2.2.16. Resistencia a las cargas Laterales 7-97
7.7.1. Criterio para el Desplazamiento Lateral 7-97
7.7.2. Asentamientos 7-98
7.7.2.1. Pilotes hincados 7-98
7.7.2.1.1. Grupo de pilotes 7-98
7.7.2.2. Pilotes prebarrenados 7-101
7.7.2.2.1. Pilotes individuales 7-101
7.7.2.2.2. Grupo de Pilotes 7-104

7-1
7. CAPÍTULO 7. CIMENTACIONES PROFUNDAS
7.1. INTRODUCCIÓN
Las cimentaciones profundas, transfieren las cargas de las estructuras a un
estrato portante resistente a cierta profundidad bajo la superficie del suelo.
De acuerdo con NAVFACDM-7.2, una cimentación de define como profunda
cuando desarrolla su capacidad de carga en una profundidad (Df) mayor que 5
veces el tamaño (B) de la base (Df ≥ 5B). En las cimentaciones profundas, el
diseño está gobernado por la capacidad de carga más que por el
asentamiento. La capacidad de carga en las cimentaciones profundas se basa
en la resistencia por punta (Qp) y en la resistencia por fricción o adherencia
(Qf) a lo largo del fuste del elemento, resistencias que pueden actuar en
forma independiente o combinada.
Las cimentaciones profundas se utilizan cuando la capacidad de carga de las
cimentaciones superficiales no cumple con los requerimientos solicitados,
cuando los asentamientos de las cimentaciones superficiales son excesivos, o
no son económicas.
Las cimentaciones profundas también se utilizan para resistir las fuerzas de
levantamiento, las fuerzas horizontales o como alternativa de cimentación en
caso de suelos expansivos, suelos colapsables, o suelos sometidos a los
efectos de la erosión y/o la socavación; se utilizan además, para compactar
depósitos granulares sueltos y para control de asentamientos de
cimentaciones superficiales sobre suelos compresibles.
El diseño de cimentaciones profundas implica resolver un problema complejo
de transferencia de cargas de la estructura a través de los elementos
profundos al suelo; por tanto se requiere de un análisis de un sistema que se
podría denominar genéricamente, estructura – pilote, un sistema suelo –
pilote, así como la interacción de los dos sistemas lo cual es no lineal.
Este capítulo orienta los criterios, los procedimientos y los parámetros
necesarios para el análisis y diseño de las fundaciones profundas.

7-2
7.2. PROPÓSITO
Este Manual proporciona información sobre las técnicas de análisis, criterios y
procedimientos de diseño, está basado en el estado actual del
comportamiento suelo – estructura, permite orientar los diseños geotécnicos
propios de cimentaciones para infraestructura vial y considera que el análisis
de la capacidad de carga se lleva a cabo para determinar la sección
transversal, la longitud y el número de pilotes que soportan la
superestructura.
La determinación de la capacidad de carga en las cimentaciones profunda se
torna difícil debido a la gran cantidad de diferentes ecuaciones que se usan, y
rara vez sus resultados son similares. No obstante en la práctica ingenieril el
uso frecuente de una ecuación con éxito, genera confianza entre los
geotecnistas, por tanto varias de esas ecuaciones se expondrán en este
capítulo.
7.3. APLICACIÓN
Este Manual está dirigido a Ingenieros y profesionales en áreas afines,
encargados y responsables del diseño de cimentaciones profundas, de tal
suerte que sirva de guía para el análisis de la estabilidad y funcionabilidad
geotécnica de los elementos individuales y en grupo.
7.4. DEFINICIONES
7.4.1. Pilotes
Los pilotes son elementos estructurales de concreto, acero o madera, que se
utilizan para trasmitir las cargas de la superficie a niveles inferiores dentro de
la masa de suelo. Esta transferencia puede ser por una distribución vertical de
la carga a lo largo del fuste del pilote o una aplicación directa de la carga al
estrato más profundo a través de la punta del pilote.
La distribución vertical de la carga se realiza mediante la fricción entre el
pilote y el suelo circundante, y la aplicación directa de la carga se realiza por
la capacidad de carga del suelo en la punta.

7-3
Los pilotes pueden clasificarse con diversos criterios según el aspecto que
interese, de acuerdo con el material, el modo de transferir la carga, el grado
de desplazamiento durante la instalación o el método de ejecución.
A efectos de las recomendaciones que siguen en este capítulo, conviene
distinguir los pilotes de acuerdo con el procedimiento de ejecución, en dos
tipos: Pilotes hincados, también denominados pilotes de desplazamiento, y
pilotes prebarrenados.
7.4.2. Pilotes prebarrenados
Son cimentaciones profundas sin desplazamiento, construidos en seco con
camisa o con lodo de perforación. Bien construidos no causan pérdida del
suelo cerca del fuste y se minimizan las vibraciones, y por tanto las
alteraciones del suelo.
Los pilotes prebarrenados se pueden construir de grandes diámetros y se
pueden extender en profundidad para soportar grandes cargas.
Las expansiones laterales del suelo adyacente a los pilotes prebarrenados,
pueden causar un decremento en la presión de poros.
La expansión del suelo en el fondo de la perforación, en combinación con el
agua que se recoge en el fondo, puede reducir la capacidad de carga y
requerir una lechada de mortero en el fondo de la excavación.
7.4.3. Pilotes hincados
Los pilotes hincados son elementos de cimentación profundos que
introducidos dentro del suelo causan que este se desplace y por tanto se
altere, generan un incremento temporal en la presión de poros y reducción en
la capacidad de carga por un tiempo corto, la cual se recupera a largo plazo.
Los pilotes prebarrenados, tienden a preferirse más que los pilotes hincados,
sobretodo en suelos duros, puesto que el hincado se dificulta y las vibraciones
afectan las estructuras cercanas.
En el procedimiento de ejecución de los pilotes, puede haber o no
desplazamiento del suelo. La clasificación de los pilotes, basada en el grado de
desplazamiento del suelo durante su instalación, se plantea a continuación.

7-4
7.4.4. Pilotes de gran desplazamiento
Los pilotes de gran desplazamiento se refieren a elementos sólidos, como
pilotes de concreto prefabricado o pilotes de acero, y su efecto dentro del
suelo incrementa los esfuerzos laterales del mismo, densifica los suelos
granulares y puede debilitar los suelos cohesivos temporalmente, su montaje
requiere de bastante tiempo y su capacidad de carga es desarrollada
principalmente por fricción.
7.4.5. Pilotes de pequeño desplazamiento
Estos se refieren a elementos abiertos en sus extremos como pilotes de acero
laminado con sección en “H” o cualquier otra, generalmente causan una
mínima alteración en el suelo circundante y su capacidad de carga es
desarrollada principalmente por punta.
7.5. CONSIDERACIONES GENERALES
En esta sección se exponen los requisitos generales a considerar para el
diseño de cimentaciones profundas, muchas de las consideraciones expuestas
se basan en las directrices de las especificaciones AASHTO para el diseño de
puentes por el método LRFD.
7.5.1. Pilotes hincados
7.5.1.1. Penetración de los pilotes
De acuerdo con Especificaciones AASHTO para el diseño de puentes por el
método LRFD, la penetración requerida para los pilotes se debería determinar
con base en la resistencia de las cargas verticales y laterales, y en el
desplazamiento tanto del pilote como de los materiales subsuperficiales. En
general, a menos que se tope con un rechazo, la penetración de diseño de
cualquier pilote debería ser mayor o igual que 3000 mm en suelo cohesivo
duro o material granular denso, y mayor o igual que 6000 mm en suelo
cohesivo blando o material granular suelto. Los pilotes para apoyos deberán
penetrar una distancia como mínimo igual a un tercio de la longitud del pilote
que no tiene apoyo lateral.

7-5
Los pilotes utilizados para penetrar un estrato superior blando o suelto que se
encuentra sobre un estrato duro o firme deberán penetrar el estrato firme a
una distancia suficiente para limitar el movimiento de los pilotes y lograr
capacidades de carga suficientes.
7.5.1.2. Resistencia
De igual forma, la AASHTO recomienda que los pilotes se diseñen de manera
que tengan capacidades de carga y resistencias estructurales adecuadas,
asentamientos tolerables y desplazamientos laterales tolerables.
La capacidad de carga de los pilotes se puede determinar mediante métodos
de análisis estático con base en la interacción suelo-estructura, también se
pueden emplear los ensayos de carga, o el uso de la técnica de medición de
onda de tensión u otra técnica similar. La resistencia de los pilotes se debe
determinar mediante una adecuada combinación de estudios de suelo,
ensayos en laboratorio y/o in situ, con los métodos analíticos, los ensayos de
carga y el análisis del historial de comportamientos anteriores.
Además se pueden considerar los siguientes factores:
 La diferencia entre la resistencia de un pilote individual y la de un grupo de
pilotes.
 La capacidad de los estratos subyacentes para soportar la carga del grupo
de pilotes.
 Los efectos del hincado de los pilotes sobre las estructuras adyacentes.
 La posibilidad de socavación y sus consecuencias.
 La transmisión de esfuerzos del suelo al consolidarse, como por ejemplo la
fricción negativa.
Los factores de resistencia que se aplican a las capacidades de los pilotes,
obtenidas a partir de ensayos de carga in situ o con base al analizador del
hincado, deben ser como se especifica en las Tablas 7.1 y 7.3.

7-6
7.5.1.3. Efecto del asentamiento del terreno y de las cargas de fricción
negativa
Si un depósito de suelo en el cual, o a través del cual, se han instalado pilotes,
el suelo se somete a consolidación y asentamiento y en los pilotes se inducen
fuerzas de fricción negativa. Las cargas de fricción negativa inducidas tienden
a reducir la capacidad utilizable de los pilotes.
La fricción negativa es una carga mientras que la fricción superficial es una
resistencia. La fricción negativa se considera en el análisis de capacidad de
carga, en aquellos casos en los cuales hay un pilote de punta en un suelo muy
denso o duro o en roca, donde la capacidad del pilote es normalmente
controlada por la resistencia estructural del mismo y donde los asentamientos
del pilote son despreciables. En todos los demás casos de pilotes apoyados en
suelos compresibles, donde la capacidad del pilote es controlada por la
resistencia de punta y la adherencia o fricción lateral, la fricción negativa se
puede considerar como un tema relacionado con el asentamiento.
Las observaciones in situ de pilotes existentes, demuestran que la magnitud
de la fricción negativa es función del esfuerzo efectivo que actúa sobre el
pilote y se puede calcular de manera similar al cálculo de la resistencia
positiva del fuste, utilizando los métodos α o λ. Sin embargo, se debe permitir
una tolerancia para el posible aumento de la resistencia al corte no drenada, a
medida que se produce consolidación, ya que el aumento de la resistencia al
corte provoca cargas de fricción negativa más elevadas. Un enfoque
alternativo sería utilizar el método β en aquellos casos en los cuales sea
necesario considerar las condiciones a largo plazo luego de la consolidación.
Las fuerzas de fricción negativa se pueden reducir aplicando una delgada capa
bituminosa sobre la superficie del pilote.
Para determinar la longitud del pilote afectada por las fuerzas de fricción
negativa es necesario localizar el denominado plano neutro. El plano neutro
se define como el plano en el cual el asentamiento del pilote y el
asentamiento del suelo son iguales, como se ilustra en la Figura 7.1. Por
encima del plano neutro el suelo carga al fuste con fricción superficial
negativa. Por debajo del plano neutro el pilote deriva apoyo del suelo y en
consecuencia la carga total del pilote disminuye. En la Figura 7.1 se ilustra la
distribución de la carga y la resistencia en el pilote.

7-7
Figura 7.1. Representación esquemática de las cargas, asentamiento y plano neutro de un
pilote (AASHTO, 2004)
7.5.1.4. Separación, luces libres y longitud embebida de los pilotes
Según las especificaciones AASHTO para el diseño de puentes por el método
LRFD, las separaciones entre los centros de los pilotes no deberán ser
menores que el mayor valor entre 750 mm o 2,5 veces el diámetro o el ancho
de los pilotes. La distancia entre el lateral de un pilote y el borde más próximo
de la viga de amarre o de la zapata cabezal deberá ser mayor que 225 mm.
7.5.1.5. Pilotes inclinados
Se deben evitar los pilotes inclinados si se anticipan cargas de fricción
negativa y si la estructura está ubicada en zonas sísmicas con coeficiente de
aceleración Aa entre 0,19 y 0,29.
Se pueden utilizar pilotes inclinados si la resistencia lateral de los pilotes
verticales no es adecuada para contrarrestar los esfuerzos horizontales
transmitidos a la cimentación o si es necesario aumentar la rigidez de la
estructura en su conjunto.
Distribucion de la carga
y la resistencia
Distribucion del asentamiento
Cabeza
del pilote
CargaPo
Pul + Psn
Base
del pilote
Plano
neutro
Compresion
elastica del
pilote
Qp
Qpl + Qs
Asentam.
cabeza del
pilote
Asentamiento
superficie del terreno
asentamiento
Pilote
Suelo
Desaplazamiento de
la base del pilote
(a)
Profundidad (b)

7-8
7.5.1.6. Levantamiento
Las fundaciones con pilotes diseñadas para resistir levantamiento se deben
verificar para determinar su resistencia al arrancamiento y la capacidad
estructural de los pilotes para soportar esfuerzos de tensión.
7.5.1.7. Pilotes de prueba
De acuerdo con las Especificaciones AASHTO para el diseño de puentes por el
método LRFD, se deberán considerar pilotes de prueba para cada
subestructura a fin de determinar las características de instalación de los
pilotes, evaluar la capacidad de los pilotes en función de su profundidad y
establecer las longitudes para poder realizar el pedido de los pilotes al
proveedor. Los pilotes se pueden probar mediante ensayos de carga estática,
ensayos dinámicos, estudios de factibilidad del hincado, o una combinación
de estos ensayos, con base en el conocimiento de las condiciones del
subsuelo. El número de pilotes de prueba requerido puede ser mayor en el
caso de subsuelos de condiciones no uniformes. Puede ser no necesario
utilizar pilotes de prueba si existe experiencia previa con el mismo tipo de
pilotes y se conoce la capacidad de carga última de los pilotes en condiciones
de subsuelo similares.
7.5.1.8. Análisis por ecuación de onda
La ecuación de onda se debe emplear para confirmar que la sección de diseño
del pilote se puede instalar a la profundidad deseada y con la capacidad
última requerida así como dentro de los niveles de carga de hincado
admisibles.
7.5.1.9. Monitoreo dinámico
Para los pilotes instalados en condiciones complicadas de subsuelo, tales
como suelos con presencia de obstrucciones y cantos rodados o lechos
rocosos con pendientes muy pronunciadas, se puede especificar un
monitoreo dinámico para verificar que se satisfaga la capacidad estructural de
los pilotes. También se puede utilizar monitoreo dinámico para verificar la
capacidad geotécnica cuando la envergadura del proyecto y otras limitaciones
hagan impracticable la realización de ensayos de carga estática

7-9
7.5.1.10. Socavación
En el diseño de cimentaciones profundas se consideran los efectos de la
socavación para la determinación de la capacidad de carga y de la longitud de
los elementos. La capacidad de carga se determina en los suelos ubicados por
debajo de la profundidad de socavación.
7.5.2. Pilotes pre-barrenados
7.5.2.1. Diámetro de los fustes y bases ensanchadas
En los suelos cohesivos rígidos, se utiliza una base ensanchada o campana en
la punta del pilote para aumentar la superficie de contacto de la punta y así
reducirla presión unitaria o proveer resistencia adicional contra las cargas de
levantamiento.
7.5.2.2. Resistencia
Los requisitos del numeral 7.5.1.2, son aplicables.
7.5.2.3. Fricción negativa
7.5.2.4. Separación de los pilotes de un grupo
La separación entre los centros de los pilotes prebarrenados debe ser el
mayor valor entre 3,0 diámetros o la separación requerida para evitar la
interacción entre pilotes adyacentes.
Si se requieren separaciones menores, la documentación técnica debe
especificar la secuencia constructiva y se deben evaluar los efectos de
interacción entre pilotes adyacentes.
7.5.2.5. Pilotes prebarrenados inclinados
Se debe evitar el uso de pilotes prebarrenados inclinados.
Si se requiere mayor resistencia lateral se puede considerar aumentar el
diámetro de los pilotes o bien aumentar el número de pilotes prebarrenados.

7-10
7.5.2.6. Levantamiento
Para evaluar las potenciales cargas de levantamiento en pilotes
prebarrenados que atraviesan suelos expansivos es necesario evaluar el
potencial de expansión del suelo y la extensión de los estratos de suelo que
pueden afectar al pilote. Los lineamientos para la caracterización de este tipo
de suelos se presentan en el Capítulo 4, de este Manual.
Los pilotes prebarrenados diseñados para suelos expansivos se deberán
prolongar hacia el interior de suelos estables frente a la humedad hasta una
profundidad suficiente para proporcionar un anclaje adecuado para resistir el
levantamiento. También se debe proveer una luz suficiente entre la superficie
del terreno y el fondo de los cabezales o vigas que conectan los pilotes a fin
de evitar la aplicación de cargas de levantamiento en la conexión
pilote/cabezal provocadas por la expansión del suelo.
7.6. ESTADO LÍMITE DE RESISTENCIA
Siempre será necesario comprobar los estados límite que se describen en la
Tabla 2.2 del Capítulo 2 – Criterios Básicos, en particular en lo que respecta a
la carga axial de compresión y a la carga axial de levantamiento, por ser estos
últimos de competencia geotécnica.
7.6.1. Factores de Resistencia
De acuerdo con las especificaciones AASHTO para el diseño de puentes por el
método LRFD, los valores de los factores de resistencia en el estado límite, se
toman de la Tabla 7.1, considerando las notas 1 y 2, para los pilotes
prebarrenados y de la Tabla 7.3 para pilotes hincados.

7-11
Tabla 7.1. Factores de resistencia para el estado límite de resistencia geotécnica en pilotes
prebarrenados cargados axialmente (AASHTO, 2004)
FACTOR DE
RESISTENCIA
Capacidad de
carga última
de pilotes
prebarrenados
individuales
Resistencia lateral
en arcilla
Método α
(Reese y O’Neill 1988)
0,65
Resistencia de
punta en arcilla
Tensión total
0,55
Resistencia lateral
en arenas
Touma y Reese (1974)
Meyerhof (1976)
Quiros y Reese (1977)
Reese y Wright (1977)
Ver nota 1
Resistencia de la
base en arena
Meyerhof (1976)
Ver nota 1
Resistencia lateral
en roca
Carter y Kulhawy (1988)
Horvath y Kenney (1979)
0,55
0,65
Resistencia de la
base en roca
Canadian GeotechnicalSociety
(1985)
Método de la presión
(Canadian
GeotechnicalSociety 1985)
0,50
0,50
Resistencia lateral
y resistencia de
punta
Ensayo de carga 0,80
Falla en
bloque
Arcilla 0,65

7-12
FACTOR DE
RESISTENCIA
Resistencia
contra el
levantamiento
de pilotes
perforados
individuales
Arcilla
Método α
Pilotes prebarrenados con
base acampanada
0,55
0,50
Arena
Meyerhof (1976)
Ver nota 2
Roca
Carter y Kulhawy (1988)
Horvath y Kenney (1979)
0,45
0,55
Ensayo de carga 0,80
Resistencia
contra
levantamiento
de grupos de
pilotes
perforados
Arena
Arcilla
0,55
0,55
 Nota 1: Quiros y Reese (1977) y Reese y O'Neill (1988) limitaron la resistencia lateral
unitaria a 0,19 MPa, valor correspondiente al máximo valor medido históricamente.
Touma y Reese (1974) limitaron la resistencia lateral unitaria a 0,24 MPa.
Reese y O'Neill (1988) propusieron un método para suelos no cementados que utiliza un
enfoque que se diferencia en que considera que la resistencia lateral es independiente
del ángulo de fricción interna del suelo o del número de golpes del ensayo normal de
penetración - SPT. De acuerdo con sus conclusiones, el ángulo de fricción tiende a un
valor común debido a las elevadas deformaciones por corte que provoca en la arena el
alivio de los esfuerzos durante la excavación.
Ensayos de carga realizados indican que se requieren grandes asentamientos para
movilizar la máxima resistencia de punta de los pilotes prebarrenados en arena.
Debido a que la mayoría de las estructuras no admiten grandes asentamientos, los
procedimientos para calcular la resistencia de punta unitaria, qp, se basan en un
movimiento descendente igual ya sea a 25 mm (Touma y Reese (1974); Quiros y Reese
(1977) o 5 por ciento del diámetro de la base (Reese y Wright (1977); Reese y O'Neill
(1988).

7-13
La expresión de Meyerhoff (1976) para determinar la resistencia de punta supone que la
resistencia de punta aumenta linealmente en función de la profundidad embebida hasta
una profundidad límite igual a 10,0 diámetros del pilote; más allá de esta profundidad la
resistencia de punta permanece constante.
Comparando los diferentes métodos se observa que, dadas las mismas condiciones, con
ellos se pueden obtener estimaciones muy variables de la capacidad.
Desafortunadamente, la información disponible en la actualidad sobre ensayos de carga
in situ no es suficiente para determinar cuál de los métodos es más confiable y de
aplicación más generalizada.
Debido a la escasez de datos obtenidos in situ, de momento no es posible determinar
con precisión cuáles valores se deben utilizar para los factores de resistencia aplicables a
los pilotes perforados en arenas y gravas.
En consecuencia, el mejor procedimiento aparentemente consiste en estimar la
resistencia usando todos los métodos aplicables y seleccionar la capacidad mayorada
aplicando el criterio profesional y cualquier experiencia previa disponible
correspondiente a condiciones similares.
 Nota 2: Los factores de resistencia para el levantamiento son menores que los
correspondientes a la compresión axial. Esto se debe en parte a que los pilotes
prebarrenados traccionados descargan el suelo, reducen el esfuerzo efectivo debida a la
sobrecarga de suelo y por tanto la resistencia lateral contra el levantamiento del pilote.
No obstante las notas 1 y 2, con el fin de tener una referencia numérica de los
valores de los factores de resistencia para pilotes prebarrenados, en la Tabla
7.2, se trascriben los factores de resistencia del Manual de Diseño Geotécnico
utilizados en el Departamento de transporte de South Carolina SCDOT.
En la Tabla 7.2 se presentan los valores, relacionados con la redundancia que
en el caso de las cimentaciones profundas, es considerada para la selección
del factor de resistencia. Las cimentaciones no redundantes son aquellos
pilotes prebarrenados con cuatro o menos pilotes prebarrenados soportando
una columna o’ pilotes prebarrenados individuales soportando columnas
individuales; cuando se tienen cinco o más pilotes prebarrenados se clasifican
como pilotes pre barrenados redundantes.
En el caso que un pilote soporte una columna el factor de resistencia que
corresponde a la situación redundante se reduce por un 20%.

7-14
Tabla 7.2 Factores de resistencia para el estado límite de resistencia geotécnica en pilotes
prebarrenados (SCDOT, 2010)
FACTOR DE RESISTENCIA
REDUNDANTE NO REDUNDANTE
Resistencia nominal de
pilotes prebarrenados
individuales en
compresión axial en
arenas
Lateral
(fuste)
0,65 0,55
Punta 0,60 0,50
Resistencia nominal de
pilotes prebarrenados
individuales en
resistencia contra el
levantamiento
Lateral
(fuste)
0,55 0,45
Tabla 7.3 Factores de resistencia para el estado límite de resistencia geotécnica en pilotes
hincados (AASHTO, 2004)
FACTOR DE
RESISTENCIA
Capacidad de
carga última de
pilotes hincados
individuales
Resistencia friccional: Arcilla
 Método α (Tomlinson 1987)
 Método β (Esrig y Kirby 1979 y
método de Nordlund aplicado a
suelos cohesivos)
 Método λ (Vijayvergiya y Focht 1972)
0,77 λv
0,50 λv
0,55 λv
Resistencia de punta: Arcilla y Roca
 Arcilla (Skempton 1951)
 Roca (Canadian geotechnicalSociety
1985)
0,70 λv
0,50 λv
Resistencia friccional y resistencia de
punta: Arena
 Método SPT
 Método CPT
0,45 λv
0,55 λv

7-15
FACTOR DE
RESISTENCIA
 Análisis por ecuación de onda
asumiendo la resistencia al hincado
 Ensayo de carga
0,65 λv
0,80 λv
Falla en bloque  Arcilla 0,65
Resistencia
contra el
levantamiento
de pilotes
hincados
individuales
 Método α
 Método β
 Método λ
 Método SPT
 Método CPT
 Ensayo de carga
0,60
0,40
0,45
0,35
0,45
0,80
Resistencia
contra el
levantamiento
de grupos de
pilotes hincados
 Arena
 Arcilla
0,55
0,55
MÉTODO PARA CONTROLAR LA INSTALACIÓN DE LOS
PILOTES Y VERIFICAR SU CAPACIDAD DURANTE O
DESPUÉS DEL HINCADO A SER ESPECIFICADO EN LA
DOCUMENTACIÓN TÉCNICA
VALOR DE λv
Fórmulas para hincado de pilotes, por ejemplo, ENR,
ecuación sin medición de onda de tensión durante el
hincado
0,80
Gráfica de carga obtenida mediante análisis de ecuación de
onda sin medición de onda de tensión durante elhincado
0,85
Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes,
capacidad verificada mediante métodos simplificados,por
ejemplo analizador de hincado de pilotes
0,90
capacidad verificada mediante métodos simplificados,por
ejemplo analizador de hincado de pilotes y ensayo de carga
estática para verificar la capacidad
1,00
capacidad verificada mediante métodos simplificados, por
ejemplo analizador de hincado de pilotes y análisis
CAPWAP para verificar la capacidad
1,00
Mediciones de onda de tensión en 10% a 70% de los
pilotes, capacidad verificada mediante métodos
simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes
1,00

7-16
7.6.2. Capacidad de carga
A continuación se expondrán las metodologías para la determinación de la
capacidad de carga última y admisible, según sea el caso, para aplicar en los
métodos de diseño LRFD y ASD, las cuales están basadas en AASHTO (2004).
Los procedimientos de diseño basados en principios de ingeniería, se pueden
dividir en cuatro categorías:
a) Métodos empíricos.
b) Métodos semiempíricos basados en correlaciones con resultados de
ensayos in situ.
c) Métodos racionales, basados en la mecánica de suelos y la mecánica de
rocas.
d) Métodos numéricos avanzados.
La elección del método apropiado de diseño depende básicamente del tipo de
proyecto y de las condiciones del subsuelo.
7.6.2.1. Método de diseño LRFD
7.6.2.1.1. Capacidad de carga vertical
a) Pilotes individuales
Para el diseño de cimentaciones profundas por el método LRFD, se utilizan
las ecuaciones básicas 7.1 a 7.4, mediante las cuales se determina la
capacidad de carga mayorada QR, para un pilote individual, basado en un
análisis estático.
R n q ult [7.1]
R n qp pu qs su [7.2]
pu qp p [7.3]

7-17
su qs s [7.4]
Donde: q: Factor de resistencia para la capacidad de carga de un
pilote individual especificado en la sección 7.6.1 para
aquellos métodos que no diferencian entre la resistencia
total y la contribución individual de la resistencia de
punta y la resistencia de fricción.
Qult: Capacidad de carga de un pilote individual.
Qpu: Resistencia de punta del pilote.
su: Resistencia de fricción (adherencia) del pilote.
qp: Resistencia unitaria de punta del pilote.
qs: Resistencia unitaria de fricción del pilote.
Ap: Área de la punta del pilote.
As: Área superficial o perimetral del fuste del pilote s p .
qp: Factor de resistencia para la resistencia de punta,
especificado en la sección 7.6.1, para aquellos métodos
que dividen la resistencia de un pilote en una
contribución de la resistencia de punta y una contribución
de la resistencia por fricción.
qs: Factor de resistencia para la resistencia por fricción,
especificado en la sección 7.6.1, para aquellos métodos
que dividen la resistencia de un pilote en una
contribución de la resistencia de punta y una contribución
de la resistencia por fricción.
b) Pilotes en grupo
La resistencia mayorada de un grupo de pilotes, se deberá tomar según la
ecuación 7.5

7-18
R n g g [7.5]
Donde: g: Resistencia nominal del grupo.
g: Factor de resistencia para el grupo especificado en la
sección 7.6.1.
7.6.2.1.2. Resistencia a las cargas Laterales
 Pilotes en grupo
La resistencia mayorada a las cargas laterales de un grupo de pilotes, se
considera de acuerdo con la ecuación 7.6
R n g [7.6]
Donde: : Resistencia lateral nominal de un pilote individual.
g: Resistencia lateral nominal del grupo de pilotes.
: Factor de resistencia para el grupo de pilotes especificado
en las Tabla 7.1 y Tabla 7.3.
: Factor de eficiencia del grupo. La resistencia individual de
cada pilote se multiplica por un factor de eficiencia , el
cual se debe tomar como:
 = 0,75 para suelo no cohesivo.
 0,85 para suelo cohesivo.
La resistencia lateral del grupo se toma como la sumatoria de las
resistencias individuales modificadas de cada uno de los pilotes que
componen el grupo.
7.6.2.1.3. Resistencia contra el levantamiento
Cuando los pilotes están sujetos a levantamiento se deben investigar tanto la

7-19
resistencia al arrancamiento de los pilotes como la capacidad estructural de
los pilotes para resistir tensión y transmitirla a la cimentación.
a) Pilotes Individuales
 Pilotes hincados
La resistencia contra el levantamiento de un pilote individual se debe
estimar de manera similar a la utilizada para estimar la resistencia por
fricción superficial de los pilotes en compresión.
La resistencia mayorada contra el levantamiento, se puede tomar
según la ecuación 7.7
R n u s [7.7]
Donde: s: Capacidad nominal contra el levantamiento debida
a la resistencia del fuste.
u: Factor de resistencia para la capacidad contra el
levantamiento especificado en la Tabla 7.3.
 Pilotes prebarrenados
La capacidad mayorada contra el levantamiento de un pilote
prebarrenado con base acampanada en suelo cohesivo QR se puede
determinar según las ecuaciones 7.8 a 7.11.
R n scampana [7.8]
scamapana qscamapana u [7.9]
qscamapana NuSu [7.10]
u
p
2 2
[7.11]
Donde: Nu: Factor de adherencia contra el levantamiento
(adimensional).

7-20
Dp: Diámetro de la campana (mm).
Db: Profundidad embebida en el estrato de fundación
(mm).
D: Diámetro del fuste (mm).
Su: Resistencia al corte no drenada, promediada en
una distancia igual a 2,0 diámetros de la campana
(2,0Dp) por encima de la base (MPa).
φ: Factor de resistencia especificado en la Tabla 7.1.
Si el suelo ubicado sobre el estrato de fundación es expansivo, Su se
debe promediar sobre la menor profundidad entre 2,0 Dp sobre el
fondo de la base o la profundidad de penetración del pilote en el
estrato de fundación.
Se puede asumir que el valor de Nu varía linealmente entre 0,0 para
b
p
,7 y 0,8 para b
p
,2 (siendo Db la profundidad debajo del
estrato de fundación). La parte superior del estrato de fundación se
toma en la base de la zona en la cual se producen cambios de
humedad.
b) Pilotes en grupo
 Pilotes hincados
La resistencia mayorada contra el levantamiento de un grupo de
pilotes, se toma según la ecuación 7.12.
R n ug ug [7.12]
Donde: Qug: Resistencia nominal contra el levantamiento del
grupo de pilotes.
ug: Factor de resistencia especificado en la Tabla 7.3.

7-21
 Pilotes Prebarrenados
Se deben aplicar los requisitos para pilotes hincados.
Los métodos para determinar la capacidad de carga última Qult de un
pilote individual y en grupo, tanto para pilotes prebarrenados como
para pilotes hincados, fundados en suelo o en roca, se desarrollan en
las siguientes secciones relacionadas también con el método de diseño
ASD.
7.6.2.2. Método de diseño ASD
7.6.2.2.1. Pilotes individuales
 Capacidad de carga vertical del suelo
Para la evaluación de la capacidad de carga última de pilotes cargados
axialmente, existen diversos métodos de análisis como:
a) Métodos de cálculo analítico basados en los principios mecánicos de
los suelos y rocas.
b) Correlaciones con ensayos in situ como SPT, CPT, ensayo de
presurímetro, entre otros.
c) Ecuaciones de hincado de pilotes para pilotes hincados.
d) Análisis por ecuación de onda para pilotes hincados.
La capacidad de carga de pilotes individuales para condiciones estáticas y
cargas axiales de compresión se expresa según la ecuación 7.13.
ult pu su – [7.13]
ult qp p s qsui
n
i 1
[7.14]

7-22
Donde: Qult: Capacidad de carga de un pilote individual.
Qpu: Resistencia de punta del pilote.
Qsu: Resistencia de fricción (adherencia) del pilote.
qp: Resistencia unitaria de punta del pilote.
qsui: Resistencia unitaria de fricción del pilote i.
Ap: Área de la punta del pilote.
As: Área superficial o perimetral del fuste del pilote s p .
W: Peso del pilote.
a) Resistencia de fricción Qsu
En la ecuación 7.14 se reescribe la ecuación 7.4 en la que se define la
resistencia de fricción o adherencia Qsu, en el fuste del pilote.
su qsui qsp
s
[7.15]
Donde: pΔL: Área perimetral.
qs: Resistencia unitaria de fricción (adherencia)
superficial a cualquier profundidad z.
p: Perímetro del pilote, para pilote cuadrado de
longitud L, p , para pilote circular de diámetro D,
p .
Δ : Longitud incremental del pilote sobre la cual p y qs
se consideran constantes.
Para determinar resistencia unitaria de fricción del pilote qs, se utiliza
la ecuación general 7.15 la cual se particulariza para suelos cohesivos y
para suelos granulares.

7-23
Donde: ca: Adhesión.
v: Esfuerzo efectivo vertical a una profundidad
z.
tan a: Ángulo de fricción entre el pilote y el suelo
circundante (0,5 a 0,8 ).
k: Coeficiente de presión lateral (ver Tabla
7.4).
La resistencia unitaria de fricción aumenta con el incremento de la
profundidad hasta un máximo, para luego decrecer hacia la punta
según se aprecia en la Figura 7.2.
La resistencia de fricción entonces se ilustra así:
su qs s = ca v tan a p l [7.16]
Todos los términos ya fueron definidos.
Figura 7.2 Curvas de diseño para determinar los factores de adherencia para pilotes
hincados en suelos arcillosos (Tomlison, 1987)

7-24
b) Resistencia de Punta Qpu
Para determinar la resistencia unitaria de punta del pilote qp, se acepta
la teoría de capacidad de carga presentada en el capítulo 6 de este
Manual, entonces la ecuación 7.3, se puede escribir como en la
ecuación 7.17.
qp cNc vNq , N [7.17]
Donde: c: Cohesión del suelo.
v: Esfuerzo vertical efectivo en el suelo en la
base del pilote.
: Peso unitario del suelo.
B: Diámetro o lado del pilote.
Nc, Nq, Nγ: Factores de capacidad de carga, los cuales
están en función del ángulo de fricción
interna del suelo, de la compresibilidad
relativa del suelo, y de la geometría del
pilote.
La resistencia por punta quedaría según la ecuación 7.18.
pu qp sp sp cNc vNq , N [7.18]
7.6.2.2.2. Pilotes hincados
a) Métodos analíticos
 Resistencia de fricción Qsu
Pilotes en arcilla - Capacidad de carga no drenada
Para los suelos constituidos por arcillas en condición no drenada, =0 y
por lo tanto, tan a es igual a cero, la ecuación 7.16 se transforma en la
7.19 así:

7-25
su qs s= ca p l [7.19]
Según la AASHTO, se debe dar preferencia a los procedimientos de
diseño basados en análisis estáticos en combinación con un monitoreo
in situ durante el hincado, o con ensayos de carga.
Las siguientes metodologías de diseño son aplicables a pilotes cargados
axialmente.
Para obtener el término de adhesión qs ca, se pueden utilizar los
siguientes métodos:
 Método α
Este método aplica a suelos cohesivos; el análisis con esfuerzos
totales se puede utilizar cuando la capacidad de carga última es
calculada con la resistencia al corte no drenada del suelo. Este
método asume que la resistencia lateral es independiente de la
presión efectiva de sobrecarga, luego la resistencia unitaria lateral
está expresada en términos del factor empírico de adhesión, el cual
está en función de la resistencia al corte no drenada.
El coeficiente α, depende de la naturaleza y de la resistencia de la
arcilla, de la dimensión del pilote, del método de instalación y del
tiempo.
La resistencia unitaria superficial qs, se puede tomar de acuerdo con
la ecuación 7.20.
qs ca αSu [7.20]
Donde: ca: Adherencia.
Su: Resistencia al corte no drenada promedio.
α: Factor de adherencia aplicado a Su (adimensional)
ver Figura 7.3.

7-26
Figura 7.3 Curvas de diseño para determinar los factores de adherencia para pilotes
hincados en suelos arcillosos (Tomlison, 1987)
 Método λ
Este método está basado en esfuerzos efectivos, relaciona la
resistencia unitaria superficial con el empuje pasivo del suelo, según
la ecuación 7.21.
qs λ v 2Su [7.21]
Donde: v 2Su: Empuje lateral pasivo del suelo.
λ: Coeficiente empírico (adimensional) ver
Figura 7.4.

7-27
Pilotes en arcilla - Capacidad de carga drenada
 Método β
El método β, permite efectuar los análisis en esfuerzos efectivos; y
se aplica a pilotes prismáticos.
Figura 7.4 Coeficiente λ para pilotes tubulares hincados (Vijayvergiya y Focht, 1972)
La resistencia unitaria de fricción, se puede determinar mediante la
ecuación 7.22.
qs β v [7.22]
Donde: v: Esfuerzo efectivo vertical.
β: Factor tomado de la Figura 7.5.
Sin embargo el término β, se puede determinar asumiendo que la
adhesión ca, en una condición drenada es cero y, por tanto la

7-28
resistencia unitaria superficial se puede expresar de acuerdo con la
ecuación 7.23.
su qs s= v tan a p l [7.23]
Donde: v tan a: β.
a: Angulo de fricción drenado entre la pila y el
suelo.
Figura 7.5 vs. RSC para pilotes de desplazamiento, en función del Índice de Plasticidad IP
(Esrig y Kirby 1979)
La magnitud de k es el coeficiente de presión de tierra en reposo,
para:
 Arcillas normalmente consolidadas, (1- sin ) tan .
 Arcillas preconsolidadas, 1- sin RSC.
Donde: : Ángulo de fricción de la arcilla para esfuerzos
Efectivos.
RSC: Relación de sobreconsolidación.

7-29
Pilotes en suelos granulares
Según Poulos & Davis (1980), en su libro “Pile Foundation Analysis And
Design”; los métodos convencionales de cálculo de la capacidad de
carga última en arenas (Broms, 1966; Nordlund, 1963) asumen que el
esfuerzo vertical efectivo obedece a un esfuerzo de sobrecarga. Sin
embargo investigaciones efectuadas por Vesic (1967) y Kerisel (1961)
encontraron que las resistencias unitarias en la base y en el fuste de los
pilotes, no necesariamente se incrementan en forma lineal con la
profundidad, encontrando un valor constante a cierta profundidad.
Por tanto la resistencia por fricción unitaria en la arena se incrementa
linealmente hasta una profundidad crítica Dc y después permanece
constante bajo esa profundidad. La profundidad crítica varía entre 10 y
20 veces el diámetro o ancho del pilote, dependiendo de la densidad
relativa de la arena.
La profundidad crítica se asume como:
 Dc= 10B Para arenas sueltas.
 Dc= 15B Para arenas medianamente densas.
 Dc= 10B Para arenas densas.
La fricción unitaria se puede determinar mediante la siguiente
ecuación:
qs= v tan a [7.24]
Los valores del coeficiente de presión de tierras k se obtienen de la
Tabla 7.4

7-30
Tabla 7.4. Coeficiente k de presión de tierras (DAS, 2006)
TIPO DE PILOTE k
Perforado o= 1-sin
Hincado, de bajo
desplazamiento o= 1-sin a 1, 1, 1- sin
Hincado, de alto
desplazamiento o= 1-sin a 1,8 1,8 1- sin
Los valores del ángulo a se definen en la Tabla 7.5.
Tabla 7.5. Valores del ángulo a (USACE, 1992)
MATERIAL DEL PILOTE
Acero 0,67 a ,8
Concreto 0,90 a 1,
Madera 0,80 a 1,
Aunque de acuerdo con los resultados de varios investigadores el
rango se encuentra entre 0,5 .
 Resistencia de Punta Qpu
Debido a la baja permeabilidad de la arcilla, se puede asumir que bajo
la punta del pilote se presenta una condición no drenada, por lo tanto,
la resistencia de punta unitaria de los pilotes en arcilla saturada,
cuando el ángulo de fricción interna del suelo es cero u , y los
factores de carga son Nq 1 y N , se puede determinar mediante la
ecuación 7.25, en la cual se ignora el término qp p , de la ecuación
7.16:
qp cuNc 9Su [7.25]
Donde: cu = Su: Resistencia al corte no drenada de la arcilla
cerca del pilote.

7-31
El valor de Nc que usualmente se utiliza para diseño es el propuesto
por Skempton (1951) para un área circular o cuadrada, el cual se
incrementa de un valor de 6,14 en la superficie del pilote a un valor
límite de 9 para profundidades mayores de 4 diámetros. O’Neill y
Reese (1999), presentan los siguientes valores de capacidad de carga
en función de la resistencia al corte no drenada Su.
 Nc = 6,5 para Su = 25 kPa.
 Nc = 8,0 para Su = 50 kPa.
 Nc = 9,0 para Su ≥ 100 kPa.
El valor de 9 es ampliamente utilizado en la práctica.
Pilotes en arcilla - Capacidad de carga drenada
En el caso de pilotes sobre arcillas sobreconsolidadas la capacidad de
carga drenada es más crítica que en una situación no drenada.
Ignorando los factores de capacidad de carga Nc y N , la resistencia de
punta unitaria se puede expresar mediante la ecuación 7.26.
qp vNq [7.26]
El valor de capacidad de carga Nq se puede obtener de la Figura 7.6.

7-32
TERZAGHI A PECK
VESIC DRIVEN
TOMLINSON
LEGEND
MEYERHOF
FACTORDECARGANq
Ø ANGULO DE FRICCION INTERNO
1
2
4
6
8
10
20
40
60
80
100
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50
200
300
RANGO
SUGERIDO
Figura 7.6. Valor de capacidad de carga Nq (AASHTO, 2004)
En el caso de los suelos granulares por su condición drenada, los
excesos de presión de poro que se desarrollan por debajo de las
cimentaciones profundas, se disipan muy rápidamente, por lo tanto, la
capacidad de carga se puede calcular, mediante un análisis con
esfuerzos efectivos, para lo cual se puede utilizar la ecuación 7.25 y la
Figura 7.6.
b) Métodos basados en ensayos in situ
 Resistencia de fricción Qsu
Ensayo Normal de penetración SPT
Según la AASHTO (2004), la fricción superficial unitaria nominal de los
pilotes en suelos no cohesivos en MPa, se toma como:
Pilotes de gran desplazamiento:
= 0,0019N [7.27]

7-33
Pilotes de pequeño desplazamiento:
qs = 0,00096N [7.28]
Donde qs: Fricción superficial unitaria (MPa).
N: Número de golpes promedio (no corregido) del SPT
a lo largo del fuste del pilote.
Para pilotes de gran desplazamiento en arena saturada, la resistencia
última en toneladas está dada por la ecuación 7.29.
ult = 4Np p +
N s
[7.29]
Donde: Np: Número de golpes por pie en la base de la pila.
N: Número de golpes por pie promedio a lo largo del
fuste.
Para pilotes de pequeño desplazamiento la ecuación 7.30 permite
calcular la resistencia última de punta y fricción.
ult = 4Np p +
N s
1
[7.30]
Donde Ap: Área de la punta del pilote.
As: Área superficial o perimetral del fuste del pilote.
En la ecuación 7.29 el límite superior recomendado para la resistencia
unitaria de fricción
N
es de 1 ton/pie2
y para la ecuación 7.30 es de 0,5
ton/pie2
.

7-34
Ensayo de cono de penetración estática CPT
La resistencia por fricción superficial, se calcula mediante la expresión
7.31.
s Ks,c
i
8 i
N1
i 1
fsiasihsi fsiasihsi
N2
i 1
[7.31]
Donde: Ks,c: Factor de corrección Kc para arcillas y Ks para
arenas (ver Figura 7.7).
Li: Profundidad hasta la mitad del intervalo de
longitud en el punto considerado (mm).
Di: Ancho o diámetro del pilote en el punto
considerado (mm).
Fsi: Resistencia local unitaria por fricción de la camisa
determinada mediante el ensayo CPT en el punto
considerado (MPa).
asi: Perímetro del pilote en el punto considerado (mm).
hsi: Intervalo de longitud en el punto considerado
(mm).
N1: Número de intervalos entre la superficie del
terreno y un punto ubicado una distancia igual a
8D debajo de la superficie del terreno.
N2: Número de intervalos entre un punto ubicado una
distancia igual a 8D debajo de la superficie del
terreno y la punta del pilote.

7-35
Figura 7.7. Factores de corrección para resistencia por fricción Ks,c (AASHTO, 2004)
 Resistencia de punta Qpu
Ensayo Normal de penetración SPT
El método sólo es aplicable en arenas y limos no plásticos.
La resistencia en la punta unitaria nominal en MPa, hasta una
profundidad Db, en un estrato de suelo no cohesivo se puede
determinar según la ecuación 7.32.
qp
, 8Ncorr b
ql
[7.32]
Para lo cual:
Ncorr ,77 log
1,92
v
N [7.33]
Donde: Ncorr: Número de golpes por pie del SPT cerca de la
punta del pilote corregido para considerar la
presión debida a la sobrecarga del suelo, v.

7-36
N: Número de golpes del SPT.
D: Ancho o diámetro del pilote (mm).
Db: Profundidad de penetración en el estrato portante
(mm).
ql: Resistencia de punta límite considerada como
0,4Ncorr para el caso de arenas y 0,3Ncorr para limo
no plástico (MPa).
Ensayo de cono de penetración estática CPT
Para determinar la resistencia por punta, se puede utilizar la ecuación
7.34 y la Figura 7.8
qp
qc1 qc2
2
[7.34]
Donde: qc1: Promedio de qc en una distancia igual a yD debajo
de la punta del pilote (recorrido a-b-c); sumar los
valores de qc tanto en dirección del recorrido
descendente (recorrido a-b) como en dirección del
recorrido ascendente (recorrido b-c); utilizar los
valores reales de qc a lo largo del recorrido a-b y la
regla del recorrido mínimo a lo largo del recorrido
b-c; calcular qc1 para valores de y comprendidos
entre 0,7 y 4,0 y utilizar el mínimo valor de qc1
obtenido (MPa).
qc2: Promedio de qc en una distancia igual a 8D sobre la
punta del pilote (recorrido c-e); utilizar la regla del
recorrido mínimo como para el recorrido b-c en el
cálculo de qc1; ignorar las depresiones menores de
los picos "x" si se trata de arena, pero incluirlas en
el recorrido mínimo si se trata de arcilla (MPa).

7-37
qc
8D
y D = 0,7D
a
4D
D
e
?
"x"
c a
b b
Profundidad
envolvente de los
valores mínimos de qc
Figura 7.8. Procedimiento para calcular la resistencia de punta de un pilote (Nottingham y
Schmertmann, 1975)
7.6.2.2.3. Capacidad de carga vertical de la roca
Según el Manual de la Sociedad Geotécnica Canadiense (1985); cuando el
ancho del pilote y la separación de las discontinuidades de la roca son
mayores de 300 mm y cuando las discontinuidades no rellenas tienen un
ancho menor de 6,4 mm, o las discontinuidades rellenas con suelo o
escombros de roca tienen un ancho menor de 25 mm, la resistencia de punta
unitaria nominal, se puede tomar según la ecuación 7.35.
qp quKspd [7.35]
Para lo cual,
Ksp
sd
1 1
td
sd
[7.36]
d 1 ,
Hs
s
, [7.37]
Donde: qu: Resistencia promedio a la compresión uniaxial del núcleo
rocoso (MPa).

7-38
d: Factor de profundidad (adimensional).
Ksp: Coeficiente de capacidad de carga de la Figura 7.9
(adimensional).
sd: Separación entre discontinuidades (mm).
td: Ancho de las discontinuidades (mm).
D: Ancho del pilote (mm).
Hs: Profundidad embebida de un pilote empotrado en roca,
considerada igual a 0,0 para pilotes que apoyan sobre la
parte superior del lecho rocoso (mm).
Ds: Diámetro de la perforación para el pilote empotrado en
roca (mm).
Este método no se podrá aplicar a rocas blandas estratificadas, como por
ejemplo lutitas débiles o calizas débiles. Los pilotes que apoyan sobre rocas
débiles se deberán diseñar tratando la roca blanda como si fuera suelo.
7.6.2.2.4. Ensayos de carga y monitoreo in situ de los pilotes
Los ensayos de compresión, tensión y carga lateral de los pilotes deberán
realizarse de acuerdo con las siguientes normas (ver Capitulo 3 de este
Manual):
 Método de Ensayo para pilotes bajo carga estática de compresión axial -
ASTM D 1143.
 Método de Ensayo de pilotes individuales bajo carga estática de tracción
axial - ASTM D 3689.
 Método de Ensayo de pilotes bajo cargas laterales- ASTM D 3966.

7-39
Figura 7.9. Coeficiente de capacidad de carga (Canadian Geotechnical Society, 1985)
Los ensayos realizados in situ que utilicen un analizador de hincado, deberán
satisfacer la siguiente Norma: Método de Ensayo dinámico de alta
deformación de pilotes - ASTM D 4945.
7.6.2.2.5. Resistencia al levantamiento
 Pilotes individuales
Se deberá considerar la resistencia al levantamiento cuando las
solicitaciones, calculadas con base en la combinación de cargas sean de
tracción.
Cuando los pilotes estén sujetos a levantamiento se debe investigar tanto
la resistencia a la extracción de los pilotes como la capacidad estructural
de los pilotes para resistir tracción y trasmitirla a la fundación.
La resistencia contra el levantamiento de un pilote individual se debe
estimar de manera similar a la utilizada para estimar la resistencia por
fricción superficial de los pilotes en compresión para pilotes hincados.
Para tal fin se propone utilizar el siguiente método de análisis, el cual
supone que en la mayoría de pilotes la resistencia al levantamiento se
desarrolla principalmente por el fuste o cuerpo del pilote y por el peso,

7-40
por lo que la resistencia por punta no se considera.
tu su [7.38]
Donde: su: Resistencia de fricción (adherencia) del pilote.
W: Peso del pilote.
su sqs [7.39]
qs ca v tan a [7.40]
Donde: ca: Adherencia (ver ecuaciones 7.41 y 7.43).
v: Esfuerzo efectivo vertical a una profundidad z.
tan a: Ángulo de fricción entre el pilote y el suelo
circundante (0,5 a 0,8 ).
k: Coeficiente de presión lateral (ver Tabla 7.4).
 Pilotes en arcilla
qs ca αSu [7.41]
Donde: ca: Adherencia.
Su: Resistencia al corte no drenada promedio.
α: Factor de adherencia aplicado a Su (adimensional)
ver Figura 7.3.
Para pilotes hincados se pueden utilizar los mismos métodos que para
pilotes a compresión ( , β , λ).

7-41
 Pilotes en arena
La capacidad última por levantamiento se estima de acuerdo con las
ecuaciones 7.42 y 7.43.
su qsui s= qsp [7.42]
qs= v tan a [7.43]
La fricción unitaria superficial qs, crece linealmente durante el
levantamiento, hasta la profundidad z crit, mas allá de este valor
permanece constante. Para z crit, según Das y Seely (1975), la fricción
unitaria se puede determinar según la ecuación 7.44.
qs= u v tan a [7.44]
Donde: ku: Coeficiente de levantamiento (ver Figura 7.10).
Los demás términos ya fueron definidos.
Figura 7.10.Coeficiente de levantamiento ku (DAS, 2006)
Para calcular la capacidad última de levantamiento, también se puede
determinar la longitud crítica Lcrit, utilizando la Figura 7.11.

7-42
Figura 7.11. Variación de a
y de
crit
con la compacidad relativa de la arena (DAS, 2006)
Si crit en suelos secos donde v z
su =
1
2
p 2
Ku tan a [7.45]
Todos los términos ya fueron definidos
Para crit, en el caso de suelos secos la capacidad última por
levantamiento Qsu, se puede determinar mediante la ecuación 7.46.
su =
1
2
p crit
2
Ku tan a p crit
2
Ku tan a - crit [7.46]
La capacidad de carga admisible neta de levantamiento se determina
dividiendo por un factor de seguridad el cual se recomienda entre 2 y
3.
7.6.2.2.6. Resistencia a las cargas laterales
Las cimentaciones profundas pueden estar sujetas a cargas laterales, así como
a las cargas axiales. Las cargas laterales a menudo provienen de las fuerzas del
viento sobre la estructura o las fuerzas de inercia resultantes del tráfico. La

7-43
resistencia a las cargas laterales, se determina por la resistencia lateral de
suelo adyacente y el momento de flexión en el eje de la cimentación. La
resistencia lateral última Hu a menudo desarrolla un desplazamiento lateral
mucho mayor al que puede ser permitido por la estructura. Para asegurar que
la cimentación ofrece seguridad respecto a la falla, se debe determinar la
carga lateral admisible Hadm.
En el diseño de los pilotes cargados lateralmente se deberán considerar los
efectos de la interacción suelo – estructura o roca-estructura entre los pilotes
y el terreno, incluyendo el número y la separación de los pilotes de cada
grupo. El diseño generalmente se realiza, mediante ensayos de carga,
métodos analíticos o utilizando valores típicos arbitrarios.
1) Ensayos de carga
Los ensayos de carga se justifican para proyectos de gran tamaño y se
pueden ejecutar de acuerdo con la norma ASTM D 3966.
2) Métodos analíticos
Los métodos analíticos se enmarcan en dos criterios que conducen a
metodologías de cálculo diferentes, que consisten en:
a) Determinar la resistencia lateral última, como el método de Broms
(1964, 1965), cuyas ecuaciones se presentan de la 7.49 a las 7.56.
b) Determinar la carga de servicio para una deformación admisible, en el
cual se consideran dos enfoques:
 Método utilizando el módulo de reacción horizontal kh, cuyos
autores más reconocidos son Matlock y Reese (1960). En este
método la reacción del pilote en un punto es simplemente
relacionada con la deflexión en ese punto.
 Método utilizando soluciones elásticas (POULOS, 1971). Este
método de cálculo asume que el suelo es un medio continuo
elástico lineal.

7-44
3) Valores típicos
La Tabla 7.6 proporciona valores de cargas laterales admisibles para
pilotes.
a) Método del cálculo de la resistencia lateral última
A pesar de varias investigaciones efectuadas sobre la resistencia de los
pilotes a la acción de la carga lateral, no se ha podido determinar un
método de diseño simple que puede ser aplicable a cualquier tipo de suelo
o pilote. Hay muchos factores relacionados entre sí de los cuales la rigidez
del pilote es uno de los más importantes, pues influye en la deflexión y
determina si el mecanismo de falla es debido a la rotación de un elemento
rígido corto, o es debido a la falla por flexión de un pilote largo y flexible.
Cuando se ejerce una fuerza transversal excesiva sobre la cabeza de un
pilote, normalmente se provocan grandes flexiones y, por eso, se produce
la rotura del propio pilote. El estado límite correspondiente está
condicionado normalmente por la resistencia estructural del propio pilote.
En la práctica habitual esta situación se conoce como “pilote largo”.
Supuesto que el pilote soportase esos esfuerzos, el límite de la carga
depende de la resistencia del terreno. Esto suele ocurrir en pilotes poco
empotrados o muy resistentes respecto a la propia resistencia lateral del
terreno frente a sus empujes. En la práctica habitual esta situación se
conoce como “pilote corto”.
Por lo tanto, para calcular la resistencia lateral última Hu, se requiere
inicialmente determinar si el pilote se comportará como una unidad rígida
corta o como un elemento flexible de longitud infinita. Esto se realiza
mediante el cálculo de los factores de rigidez R y T para una combinación
particular del pilote y el suelo. Los factores de rigidez son gobernada por la
rigidez (valor de EpIp) del pilote y por la compresibilidad del suelo. Esto
último se expresa en términos del módulo del suelo, que no es constante
para cualquier tipo de suelo sino que depende del ancho D del pilote y de
la profundidad del área cargada.
Para suelos con módulos constantes con la profundidad como las arcillas
sobreconsolidadas, el factor de rigidez R en unidad de longitud se puede

7-45
determinar con la ecuación 7.47.
R
Ep p
h
[7.47]
Donde: Ep: Módulo de elasticidad del material del pilote.
Ip: Momento de inercia de la sección del pilote.
kh: Módulo de la reacción horizontal del suelo (coeficiente de
balasto horizontal).
D: Diámetro o ancho del pilote.
Para la determinación del módulo de elasticidad del material del pilote se
pueden consultar los ensayos correspondientes en el Capítulo 3 así como
los valores típicos o correlaciones en el Capítulo 4 de este Manual.
El módulo de reacción horizontal del suelo kh, se puede obtener del
ensayo de placa o en el caso de arcillas sobreconsolidadas no drenadas,
mediante la Tabla 7.6.
Tabla 7.6. Relación entre módulo de la reacción horizontal del suelo kh y la resistencia al
corte no drenada de arcillas rígidas sobreconsolidadas (Pile design and construcction
practice, M.J. Tomlinson)
CONSISTENCIA
FIRME A
RÍGIDA
RÍGIDA A MUY
RÍGIDA
ENDURECIDA
Resistencia al corte
no drenada (cu)
kN/m2
50-100 100-200 >200
Rango de kh MN/m3
15-30 30-60 >60

7-46
Para suelos con módulos que se incrementan linealmente con la
profundidad, por ejemplo arcillas normalmente consolidadas y suelos
granulares, el factor de rigidez T, en unidad de longitud, se puede
determinar con la ecuación 7.48.
T
Ep p
nh
[7.48]
Donde: nh: Coeficiente de variación del módulo de balasto (ver
Tabla 7.6) h nh .
Tabla 7.7 Valores típicos del Coeficiente de reacción horizontal nh (GEO, 2006)
CONSISTENCIA
SUELTA
(N 4-10)
MEDIANAMENTE
DENSA
(N 11-30)
DENSA
(N 31-50)
Arena seca o
húmeda
(mN/m3
)
2,2 6,6 17,6
Arena sumergida
(mN/m3
)
1,3 4,4 10,7
Los anteriores valores de nh, se basan en los valores del módulo de
Terzaghi (1955).
Tomlinson (1994), sugiere utilizar para arcillas blandas normalmente
consolidadas blandas, un valor de nh entre 350 a 700 kN/m3
y para limos
orgánicos blandos un valor de 150 kN/m3
.
Calculados los factores de rigidez R y T, el criterio para definir si un pilote
tiene un comportamiento como pilote corto o rígido o como pilote largo o
flexible, está relacionado con la longitud de empotramiento L, como se
observa en las Figuras 7.12 y 7.13 y se define en la Tabla 7.8.

7-47
Figura 7.12 Pilote vertical corto bajo carga horizontal (GEO, 2006)
Figura 7.13 Pilote vertical largo bajo carga horizontal (GEO, 2006)
Tabla 7.8 Criterio para el comportamiento como pilote corto y pilote largo (GEO, 2006)
TIPO DE PILOTE
MÓDULO DEL SUELO
INCREMENTO
LINEAL
INCREMENTO
CONSTANTE
Pilotes cortos (rígido) 2T 2R
Pilotes largos (flexibles) ≥ T ≥ , R
e1
H
L
Centro de
rotacion
CABEZA - LIBRE CABEZA - FIJA
L
H
H
e1
L L
CABEZA - FIJACABEZA - LIBRE
FRACTURA
FRACTURA
e1
H

7-48
 Método de Brinch Hansen (1961)
El método permite determinar la resistencia lateral última Hu de pilotes
cortos (rígidos), como se ilustra en la Figura 7.14; el método aplica tanto
para suelos uniformes como para suelos estratificados.
Figura 7.14 Pilotes cortos sujetos a carga lateral (Brinch Hansen, 1961), a) Reacción del suelo
b) Diagrama de fuerza cortante c) Diagrama de momento flector (Adaptado de GEO (2006))
La resistencia del pilote rígido que rota en el punto X, se obtiene de la
suma de los momentos de la resistencia del suelo por encima y por debajo
de ese punto. El diagrama de resistencias pasivas se divide en un número
n, conveniente de elementos horizontales.
La resistencia pasiva unitaria de un elemento a una profundidad z por
debajo de la superficie del terreno, está dada por la ecuación 7.49
z= vKqz c Kcz [7.49]
Donde: v: E s fu e r z o e fe c t i v o d e s ob r e c a r ga a l a
profundidad z.
c : Cohesión del suelo a la profundidad z.
Kqz, Kcz: Coeficientes de presión pasiva, que se obtienen de
la Figura 7.15.

7-49
Por lo tanto la resistencia total pasiva de cada elemento horizontal está
dada por la expresión 7.50.
z
n
[7.50]
El punto de rotación a la profundidad x, se determina correctamente,
cuando la ΣM , por lo tanto el punto X, es determinado por un proceso
de ensayo y error. La ecuación 7.51 permite determinar el momento
alrededor del punto de aplicación de la carga horizontal.
M z
n
e1 z z
n
e1 z
z
z
z
z
[7.51]
Obtenido el punto de rotación X de la ecuación 7.51, la resistencia lateral
última del pilote debido a la fuerza horizontal Hu, se puede obtener
tomando momentos en el punto de rotación X, obteniendo la ecuación
7.52
Hu e1 z
n
z z
n
z
z
z
z
z
[7.52]
Donde: Pz: Resistencia unitaria pasiva por unidad de ancho (ver
ecuación 7.49).
z: Profundidad z bajo la superficie del suelo.
x: Distancia vertical desde la superficie del suelo al punto de
rotación.
n: Número de elementos horizontales en que se divide el
diagrama de resistencia pasiva.
D: Diámetro del pilote.
e: Distancia desde la superficie del suelo al punto de
aplicación de la carga en un pilote de cabeza fija.

7-50
Figura 7.15 Coeficientes Kqz, Kcz a la profundidad z para pilotes cortos sujetos a carga lateral
(Brinch Hansen, 1961, (Adaptado de GEO (2006))
Ejemplo 1
Un pilote vertical prebarrenado y fundido in situ de 0,60 m de diámetro, de
10 m de longitud L, se cimentara sobre una arcilla rígida sobreconsolidada,
con φ 2 °, cu= 120 kN/m2
, soporta una carga vertical de compresión de
1500 kN.
Se requiere determinar la carga última horizontal Hu que puede ser aplicada
4 m por encima del nivel del suelo.
El modulo elástico del concreto es 26x103
MN/m2
y el momento de inercia
del pilote es p
1
R

7-51
Solución
De la Tabla 7.6, para cu= 120 kN/m2
, el modulo kh= 30 MN/m2
El momento de inercia del pilote es: p
1 ,
2
, m4
Para determinar si el pilote es corto y aplicar el método de Brinch Hansen,
se utiliza la ecuación 7.47
R
Ep p
h
2 1 ,
,
1,7 m
De la Tabla 7.8, si 2R entonces el pilote se comportará como rígido corto
y el método de Brinch Hansen se puede utilizar.
L=10 m < 2R = 2*1,74=3,48m
Para determinarla resistencia pasiva unitaria para una profundidad z = 1m
se utiliza la ecuación 7.49 z= vKqz c Kcz, de acuerdo con la siguiente Tabla:
Por ensayo y error se asume que el punto de rotación X se encuentra 4 m.
por debajo del nivel del terreno. Tomando momentos en el punto de
aplicación de Hu, y de acuerdo con la ecuación 7.51, para L/n= 1, se tiene:
M 1 4,5+756*1*5,5+840*1*6,5+864*1*7,5-888*1*8,5-960*1*9,5=
2400 kN*m por m de ancho del pilote
Con base en el valor obtenido, se modifica la posición del punto de rotación
X hasta obtener un valor M , cercano a 0.
Luego se toma momentos con respecto al punto de rotación X,
obteniéndose el valor de Hu= 1210 kN, para un pilote de 0,6 m de ancho.

7-52
 Método de Broms (1964)
El método de Broms es una representación simplificada del
comportamiento de un pilote, la cual permite obtener la resistencia última
lateral en forma aproximada, lo que en general es adecuado para estimar
un valor inicial, aunque, si el diseño se rige por el comportamiento de la
carga lateral, se deben efectuar pruebas de carga para verificar los
parámetros de diseño.
Este método puede utilizarse para estimar inicialmente la carga última
lateral Hu; para pilotes restringidos o de cabeza fija y no restringidos o de
cabeza libre, en suelos cohesivos y granulares. La teoría es similar a la de
Brinch Hansen excepto por algunas simplificaciones relativas a la
distribución de la resistencia última del suelo con la profundidad.
El método utiliza un módulo de reacción horizontal del suelo y considera
que, la falla en los pilotes cortos se debe al flujo del suelo alrededor del
pilote y que la falla en pilotes largos se debe a la formación de una
articulación plástica en el pilote. (Broms, 1964, 1965), y (Reese, 1986).
El criterio para definir si un pilote tiene un comportamiento como pilote
corto o rígido o como pilote largo o flexible, es el que se presenta en la
Tabla 7.9.
Tabla 7.9. Criterio para el comportamiento como pilote corto y pilote largo (USACE, 1992)
CABEZA LIBRE CABEZA FIJA
PILOTE CORTO PILOTE LARGO PILOTE CORTO
PILOTE
LARGO
SUELOS GRANULARES
C ≥ C CS ≥ C
SUELOS COHESIVOS
C ≥ C CS ≥ C

7-53
Para determinar la longitud crítica LC se presentan las ecuaciones 7.53 a la
7.58.
SUELOS GRANULARES
CABEZA LIBRE
CABEZA FIJA
PILOTE CORTO PILOTE LARGO
C
2Hul
K C
2Ma eHul
Kp
[7.53] CS
Mu
Kp
1
[7.54]
C
Hul
, K C
Mu
, Kp
[7.55]
SUELOS COHESIVOS
C 1,
9
cu
Mu
2,2 cu
1
2
[7.56] CS 2
Mu
18cu
9
1
2
[7.57]
C 2,2 2
9
Mu
9cu
1
2
Mu
2,2 cu
1
2
[7.58]
Donde: D: Diámetro del pilote.
Cu: Resistencia al corte no drenada.
e: Longitud del pilote por encima de la superficie.
Kp: Coeficiente de presión pasiva de Rankine.
Las ecuaciones 7.59 a la 7.66, permiten estimar el valor de Hu, para
diferentes escenarios los cuales se ilustran en las Figuras 7.16, 7.18, 7.20 y
7.22. El valor de Hu, se puede determinar directamente de las Figuras 7.17,
7.19, 7.21 y 7.23.
En esas figuras, se hace la hipótesis adicional de no contar con la
colaboración de la resistencia del terreno superficial en un espesor igual a
una vez y medio el diámetro de pilote; únicamente se cuenta con la
colaboración de su peso. Hipótesis semejante habría que realizarse para
contar con posibles socavaciones, erosiones o excavaciones, que tanta
influencia tienen en la resistencia horizontal.

7-54
SUELOS GRANULARES
PILOTES CORTOS
FIG
Hu
, Kp s
e1
[7.59] Hu 1, 2
sKp [7.60] 7.17
PILOTES LARGOS
Hu
Mu
e ,
Hu
Kp
[7.61]
Hu
2Mu
e ,
Hu
Kp
[7.62] 7.19
SUELOS COHESIVOS
PILOTES CORTOS
FIG
Hu 18cu e2 1, e e , 2
1,12 2
[7.63] Hu 9cu 1, [7.64] 7.21
PILOTES LARGOS
Hu 9cu e 1, 2
2M
9cu
e 1, [7.65] Hu 9cu 2,2 2
9
M 1, [7.66] 7.23
Donde: D: Diámetro del pilote (pies).
cu: Resistencia al corte no drenada (kilolibra/pie2
).
e: Longitud del pilote sobre la superficie del suelo (pies).
MU: Momento flector resistente ultimo (kilolibra . pie).
L: Longitud embebida del pilote (pies).
Kp: Coeficiente de presión pasiva de Rankine
tan2
2
.
s: Peso unitario del suelo (kilolibra/pie3
).

7-55
Figura 7.16. Resistencia lateral última de pilotes cortos en suelos granulares, Broms (1964)
(Adaptado de GEO (2006))
Para determinar el valor de la resistencia lateral última Hu, en pilotes
cortos en suelos granulares, también se puede utilizar la Figura 7.17, en la
cual se determina
Hu
Kp s
.
Figura 7.17. Resistencia lateral última de pilotes cortos en suelos granulares en función de
L/D, Broms (1964) (Adaptado de GEO (2006))
Hu
Kp s
Relación de empotramiento del pilote L/D

7-56
Figura 7.18 Resistencia lateral última de pilotes largos en suelos granulares, Broms (1964)
(Adaptado de GEO (2006))
largos en suelos granulares, también se puede utilizar la Figura 7.19, en la
cual se determina
Hu
Kp s
.
Figura 7.19. Resistencia lateral última de pilotes largos en suelos granulares en función de
L/D, Broms (1964) (Adaptado de GEO (2006))
Hu
Kp s
Mu
sKp

7-57
Figura 7.20 Resistencia lateral última de pilotes cortos en suelos cohesivos, Broms (1964)
(Adaptado de Pile Design and Construction Practice, Tomlinson, 1994)
cortos en suelos cohesivos, también se puede utilizar la Figura 7.21, en la
cual se determina
Hu
cu
2.
Figura 7.21 Resistencia lateral última de pilotes cortos en suelos cohesivos en función de
L/D, Broms (1964) (Adaptado de Pile Design and Construction Practice, Tomlinson, 1994)

7-58
Figura 7.22 Resistencia lateral última de pilotes largos en suelos cohesivos, Broms (1964)
(Adaptado de Pile Design and Construction Practice, Tomlinson, 1994)
largos en suelos cohesivos, también se puede utilizar la Figura 7.23, en la
cual se determina
Hu
cu
2.
Mu
cu
Figura 7.23 Resistencia lateral última de pilotes largos en suelos cohesivos en función de
L/D, Broms (1964) (Adaptado de Pile Design and Construction Practice, Tomlinson, 1994)
Hu
cu
2

7-59
Deflexión de los pilotes verticales sometidos a cargas horizontales
El mecanismo de falla de un pilote sometido a carga lateral, depende de su
condición de pilote corto o pilote largo. En este proceso, la cabeza del
pilote puede moverse horizontalmente una distancia apreciable antes que
la rotación o la falla se produzca, de tal forma, que el movimiento exceda
los límites tolerables. Por lo tanto, después de haber calculado la carga de
rotura y dividirla por el factor de seguridad apropiado, todavía es
necesario verificar que la deflexión permisible de la pila no sea superada.
Uno de los métodos propuestos, consiste en determinar la deflexión en
la superficie del terreno, y estimar en forma aproximada la carga lateral
admisible Ha (ecuación 7.67). La carga de trabajo o carga admisible se
toma como la carga para la que y se encuentre dentro de los límites
permitidos. La deflexión se puede obtenerse a partir de las ecuaciones
7.68 a 7.72 o de las relaciones gráficas mostradas en la Figura 7.24.
Ha
ya
y
Hu [7.67]
Donde: Ya: Deflexión lateral admisible especificada, se puede
determinar mediante la ecuación 7.67.
Hu: Carga última lateral, que se puede determinar mediante
las ecuaciones 7.59 a 7.66 o directamente mediante las
Figuras 7.17, 7.19, 7.21 y 7.23.
Para determinar la deflexión y0 en la superficie del terreno, se pueden
utilizar las siguientes ecuaciones:

7-60
SUELOS CON MÓDULO DE REACCIÓN DE LA SUBRASANTE
CONSTANTE CON LA PROFUNDIDAD
PILOTES CORTOS
CABEZA LIBRE (βcL<1,5) CABEZA FIJA (βcL<0,5)
y
Hu 1 1,
e
ES
[7.68] y
Hu
ES
[7.69]
PILOTES LARGOS
CABEZA LIBRE (βcL>1,5) CABEZA FIJA (βcL>1,5)
y
2Huβc
ES
[7.70] y
Huβc
ES
[7.71]
SUELOS CON MÓDULO DE REACCIÓN DE LA SUBRASANTE QUE SE
INCREMENTAN LINEALMENTE CON LA PROFUNDIDAD
y Fy
Huβl
Ep p
[7.72]
Donde: βl y βc: Se obtienen de las ecuaciones 7.73 y 7.74.
Es: Módulo de reacción de la subrasante (ksf).
Fy: Se obtiene de la Tabla 7.10.
El cálculo de la deflexión lateral requiere determinar la mínima
profundidad de penetración β, que para el caso de suelos cohesivos se
puede utilizar la ecuación 7.57. Esta profundidad puede ser
aproximadamente 4βl para un suelo en el que su rigidez se incrementa
linealmente con la profundidad.
Tabla 7.10. Valores de Fy (GEO, 2006)
L
β
Fy
2 1,13
3 1,03
4 0,96
5 0,93

7-61
En suelos en los que el módulo de reacción se incrementa linealmente con
la profundidad, se tiene:
βl
Ep p
1
[7.73]
En los suelos en los que el módulo de reacción permanece constante con
la profundidad, se tiene:
βc
Es
Ep p
1
[7.74]
Donde: Ep: Módulo elástico del pilote (ksf).
Ip: Momento de inercia del pilote (ft4
).
k: Constante relacionada con el módulo elástico del suelo
(Es z) y la profundidad (kips/ft3
) (ver Tabla 7.11).
Es: Módulo de reacción de la subrasante (ksf).
Tabla 7.11. Valores representativos de k (GEO, 2006)
cu (kips/ft2
)
k (kips/ft3
)
ESTÁTICO CÍCLICO
0,25 – 0,5 50 20
0,50 – 1,0 170 70
1,0 – 2,0 500 200
2,0 – 4,0 1700 700
4,0 – 8,0 5000 2000
Los soportes verticales de señales que resisten cargas axiales
insignificantes se pueden colocar a esta profundidad mínima si su
capacidad de carga lateral es aceptable.

7-62
Figura 7.24. Carta para calcular la deflexión lateral en la superficie del terreno en pilotes
cargados horizontalmente. (a) arena; (b) arcilla, Broms (1964) (Adaptado de Das (2006)
y Ep p nh
2
Hu
βl
βc
y
Hu

7-63
Ejemplo 2
Un pilote de concreto de cabeza libre, se va a construir para soportar una
carga lateral de diseño Ha = 45 kN, que será aplicada en la superficie del
suelo, por lo que, e1=0. La deflexión lateral ya, no debe ser mayor de 0,64
cm.
Se requiere determinar la profundidad de penetración y el diámetro, que
soporten la carga lateral aplicada en una arcilla que tiene una cohesión no
drenada Cu= 48 kPa, y cuyo módulo elástico se asume que se incrementará
linealmente con la profundidad. El valor del momento ultimo resistente es
de MU=489 kN*m
---------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
Para iniciar se supone un diámetro D=76 cm, por tanto el valor de EPIP =
111619 KN*m2
Determinación de la profundidad mínima de penetración, para ello se utiliza
la ecuación 7.73.
βl
Ep p
1
El valor de k, se obtiene de la Tabla 7.11.
Para Cu= 48 kPa, (1kips/ft2
), el valor de k= 170 1kips/ft3
(26721 kN/m3
)
Reemplazando en la ecuación 7.73:
βl
Ep p
1
:
111 19 N m2
2 721 N m
1
= 1,33 m
La profundidad mínima de penetración L= 4βl = 4*1,33= 5,32 m

7-64
Para determinar la longitud critica Lc entre pilote largo y pilote corto, se
utiliza la siguiente ecuación 7.56.
c 1,
9
Cu
M
2,2 Cu
1
2
Reemplazando:
c 1, ,7
9
8 ,7
89
2,2 8 ,7
1
2
,1 m
Como 5,32m >4,10 entonces se considera pilote largo (ver Tabla 7.9). Por lo
tanto y de acuerdo con la ecuación 7.65, se determina el valor de la carga
última lateral Hu.
Hu 9cu e 1, 2
2M
9cu
e 1, 7.
Reemplazando
Hu 9 8 ,7 1, ,7 2
2 89
9 8 ,7
1, ,7
Hu ,8 N
Para determinar el desplazamiento de diseño ya, se utiliza la ecuación 7.67.
Ha
ya
y
Hu
Para determinar la deflexión lateral última y0, se utiliza la expresión 7.64.
y Fy
Huβl
Ep p
El valor de Fy, se obtiene de la Tabla 7.10.

7-65
Para
βl
, 2
1,
, , el valor de Fy ,9
Reemplazando se obtiene:
y ,9
,8 (1, )
111 19
, 17 m
El desplazamiento de diseño se obtiene despejando la ecuación 7.67
ya
Hay
Hu
, 17
,8
, 911 m , 9 cm , cm
El desplazamiento es menor que la deflexión admisible permitida, por lo que
el diámetro supuesto es adecuado para soportar la carga lateral de 45 kN.
Otra forma de determinar HU, es utilizando la Figura 7.23, para lo cual se
requiere calcular
M
Cu
89
,7 8
2 ,21.
entrando en la figura se obtiene
H
2Cu
= 11.
Despejando H 11 8 ,7 2
,97 kN, que coincide con el resultado
obtenido con la ecuación 7.65
b) Análisis elástico para pilotes verticales cargados lateralmente- método
del modulo de reacción horizontal Kh
Los métodos mencionados requieren inicialmente calcular la carga de
rotura de Hu de un pilote con una sección transversal dada (o determinar
las secciones transversales requeridas para una carga dada final) y
después dividir Hu por una factor de seguridad arbitrario, para obtener la
carga admisible de trabajo Ha. También se presenta un procedimiento
alternativo, que consiste en calcular la deflexión en la superficie del
terreno y0, para una gama de cargas H las cuales aumentan
progresivamente, hasta el valor de Hu. La carga admisible Ha, se toma
como la carga para la que y0 ,se encuentra dentro de los límites permitidos.

7-66
El momento de flexión y la fuerza de corte en un pilote sujeto a carga
lateral, se puede modelar como una viga elástica embebida en un suelo
homogéneo, o no homogéneo. Dada la complejidad del tema, se
recomienda utilizar el método de Matlock y Reese (1960) y resumidos por
Elson (1984).
c) Análisis mediante curvas P-Y en pilotes verticales cargados lateralmente
La respuesta de los pilotes frente a las cargas laterales se puede estimar
mediante análisis P-Y (Barker et al, 1991). Cuando un grupo de pilotes está
sujeto a cargas laterales los pilotes interactúan a través del suelo que los
separa. Como resultado de esta interacción, los grupos de pilotes
experimentan flechas mayores que los pilotes individuales solicitados por
la misma carga lateral por pilote, y también son mayores los momentos
flectores en los pilotes del grupo; factores que deben ser considerados en
el diseño. Para tal fin, y dado lo complejo del tema, se recomienda utilizar
el método de Barker et al. (1991) y Reese (1984), quienes presentan
procedimientos aplicables al diseño práctico.
El método de análisis P-Y, con curvas de respuesta suelo/roca
representativas, se puede emplear para numerosas situaciones de diseño
que involucran comportamiento de pilotes individuales o como grupo.
7.6.2.2.7. Capacidad de carga de los pilotes inclinados
La capacidad de carga de un grupo de pilotes que contiene pilotes inclinados
se puede determinar tratando los pilotes inclinados como si fueran pilotes
verticales, según el numeral 7.6.2 de este capítulo.
Grupo de pilotes
7.6.2.2.8. Capacidad de carga vertical
a) Suelo Cohesivo
Si el cabezal se encuentra en contacto firme con el terreno no se requiere
ninguna reducción de la eficiencia.
Si el cabezal no se encuentra en contacto firme con el terreno, y si el suelo

7-67
es rígido, tampoco se requiere ninguna reducción de la eficiencia.
Si el cabezal no se encuentra en contacto firme con el terreno, y si el suelo
en la superficie es blando, la resistencia individual de cada pilote se debe
multiplicar por un factor de eficiencia , el cual se toma como:
 , cuando la separación entre los centros de los pilotes es igual a
2,5 diámetros.
 1, cuando la separación entre los centros de los pilotes es igual a
6,0 diámetros.
 ara separaciones intermedias el valor de se puede determinar por
interpolación lineal.
 La resistencia del grupo deberá ser igual al menor de los siguientes
valores:
 La sumatoria de las resistencias individuales modificadas de cada
pilote del grupo, de acuerdo con la ecuación 7.75.
g n1n2 p s [7.75]
Donde: Qg: Capacidad de carga del grupo de pilotes.
n1n2: Número de los pilotes en el grupo n1Xn2.
n: Eficiencia del grupo g
u
 La resistencia de un bloque de pilotes equivalente, formado por los
pilotes y el bloque de suelo dentro del área limitada por los pilotes
(ver ecuaciones 7.76, 7.77, y 7.78).
Al determinar el bloque de pilotes equivalente:
 Para determinar la resistencia por fricción se utiliza la totalidad de la
resistencia al corte de suelo.

7-68
 Para determinar la resistencia de punta se utiliza la totalidad del área
de la base del bloque de pilotes equivalente.
 Se debe ignorar la resistencia adicional del cabezal.
Para la determinación de la resistencia de un bloque de pilotes
equivalente se recomienda seguir la siguiente metodología:
Para un grupo de pilotes de ancho X, longitud Y y profundidad Z como el
que se ilustra en la Figura 7.25, la capacidad de carga para la falla en
bloque está dada por las ecuaciones 7.76, 7.77 y 7.78.
g 2X 2 Su X NcSu [7.76]
Nc 1
,2X
1
,2
X
para
X
2, [7.77]
Nc 7, 1
,2X
para
X
2, [7.78]
Donde: Su: Resistencia al corte no drenada promedio a lo largo de la
profundidad de penetración de los pilotes.
Su: Resistencia al corte no drenada en la base del grupo.
Figura 7.25. Dimensiones del grupo de pilotes (AASHTO, 2004)

7-69
b) Suelo no cohesivo
La capacidad de carga de los grupos de pilotes en suelo no cohesivo será la
sumatoria de las capacidades de todos los pilotes que componen el grupo.
Ya sea que el cabezal de los pilotes esté o no en contacto con el terreno, el
factor de eficiencia, , debe ser igual a 1, .
c) Suelo resistente sobre suelo débil o compresible
Si un grupo de pilotes está embebido en un depósito de suelo resistente
que yace sobre un depósito más débil se debe considerar el potencial de
falla por punzonamiento de las puntas de los pilotes en el estrato de suelo
más débil.
Si el estrato de suelo subyacente consiste en un suelo compresible más
débil se debe considerar la posible ocurrencia de grandes asentamientos
en dicho estrato más débil.
En ausencia de referencias locales, la investigación de la capacidad de los
suelos blandos subyacentes se puede basar en el cálculo de la carga
sobrepuesta, asumiendo que la distribución de la presión se ensancha por
debajo de las puntas de los pilotes proyectando el área limitada por las
puntas de los pilotes con una pendiente de 2 vertical en 1 horizontal. La
resistencia a cualquier profundidad por debajo de las puntas de los pilotes
se debe determinar con base en el tamaño proyectado de una zapata
idealizada. La capacidad de carga se debe basar en los criterios
especificados para zapatas, en este Manual.
El método se puede visualizar utilizando la Figura 7.35, considerando la
zapata equivalente (o idealizada) al mismo nivel que las puntas de los
pilotes, opción que es algo conservadora si una parte significativa de la
resistencia de los pilotes es aportada por la resistencia friccional, pero se
especifica de este modo por motivos de simplicidad.
d) Grupo de pilotes en roca
La capacidad de carga por punta, para un grupo de pilotes apoyados sobre
roca, se estima mediante la suma de las capacidades de carga individuales
g p, siempre que el espaciamiento mínimo, centro a centro de

7-70
pilotes, sea D+300 mm, donde D es igual a la dimensión diagonal de la
sección transversal del pilote.
7.6.2.2.8. Resistencia a cargas laterales del grupo de pilotes
La resistencia lateral del grupo se toma como la sumatoria de resistencias
individuales modificadas de cada uno de los pilotes que componen el grupo,
es decir la resistencia individual de cada pilote se deberá multiplicar por un
factor de eficiencia , el cual se tomará como:
 = 0,75, para suelo no cohesivo.
 = 0,85, para suelo cohesivo.
7.6.2.2.9. Resistencia contra el levantamiento del grupo de pilotes
La resistencia contra el levantamiento de un grupo de pilotes Qug se debe
tomar como el menor de los siguientes valores:
 La sumatoria de las resistencias contra el levantamiento de los pilotes
individuales.
 La capacidad contra el levantamiento del grupo de pilotes considerado
como un bloque único.
Para los grupos de pilotes en suelo no cohesivo, el bloque que será levantado
se determina utilizando para la carga una distribución con una pendiente de 1
en 4 desde la base del grupo de pilotes, tal como se ilustra en la Figura 7.26.
Para los suelos ubicados debajo del nivel freático se utilizan los pesos
unitarios sumergidos.
Para los suelos cohesivos el bloque utilizado para resistir el levantamiento en
corte no drenado se debe tomar de la Figura 7.26. La resistencia nominal
contra el levantamiento del grupo se toma de acuerdo con la ecuación 7.79.
n ug 2X 2 Su g [7.79]
Donde: X: Ancho del grupo de pilotes, como se ilustra en la
Figura 7.27.

7-71
Y: Longitud del grupo de pilotes, como se ilustra en la
Figura 7.27.
Z: Profundidad del bloque de suelo debajo del cabezal de los
pilotes considerada como se ilustra en la Figura 7.27.
Su: Resistencia al corte no drenada promedio a lo largo del
fuste de los pilotes.
Wg: Peso del bloque formado por el suelo, los pilotes y el
cabezal.
Figura 7.26. Levantamiento de un grupo de pilotes poco separados en suelos no cohesivos
(Tomlinson 1987)

7-72
Figura 7.27. Levantamiento de un grupo de pilotes en suelos cohesivos (Tomlinson 1987)
7.6.2.2.10. Pilotes prebarrenados
Métodos analíticos
Los pilotes prebarrenados en suelos cohesivos se deben diseñar mediante
métodos basados en tensiones totales y efectivas para condiciones de carga
no drenada y drenada, respectivamente.
Los pilotes prebarrenados en suelos no cohesivos se deben diseñar mediante
métodos basados en tensiones efectivas para condiciones de carga drenada o
mediante métodos empíricos con base en resultados de ensayos realizados in
situ.
7.6.2.2.11. Capacidad de carga vertical del suelo
La resistencia de fricción unitaria nominal de los pilotes pre-excavados en
suelo cohesivo bajo condiciones de carga no drenadas, se puede estimar
según la ecuación 7.80.
qsui αSu [7.80]

7-73
Donde: Su: Resistencia al corte media en condición no drenada (cu)
(ver Tabla 7.12).
α: Factor de adherencia (adimensional).
Se debe considerar que el segmento inferior de los pilotes prebarrenados,
que se ilustrada en la Figura 7.28, no contribuye al desarrollo de
resistencia por fricción superficial.
Los valores de α para los pilotes prebarrenados e cavados en seco en
pozos abiertos o encamisados deben ser como se especifica en la Tabla
7.12.
Figura 7.28. Zonas que no se consideran al calcular la resistencia por fricción (Reese y O’Neil
1988)
1500 mm superiores
no contribuyen
1,0 diametro inferior
no contribuye
Pilote recto Pilote acampado
1,0 diametro inferior del
fuste no contribuye
Periferia de la campana
no contribuye

7-74
Tabla 7.12. Valores de α (Reese y O´Neil 1988) (AASHTO, 2004)
Su (MPa) α
<0,2 0,55
0,20 – 0,30 0,49
0,30 – 0,40 0,42
0,40 – 0,50 0,38
0,50 – 0,60 0,35
0,60 – 0,70 0,33
0,70 – 0,80 0,32
0,80 – 0,90 0,31
>0,90 Tratar como roca
En pilotes pre barrenados construidos en seco, el factor de adherencia se
puede relacionar con el índice de plasticidad IP, para el rango de 15<IP<80;
según Stewart y Kulhawy (1981):
 Para arcillas sobreconsolidadas:
α ,7 , 1 [7.81]
 Para arcillas ligeramente sobreconsolidadas (RSC 2):
α ,9 , 1 [7.82]
 En arcillas normalmente consolidadas
α ,9 , [7.83]
En pilotes prebarrenados construidos utilizando bentonita el valor de se
puede tomar como 1/2 a 2/3 de los valores obtenidos mediante las
ecuaciones 7.81, 7.82 y 7.83.

7-75
 Método de Touma y Reese (1974)
De acuerdo con AASHTO (2004), La resistencia unitaria de fricción qs de
los pilotes pre excavados en arena se determina utilizando la ecuación
7.84.
qsui K v tan ,2 M a [7.84]
Donde: K: Factor de transferencia de carga (adimensional)
(ver Tabla 7.13).
v: Esfuerzo efectivo vertical del suelo en el elemento i
del fuste.
: Ángulo de fricción interna de la arena.
Tabla 7.13. Procedimientos para estimar K (Touma y Reese, 1974)
K Db (mm)
0,7 7
0,6 7500 b 12
0,5 b 12
Donde: Db: Profundidad embebida del pilote pre barrenado en
el estrato de arena portante.
 Método de Reese y O’Nei (1988)
La resistencia unitaria de fricción qs de los pilotes se toma de acuerdo
con la ecuación 7.8 de Reese y O’Neil (1988)
qsu β v ,19 M a para ,2 β 1,2 [7.85]
Donde: β: Coeficiente de transferencia de carga
(adimensional) (ver ecuación 7.86).

7-76
del fuste.
β 1, , 77 z [7.86]
Donde: z: Profundidad por debajo del terreno.
Según el U. S. Army Corps of Engineers (1991), la resistencia unitaria
por fricción también se puede determinar mediante la ecuación 7.87
qsui fs β v [7.87]
β tan a [7.88]
Donde: β: Factor de presión lateral de tierra y ángulo de
Fricción.
k: Coeficiente de presión lateral de tierras (ver Figura
7.29).
a: Angulo de fricción interna entre el suelo y el fuste.
del fuste.
El esfuerzo efectivo vertical v, está limitado por la relación cr,
que se obtiene de la Figura 7.30.

7-77
Figura 7.29. Factor de presión lateral de tierra y ángulo de fricción, Meyerhoff (1976) y
Poulos y Davis (1980) (Adaptado US ARMY)
b) Resistencia de punta Qpu
La resistencia por punta última en la punta del pilote, se determina
qp cNcScp vNqSqp
2
N S p [7.89]
La ecuación 7.90 se simplifica a la ecuación 7.89, eliminando el término N ,
compensando con el peso del pilote y asumiendo que el peso unitario del
suelo es aproximadamente igual al peso unitario del pilote .
qp cNcScp vNqSqp [7.90]
Donde: c: Cohesión del suelo bajo la punta del pilote.
v: Esfuerzo efectivo vertical en la punta del pilote.
: Peso unitario del suelo en la punta del pilote.

7-78
Nc, Nq, Nγ: Factores de capacidad de carga adimensionales
que dependen del ángulo de fricción interna .
Scp, Sqp, S p: Factores adimensionales para considerar el efecto
de la forma de la cimentación.
Para calcular la resistencia de punta unitaria se puede utilizar la ecuación
7.91.
qp NcSu , a [7.91]
Donde: Nc: Factor de capacidad de carga Nc 1 ,2 9
Su: Resistencia al corte no drenada (MPa).
L: Longitud de Penetración del pilote prebarrenado (mm).
D: Diámetro del pilote prebarrenado (mm).
El valor de Su se determina a partir de los resultados de ensayos in situ y/o
en laboratorio de muestras no alteradas, obtenidas en una profundidad de
2,0 diámetros por debajo de la punta del pilote. Si el suelo a 2,0 diámetros
debajo de la punta tiene Su< 0,024 MPa, el valor de Nc se debe reducir en
un tercio.
Para los pilotes prebarrenados en arcillas con Su> 0,096 MPa y D> 1900
mm y para los cuales no se evalúan los asentamientos, el valor de qp se
debe reducir a qpr utilizando la siguiente ecuación:
qpr qpFr [7.92]
Donde: Fr: Factor de reducción (ver ecuaciones 7.93 7.94 y 7.95).
Fr
7
12a 7 b
1, [7.93]

7-79
a , 71 , 21 , 1 [7.94]
b 1, 2Su con , b 1, [7.95]
Donde: D: Diámetro de la punta (mm).
La capacidad de carga por punta se puede estimar de acuerdo con la
ecuación 7. 96.
qp vNqSqp [7.96]
 Método de Vesic (1977)
Vesic propuso un método para estimar la capacidad de carga de punta
con base en la teoría de expansión de cavidades, de acuerdo con esta,
los factores de capacidad de carga de la ecuación 7.96 se pueden
estimar utilizando las ecuaciones 7.97, 7.98, 7.99 y 7.100.
Nq
sin
e
9
18 tan
tan2
2 rr
sin
1 sin [7.97]
rr
r
1 v r
[7.98]
r
s
cu v tan
[7.99]
v
1 2 s
2 1 s
v
s
[7.100]
Donde: Irr: Índice de rigidez reducida del suelo.
Ir: Índice de rigidez.
v: Deformación volumétrica promedio en la zona
plástica debajo de la punta del pilote.

7-80
s: Relación de Poisson del suelo.
Gs: Módulo cortante del suelo s
Es
2 1
.
cu: Cohesión no drenada.
v: Esfuerzo efectivo vertical en la punta del pilote.
Para condiciones sin cambio de volumen (arena densa o arcilla
saturada) donde s , , y v , el índice de rigidez r rr, el factor de
forma Scp 1, y Sqp se determina con la ecuación 7.101.
Sqp
1 2K
[7.101]
K 1 sin RSCsin [7.102]
Donde: K0: Coeficiente de presión de tierras en reposo.
RSR: Relación de sobreconsolidación.
Si la relación de sobreconsolidacion no se conoce, se puede utilizar la
ecuación de Jaky, que se presenta a continuación:
K 1 sin [7.103]
En caso, que únicamente se conozca , se puede utilizar una
alternativa al método de Vesic, de acuerdo con la ecuación 7.104
Nq (1 tan ) etan
tan2
2
[7.104]
 Método de Nordlund y Meyerhoff (1976)
Los métodos de Nordlund y Meyerhof, para estimar la capacidad de
carga y los factores de corrección de la ecuación 7.58, consideran que
el esfuerzo efectivo vertical llega a un valor límite que se vuelve

7-81
constante, a cierta profundidad denominada profundidad crítica Lb, la
cual se alcanza a una profundidad aproximada de diez veces el ancho o
diámetro del pilote 10D.
La relación de profundidad crítica b cr, donde D es el diámetro del
pilote se puede encontrar en la Figura 7.30.
Para este caso la capacidad de carga no debe exceder el valor de la
resistencia de punta límite ql.
qp ql N m2
Nq tan [7.105]
Figura 7.30. Variación de la resistencia unitaria de punta en una arena homogénea
(Meyerhof, 1976)
Los valores de Nc, Nq se pueden hallar en la Figura 7.31.

7-82
Figura 7.31. Factores de capacidad de carga adimensionales que dependen del ángulo de
fricción interna . (Meyerhof, 1976)
 Método de Touma y Reese (1974)
La resistencia unitaria en la punta qp, se puede calcular mediante las
ecuaciones 7.106, 7.107 y 7.108.
Para arenas sueltas:
qp M a , [7.106]
Para arenas medianamente densas:
qp (M a)
1,
[7.107]
Para arenas muy densas:
qp (M a)
,8
[7.108]

7-83
Donde: K: Factor de transferencia de carga (adimensional)
(ver Tabla 7.14).
Tabla 7.14. Procedimientos para estimar K (Touma y Reese, 1974)
K Dp (mm)
1,0 p
0,6 p≥
Aplicable solamente si Dp > 10D
Donde: Dp: Diámetro en la punta del pilote prebarrenado
(mm).
Ejemplo 3
Se desea determinar la capacidad de carga de un pilote recto prebarrenado
de concreto de 0,60 m de diámetro y de 10 m de longitud, atraviesa dos
estratos uno de arcilla ligeramente sobreconsolidada de 5 m de espesor con
índice de plasticidad de 40%, peso unitario de 19 KN/m3
y Cu = 95kN/m2
,
que sobreyace a un estrato de arena fina de 5 m de espesor, con peso
unitario de 16 KN/m3
, φ ° y Cu=0 kN/m2
. La profundidad de
empotramiento Lb dentro del estrato de arena es de 5 m. El nivel freático se
encuentra bajo el nivel del terreno en la interfase entre la arcilla y la arena.
El peso unitario del concreto es de 24 kN/m3
, la carga de diseño es de 335
kN
Los resultados del ensayo de CPT indican que la resistencia al corte no
drenado en la punta del cono qc es de 1915 kN/m2
y en la arena de 7661
kN/m2
.
----------------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
Se utiliza la ecuación 7.13
ult qp p s qsui
n
i 1

7-84
Determinación de los parámetros del suelo
s ,
Utilizando la ecuación 4.47 y la Tabla 4.58 del capítulo 4, de obtiene el
módulo elástico de la arena, a partir de los resultados del ensayo de CPT.
Para qc= 7661 kPa (80 tsf), la Tabla 4.58 no brinda un valor para αc , por lo
tanto se tomara el valor típico de αc , para arenas.
Reemplazando en la ecuación 4.47
Ed αcqc 7 1 2298 a 2 a
Para determinar el módulo de cortante de la arena Gs se utiliza la siguiente
ecuación: s
Es
2 1
2
2(1 , )
88 .1 a 88 a
Capacidad de carga de punta (ecuación 7.17)
pu qp p p cNc vNq , N
Para el caso de la arena, tomando la ecuación 7.96 de Vesic se tiene que:
pu qp p p vNqSqp
Esfuerzo vertical efectivo en la punta del pilote
v 19 1 9,8 171 N m2
Factor de carga Nq (ecuación 7.97)
Nq
sin
e
9
18 tan
tan2
2 rr
sin
1 sin
De la ecuación 7.100
v
1 2 s
2 1 s
v
s

7-85
v
1 2 s
2 1 s
v
s
1 2 ,
2(1 , )
171
88
, 2
De la ecuación 7.99
r
s
cu v tan
r
s
cu v tan
88
9 171 tan
,
De la ecuación 7.98 rr
r
1 v r
rr
r
1 v r
,
1 , ,
, 2
Nq
sin
e
9
18 tan
tan2
2
( , 2)
sin
1 sin , 8
De la ecuación 7.64 Sqp
1 2K 1 2(1- sin )
, 8
La capacidad de carga unitaria es:
qp vNqSqp 171 , 8 , 8 9,81 a
La sección transversal en la punta del pilote es:
p
2
, 2
,2827 m2
La capacidad de carga es:
pu qp p ,2827 1 9 N
Determinación de la capacidad de carga de fricción (ecuación 7.14):
su qsui s= qsp

7-86
La resistencia unitaria de fricción se determinara con el método α:
qsui αSu
Para el estrato de arcilla, de la ecuación 7.55 para arcillas ligeramente
sobreconsolidadas:
α ,9 , 1 ,9 , 1 , ,899 ,9
qsui αSu ,9 9 8 , a
En el estrato de arena
Su 9 a , 9 M a,
De la Tabla 7.14 se obtiene α ,
qsui αSu , 9 2,2 pa
qs K v tan ,2 M a
De acuerdo con la Tabla 7.13 y Figura 7.28.
Para b - , . m mm 7 mm, entonces K ,7
De acuerdo con la Figura 7.18, la relación b cr 1 , por lo tanto la
Longitud critica b 1 , m
El esfuerzo efectivo vertical es:
v ( -1, )*19+1*(16-9,8)=72,7 kPa
qsui ,7 72,7 tan ,97 pa , 7 M a ,2 M a
La capacidad de carga por fricción es:
su qsui s= qsp
su , 8 , , ( ,97 1) ,7 N N

7-87
Peso del pilote
2
arcilla conc arena conc
( , )2
2 (2 9,8) N
Capacidad de carga última total
ult qp p s qsui
n
i 1
ult 1 9 21 9 N
FS=
21 9
,
7.6.2.2.12. Métodos basados en ensayos in situ
El ángulo de fricción interna de las arenas se puede relacionar con el número
de golpes del SPT o con la resistencia a la penetración del cono CPT, de
acuerdo con los valores que brinda la Tabla 7.15; o consultando el Capítulo 4
de este Manual.
Tabla 7.15. Ángulo de fricción interna de las arenas (AASHTO, 2004)
CONSISTENCIA N (SPT) qc (MPa)
Muy suelta <30° 0 - 4 <1,9
Suelta 30 - 35° 4 - 10 1,9 – 3,8
Media 35° - 40° 10 - 30 3,8 - 11
Densa 40° - 45° 30 - 50 11 - 19
Muy densa >45° >50 >19

7-88
Ensayo Normal de Penetración SPT
La resistencia unitaria de fricción qs se determina por cualquiera de los
tres métodos especificados en la Tabla 7.16.
Tabla 7.16. Procedimientos para estimar la resistencia unitaria de fricción qs en función del
número de golpes del SPT no corregido N (AASHTO, 2004)
REFERENCIA DESCRIPCIÓN
Meyerhof
(1976)
qs , 9 N
Quiros y Reese
(1977)
qs , 2 N ,19 M a
Reese y Wright
(1977)
ara N qs , 28N
ara N 1 qs , 21 N ,1
b) Resistencia de punta Qpu
Ensayo Normal de Penetración SPT
Ensayos de carga realizados indican que se requieren grandes
asentamientos para movilizar la máxima resistencia de punta de los pilotes
perforados en arena. Debido a que la mayoría de las estructuras no
admiten grandes asentamientos, los procedimientos para calcular la
resistencia de punta unitaria, qp, se basan en un movimiento descendente
igual ya sea a 25mm (Touma y Reese1974; Quiros y Reese1977) o 5 por
ciento del diámetro de la base (Reese y Wright 1977; Reesey O'Neill 1988).
La expresión de Meyerhoff (1976) para determinar la resistencia de punta
se basa en suponer que la resistencia de punta aumenta linealmente en
función de la profundidad embebida hasta una profundidad límite igual a
10 diámetros del pilote; más allá de esta profundidad la resistencia de
punta permanece constante.
Comparando los métodos de la Tabla 7.17, se observa que, dadas las

7-89
mismas condiciones, con ellos se pueden obtener estimaciones muy
variables de la capacidad. Desafortunadamente, la información disponible
en la actualidad sobre ensayos de carga in situ no es suficiente para
determinar cuál de los métodos es más confiable y de aplicación más
generalizada.
La resistencia unitaria de fricción qs se puede determinar según los
métodos de la Tabla 7.17.
Tabla 7.17. Procedimientos para estimar la resistencia unitaria de punta qp (AASHTO, 2004)
REFERENCIA DESCRIPCIÓN
Meyerhof
(1976)
qp M a
, 1 Ncorr b
p
,1 Ncorr para arena
qp M a
, 1 Ncorr b
p
, 9 Ncorr para limos no pl s cos
Reese y Wright
(1977)
qp M a , N para N
qp M a ,8 para N
Reese y O’Neill
(1988)
qp M a , 7N para N 7
qp M a , para N 7
La siguiente es la simbología de la Tabla 7.17:
Ncorr: Número de golpes del SPT corregido para considerar la presión
debida a la sobrecarga de suelo, v(ver ecuación 7.109).
N: Número de golpes del SPT no corregido.
Dp: Diámetro de la punta del pilote prebarrenado (mm).
Db: Profundidad embebida del pilote prebarrenado en el estrato de
arena portante (mm).
v: Tensión vertical efectiva (MPa).

7-90
Ncorr ,77 log
1,92
v
N [7.109]
Para las bases que tienen un diámetro mayor que 1270mm, se debe
reducir de acuerdo con la ecuación 7.110.
qpr
127
p
qp [7.110]
Ensayo presurimétrico
La ecuación 7.111 permite determinar la resistencia unitaria nominal de la
base de los pilotes prebarrenados empotrados en roca usando los
resultados de ensayos presiométricos (Canadian Geotechnical Society,
1985):
qp Kb 1 v [7.111]
Donde: P1: Presión límite determinada a partir de ensayos
presiométricos promediados en una distancia igual a 2,0
diámetros por encima y por debajo de la base (MPa).
P0: Tensión horizontal total en reposo medida al nivel de la
base (MPa).
v: Tensión vertical total al nivel de la base (MPa).
Kb: Coeficiente que depende de la relación entre el diámetro
y la profundidad del empotramiento en roca como se
indica en la Tabla 7.18.
Tabla 7.18. Valores para Kb (CGS, 2008)
Hs/Ds Kb
0 0,8
1 2,8
2 3,6
3 4,2
5 4,9
7 5,2

7-91
7.6.2.2.13. Capacidad de carga vertical en roca
a) Método propuesto por la AASHTO
Según la AASHTO, al determinar la resistencia axial de los pilotes
prebarrenados empotrados en roca se puede ignorar la resistencia lateral
de los depósitos de suelo que yacen sobre la roca.
Si la roca es degradable se considera el uso de procedimientos
constructivos especiales, empotramientos de mayores dimensiones, o
empotramientos de menor resistencia.
El procedimiento asume que:
 La roca está razonablemente sana.
 La resistencia de la roca medida durante la investigación del predio no
se deteriorará durante la construcción aun cuando se utilice agua u
otros fluidos de perforación.
 El fluido de perforación utilizado no formará una película lubricada en
los laterales de la perforación para el empotramiento.
 El fondo de la perforación para el empotramiento se ha limpiado
adecuadamente. Esto es particularmente importante si la capacidad
del pilote perforado se basa en la resistencia de punta.
Los pasos del procedimiento de diseño son los siguientes:
Paso 1. Estimar el asentamiento de la parte del pilote prebarrenado que
está empotrada en roca. Este asentamiento tiene dos componentes:
a) Acortamiento elástico del pilote perforado, e(mm), que se puede
tomar según la ecuación 7.112.
e
i Hs
socEc
[7.112]
Donde: Hs: Profundidad del empotramiento (mm).

7-92
: Carga de trabajo en la parte superior del
empotramiento (N).
Asoc: Área de la sección transversal del empotramiento
(mm²).
Ec: Módulo de elasticidad del hormigón en el
empotramiento, considerando la rigidez de
cualquier armadura que hubiera (MPa).
b) Asentamiento de la base del pilote prebarrenado, base (mm), se puede
tomar según la ecuación 7.113:
base
i
sEr
[7.113]
Donde: Ip: Coeficiente de influencia obtenido de la
Figura 7.32 (adimensional)
Ds: Diámetro de la base del empotramiento en roca
del pilote perforado (mm).
Er: Módulo de elasticidad de la roca in situ, tomando
en cuenta las fisuras y su separación (MPa).
El módulo de elasticidad de la roca in situ, Er, se puede tomar de
acuerdo con la ecuación 7.114:
Er KeEi [7.114]
Donde: Ei: Módulo de la roca intacta determinado ya sea
mediante ensayos o utilizando la Figura 7.33
(MPa).
Ke: Relación de modificación del módulo, relacionado
con el RQD, como se ilustra en la Figura 7.34
(adimensional).

7-93
Paso 2. Calcular e base. Si la sumatoria es menor que 10mm, calcular la
capacidad de carga exclusivamente en base a la resistencia lateral (pasar al
Paso 3). Si la sumatoria es mayor que 10 mm, calcular la capacidad de
carga exclusivamente en base a la resistencia de la base (pasar al paso 4).
Paso 3. Determinar la resistencia lateral de los pilotes perforados
empotrados en roca de la siguiente manera:
 Si la resistencia a la compresión uniaxial de la roca qu es 1,9 M a la
resistencia lateral unitaria qs se puede tomar de acuerdo con Carter y
Kulhawy (1988), según las ecuaciones 7.115 y 7.116.
R n s SR [7.115]
qs ,1 qu [7.116]
Donde: QR: Resistencia de fricción mayorada de los pilotes
Perforados.
Qn: Resistencia nominal.
QSR: Resistencia de fricción de los pilotes perforados
empotrados en roca.
: Factor de resistencia.
s: Factor de resistencia de fricción.
qu: Resistencia a la compresión uniaxial de la roca.
 Si la resistencia a la compresión uniaxial de la roca o del hormigón del
pilote perforado es mayor que 1,9 MPa, qs se puede tomar de acuerdo
con Horvath y Kenney (1979), según la ecuación 7.117.
qs ,21 qu [7.117]
Donde qs y qu se expresan en MPa.

7-94
Paso 4. La resistencia mayorada de la base del empotramiento en roca de
un pilote perforado se puede determinar a partir de la resistencia a la
compresión uniaxial utilizando cualquier conjunto de unidades consistente
(Canadian Geotechnical Society, 1985) mediante la ecuación 7.118.
R n p p [7.118]
Donde: Qp: Resistencia de punta del pilotes perforados empotrados
en roca.
p: Factor de resistencia de punta.
Figura 7.32. Factor de influencia para el asentamiento elástico en función de la relación de
empotramiento y la relación de módulos (de acuerdo con Donald et al. (1980), según la
presentación de Reese y O’Neill (1988))
Factordeinfluenciaparaelasentamientolp
Relacion de empotramiento Hs /Ds
Q
Hs
Ds
Ec
Er
10
50
100
5000
1,1
1,0
0,9
0,8
0,7
0,6
0,5
0,4
0,3
0,2
0 2 4 6 8 10 12 20
0,1

7-95
Figura 7.33. Clasificación de las rocas intactas (de acuerdo con Deer (1968), y Peck (1976),
según la presentación de Reese y O’Neill (1988))
Figura 7.34. Relación de reducción del módulo en función del RQD (de acuerdo con
Bieniawski (1984), según la presentación de Reese y O’Neill (1988))
Resistencia a la compresion (MPa)
MódulodeYoung-MPax104
0,001
0,005
0,01
0,05
0,1
0,5
1
5
10
50
100
500
1000
5000
0,1 0,5 1 5 10 50 100 500 1000 5000
Resistencia
de la roca
(Deere)
Muy baja
Baja
Media
Elevada
Muy elevada
Yeso
superior
y medio
(Hobbs)
Yeso
inferior
(Hobbs)
Grados
de yeso
(Ward et.al)
Hormigon
Acero
Relacion
de módulos
1000
500
200
100
Gneis
Caliza,
Dolomita
Basalto y otras
rocas igneas
Deere
Arenisca
Trias (Hobbs)
Keupler
Lutita negra
Lutita gris
Media
Rigida
Muy rigida
Dura
Arcilla
Hendron et.al

7-96
b) Método propuesto por la Canadian Foundation Engineering Manual
Para determinar la capacidad de carga admisible por punta en roca, el
Manual Canadiense propone el método de Landayi y Roy (1971), el cual se
desarrolla en el Capítulo 6 de este Manual de acuerdo con la ecuación
6.39. y con el numeral 7.6.2.2.2 de este mismo capítulo.
De igual forma los planteamientos que ofrece el numeral 6.9.3.2. en las
secciones de métodos semiempricos y de procedimientos teóricos,
contenidas en el Capítulo 6 de este Manual, pueden ser aplicados en el
caso de las cimentaciones profundas.
7.6.2.2.14. Ensayos de Carga
Si se utilizan ensayos de carga, estos ensayos se realizan con pilotes
prebarrenados, construidos del mismo modo y de dimensiones y materiales
idénticos a los programados para los pilotes a construir.
7.6.2.2.15. Resistencia contra el Levantamiento
Se debe considerar la resistencia contra el levantamiento cuando sobre los
pilotes prebarrenados actúen cargas ascendentes. Si los pilotes
prebarrenados están sujetos a fuerzas de levantamiento, se deben investigar
tanto su resistencia al arrancamiento como su capacidad estructural, y la
resistencia de su conexión a los elementos que soporta.
Resistencia contra el Levantamiento de un pilote prebarrenado Individual
La resistencia contra el levantamiento de un pilote prebarrenado individual de
lados verticales se puede estimar de manera similar a la utilizada para
determinar la resistencia lateral de los pilotes prebarrenados en compresión,
tal como se especifica en las secciones correspondientes.
Al determinar la resistencia contra el levantamiento de un pilote con base
acampanada se puede despreciar la resistencia lateral o de fricción por
encima de la campana, y se puede asumir que la campana se comporta como
un anclaje.

7-97
7.6.2.2.16. Resistencia a las cargas Laterales
El diseño de los pilotes prebarrenados cargados lateralmente debe tomar en
cuenta los efectos de la interacción entre el pilote y el terreno, incluyendo el
número de pilotes en el grupo.
Las cabezas de los pilotes perforados deben estar fijadas al cabezal.
Para los métodos de diseño se debe consultar el numeral 7.6.2.2.5.
7.7. ESTADO LÍMITE DE SERVICIO
7.7.1. Criterio para el Desplazamiento Lateral
Se deberán desarrollar criterios para los movimientos verticales y horizontales
que sean consistentes con el tipo y función de la estructura, su vida de
servicio anticipada y las consecuencias de los movimientos inaceptables sobre
el comportamiento de la estructura.
Los criterios de movimiento admisible se deben establecer mediante
procedimientos empíricos o mediante análisis estructurales, o bien
considerando ambos métodos.
De acuerdo con la AASHTO (2004) y el Código Colombiano de Diseño Sísmico
de Puentes – CCDSP-95 (MINISTERIO DE TRANSPORTE - INVIAS, 1995), en el
caso de los puentes, no se deberían permitir distorsiones angulares entre
cimentaciones adyacentes mayores que 0,008 en tramos simples ni mayores
que 0,004 en tramos continuos (Moulton et al. 1985; Barker et al. 1991).
Según el CCDSP-95, el criterio del desplazamiento horizontal admisible, debe
establecerse considerando los efectos de los movimientos verticales y
horizontales; es así, que donde pueda presentarse una combinación de
desplazamiento horizontal y vertical, los movimientos horizontales deben
limitarse a una pulgada o menos. Cuando los desplazamientos verticales son
pequeños, los desplazamientos horizontales deben limitarse a 1,5 pulgadas o
menos (38 mm).
Si los movimientos estimados o reales exceden estos límites, debe recurrirse a

7-98
análisis especiales o medidas conducentes a limitar los movimientos.
7.7.2. Asentamientos
7.7.2.1. Pilotes hincados
7.7.2.1.1. Grupo de pilotes
Para el cálculo de los asentamientos de un grupo de pilotes, se asume que las
cargas actúan sobre una zapata equivalente, ubicada a dos tercios de la
profundidad embebida de los pilotes en el estrato que proporciona apoyo,
como se ilustra en la Figura.
Para ello, la capacidad de carga del grupo de pilotes Qg, se trasmite al suelo
comenzando a una profundidad de
2 b
desde la parte superior del pilote, la
carga se reparte con pendiente 2 vertical. 1 horizontal, a partir de esa
profundidad. Se calcula el asentamiento para cada estrato real o estrato
supuesto obteniéndose Si (asentamiento del estrato i), para luego
determinar el asentamiento total del grupo de pilotes Sg Si.
Figura 7.35. Ubicación de la zapata equivalente (Duncan y Buchignani 1976)

7-99
Figura 7.35. (Continuación) Ubicación de la zapata equivalente (Duncan y Buchignani 1976)
El asentamiento de una fundación con pilotes no debe ser mayor que el
asentamiento admisible.
a) Suelos cohesivos
Para estimar el asentamiento de un grupo de pilotes se aplican los
procedimientos utilizados para las fundaciones superficiales descritas en el
Capítulo 6 de este Manual, usando la ubicación de la zapata equivalente,
especificada en la Figura 7.35.
b) Suelos no cohesivos
El asentamiento de los grupos de pilotes en suelos no cohesivos se puede
estimar utilizando los resultados de ensayos in situ y la ubicación de la
zapata equivalente, especificada en la Figura 7.35.
El asentamiento de los grupos de pilotes en suelos no cohesivos (arenas y
gravas) se puede estimar utilizando los resultados del ensayo normal de
penetración SPT (Meyerhoff, 1976), correspondiente a las ecuaciones
7.119, 7.120, 7.121 y 7.122.
q X
Ncorr
[7.119]
qX
2qc
[7.120]

7-100
1 ,12
X
≥ , [7.121]
Ncorr ,77 log
1,92
v
N [7.122]
Donde: q: Presión neta de fundación aplicada a
2 b
como se ilustra
en la Figura 7.35; esta presión es igual a la carga aplicada
en la parte superior del grupo dividida por el área de la
zapata equivalente, y no incluye el peso de los pilotes ni
del suelo entre los pilotes (MPa).
X: Ancho o menor dimensión del grupo de pilotes (mm).
: Asentamiento del grupo de pilotes (mm).
I: Factor de influencia que considera la longitud embebida
efectiva de un grupo de pilotes (adimensional).
’: Profundidad efectiva tomada como
2 b
(mm).
Db: Profundidad embebida de los pilotes en un estrato que
proporciona apoyo, como se especifica en la Figura 7.35
(mm).
Ncorr: Promedio representativo del número de golpes del SPT
corregido para considerar la sobrecarga de suelo en una
profundidad X debajo de la zapata equivalente.
N: Número de golpes medidos del SPT en el área donde se
determina el asentamiento.
v: Esfuerzo vertical efectivo (MPa).
qc: Resistencia media a la penetración del cono estático en
una profundidad X debajo de la zapata equivalente (MPa).

7-101
7.7.2.2. Pilotes prebarrenados
7.7.2.2.1. Pilotes individuales
El asentamiento de un pilote prebarrenado individual se estima considerando:
 El asentamiento inmediato.
 El asentamiento por consolidación, si el pilote está fundado en suelos
cohesivos.
 La compresión axial del pilote perforado.
La relación entre transferencia de carga y asentamiento, para pilotes
individuales y en grupo, es muy compleja, la mayoría de los procedimientos
de análisis de asentamientos están basados en métodos empíricos y
semiempíricos, que permiten sólo una aproximación al asentamiento real.
a) Métodos semiempíricos
El método semiempírico para calcular los asentamientos en pilotes
individuales es el método propuesto por Vesic, el cual se ilustra mediante
la ecuación 7.123.
S Ss Spp Sps [7.123]
Donde: S: Asentamiento vertical total en la parte superior de un
pilote.
Ss: Asentamiento debido a la deformación axial a lo largo del
fuste del pilote.
Spp: Asentamiento en la base del pilote debido a la
transferencia de carga en la punta del pilote.
Sps: Asentamiento en la base del pilote debido a la
transferencia de carga a lo largo del pilote.

7-102
La deformación axial a lo largo del fuste del pilote está dada en la ecuación
7.124.
Ss p αs s
E
[7.124]
Donde: Qp: Resistencia de punta del pilote para la carga de diseño
para la cual está siendo calculado el asentamiento.
αs: Valor que depende de la distribución de la resistencia por
fricción unitaria a lo largo del fuste.
Qs: Resistencia de fricción del pilote para la carga de diseño
para la cual está siendo calculado el asentamiento.
L: Longitud del pilote.
A: Área de la sección transversal del pilote.
E: Módulo de elasticidad del material del pilote.
Según Vesic (1967), la magnitud de αs dependerá de la distribución de la
resistencia por fricción superficial unitaria a lo largo del fuste, si la
distribución de qs es uniforme o parabólica, como se muestra en la Figura
7.36 entonces αs , , sin embargo, para una distribución triangular de qs,
la magnitud de αs es aproximadamente de 0,67.
Los asentamientos en la base del pilote se calculan mediante las
ecuaciones 7.125 y 7.126.
Spp
Cp p
q
[7.125]
Sps
Cs s
bq
[7.126]
Donde: Cp: Coeficiente empírico dado en la Tabla 7.19.

7-103
q: Capacidad de carga última en la punta del pilote.
Cs: Coeficiente empírico (ver ecuación 7.127).
Db: Longitud de empotramiento del pilote.
Los valores de Cp de la Tabla 7.19 se aplican en el caso de asentamientos a
largo plazo, cuando el estrato resistente bajo el pilote se extiende en una
profundidad de 10 D y el suelo tiene una firmeza mayor o igual a la que
tiene en el nivel de la punta del pilote.
En el caso en que a una profundidad de 10 D se encuentre roca, el valor de
Cp disminuye. Si existe roca a una profundidad de 5D, bajo la punta del
pilote, se puede utilizar el 88% del valor de Spp, y si se encuentra roca a
una profundidad de 1D se puede utilizar el 51% de Spp en el cálculo del
asentamiento.
En caso que se encuentre un estrato bajo la punta del pilote altamente
compresible, se requiere de un análisis de consolidación para determinar
el asentamiento adicional que ocurrirá a largo plazo.
Tabla 7.19. Valores típicos de Cp (AASHTO, 2004)
TIPO DE SUELO PILOTE HINCADO
PILOTE
PREBARRENADO
Arena (densa a suelta) 0,02 – 0,04 0,09 – 0,18
Arcilla (firme a blanda) 0,02 – 0,03 0,03 – 0,06
Limo (denso a suelto) 0,03 – 0,05 0,09 – 0,12
Cs ,9 ,1
b
Cp [7.127]

7-104
Figura 7.36. Distribución de la resistencia unitaria por fricción a lo largo del fuste del pilote
(AASHTO, 2004)
7.7.2.2.2. Grupo de Pilotes
Se deben aplicar los requisitos del numeral 7.7.2.1.
fs s
0.50
0.67
0.67
0.50

7-105
CGS, CANADIAN GEOTECHNICAL SOCIETY. 2008. Canadian Foundation
Engineering Manual. 4th Edition. Richmond : s.n., 2008.
CODUTO, DONALD P. 2001. Foundation Design Principles and Practices.
Segunda ed. 2001.
Thomson, 2006.
DELGADO V., MANUEL. 2005. Ingeniería de Fundaciones. Tercera
reimpresión. Bogotá : s.n., 2005.
Kong Special Administrativa Region. 2006. Foundation Design and
s.n., 2004.

7-106
WSDOT, WASHINGTON STATE DEPARMENT OF TRANSPORTATION. 2010.

0 6 12 18
800
600
400
200
200
400
600
800

8-ii

Capítulo 8 – Análisis Dinámicos
8-iii
CAPÍTULO 8. ANÁLISIS DINÁMICOS 8-1
8.1. AMENAZA SÍSMICA Y RESPUESTA DE SITIO 8-2
8.2. COMPORTAMIENTO DINÁMICO SIN DRENAJE 8-3
8.3. COMPORTAMIENTO DINÁMICO CON DRENAJE 8-3
8.4. COMPORTAMIENTO DEL SUELO FRENTE AL SISMO 8-4
8.4.1. Caracterización del movimiento sísmico 8-4
8.4.1.1. Magnitud 8-7
8.4.1.2. Duración 8-9
8.4.1.3. Intensidad 8-10
8.4.1.4. Aceleración del terreno 8-12
8.4.1.5. Aceleración pico del terreno (Aa) 8-13
8.4.1.6. Espectro de respuesta 8-13
8.4.1.7. Efectos locales 8-15
8.4.1.8. Otros parámetros 8-15
8.4.2. Licuación del suelo debido a la acción sísmica 8-17
8.4.2.1. Métodos para identificar la susceptibilidad del suelo a la
licuación 8-18
8.4.2.2. Valoración del potencial de licuación 8-42
8.4.2.3. Factor de seguridad mínimo contra licuación 8-44
8.4.2.4. Asentamientos inducidos por licuación 8-44
8.4.2.5. Parámetros de resistencia residual 8-47
8.4.2.6. Determinación del potencial de licuación y efectos mediante
ensayos de laboratorio 8-50
8.4.2.7. Combinación de cargas inerciales sísmicas con el uso de la
resistencia del suelo a la licuación 8-55
8.4.3. Acciones sísmicas trasmitidas al terreno de cimentación a
través de la estructura resistente 8-56
8.5. CÁLCULO DINÁMICO DEL CONJUNTO SUELO –ESTRUCTURA 8-58
8.5.1. Cálculos con modelos numéricos con representación completa
del cimiento 8-59
8.5.2. Cálculo con una representación simplificada del cimiento 8-61
8.6. CÁLCULO PSEUDO-ESTÁTICO DEL CONJUNTO SUELO –ESTRUCTURA 8-62

8-iv
8.6.1. Fuerzas estáticas equivalentes sobre los cimientos 8-63
8.6.2. Fuerzas estáticas equivalentes para la verificación de falla por
pérdida de la estabilidad global 8-64
8.6.3. Empujes de tierra equivalentes sobre estructuras de
contención 8-65
8.6.3.1. Método de Mononobe-Okabe 8-66
8.6.3.2. Método de cuña de prueba 8-69
8.6.3.3. Ábacos Empuje activo sísmico de tierras- NCHRP 611 8-70
8.6.3.4. Método generalizado de equilibrio límite (GLE) 8-74

8-1
8. CAPÍTULO 8. ANÁLISIS DINÁMICOS
Es responsabilidad del ingeniero geotecnista suministrar a los ingenieros
estructurales los parámetros sísmicos a utilizar en los diseños sismo-
resistentes. Deben ser tenidos en cuenta diferentes aspectos específicos para
el desarrollo de los diseños como: parámetros dinámicos del suelo, respuesta
del sitio, y riesgos geológicos. También es responsabilidad del ingeniero
geotecnista realizar la evaluación de la interacción suelo estructura frente a
cargas sísmicas, desarrollo de los incrementos de presión de poros, y la
evaluación de los asentamientos por la influencia de las condiciones
geológicas.
La inestabilidad de cualquier estructura debido a la reacción del suelo ante
cualquier evento sísmico debe ser evaluada calculando los riesgos de
licuefacción, desplazamientos laterales, incrementos de las presiones
intersticiales y desarrollo de asentamientos diferenciales, proporcionando
medidas de mitigación y garantizando de esta manera que la estructura no
quede comprometida luego del evento sísmico.
Uno de los efectos principales, desarrollado por el suelo ante la presencia de
cargas cíclicas (artificiales o naturales), es la generación de presiones de poros
en algunos suelos saturados. El comportamiento de este incremento de las
presiones de poros no obedece a procesos de carga estáticos, y la respuesta
del suelo puede evidenciarse en la pérdida de la capacidad de soporte del
mismo.
Es así, que este capítulo constituye un documento de referencia donde se
presenta una revisión de los principios y prácticas relacionadas al diseño de
cimentaciones considerando el comportamiento dinámico del suelo y la
estructura.
Los métodos de análisis dinámicos propuestos en este Capítulo, pretenden
abarcar la mayoría de los criterios existentes para el diseño de cimentaciones
o al menos los más relevantes, considerando la acción de fuerzas dinámicas,
evaluando los efectos generados en el suelo, como el comportamiento no
drenado y el efecto de licuación.

8-2
Los temas y metodologías presentadas en este capítulo obedecen a la
evaluación de los parámetros que permiten determinar un factor de
seguridad general en el análisis de la capacidad portante, como en cualquier
análisis en ingeniería la determinación de las fuerzas actuantes y las fuerzas
resistentes son indispensables para el modelamiento y/o dimensionamiento
de los elementos que se deseen construir, es así que por efecto de un evento
sísmico se deberán calcular:
 La disminución de los parámetros de resistencia y/o aumento de los
parámetros de deformación del suelo durante y después del evento
sísmico.
 Y el aumento de las cargas actuantes sobre el suelo y la estructura al
mismo tiempo, lo que deberá tenerse en cuenta en la verificación de las
dimensiones de la estructura que se esté diseñando.
Como puede notarse y como se plantea durante todo el capítulo, la
evaluación de la capacidad portante del suelo, como un conjunto suelo-
estructura depende de los análisis de las condiciones que se estén
considerando (estáticas o dinámicas).
8.1. AMENAZA SÍSMICA Y RESPUESTA DE SITIO
La evaluación de la amenaza sísmica implica la predicción cuantitativa de la
intensidad del sismo en un sitio en particular. Las amenazas se pueden
analizar determinística o probabilísticamente. El primer paso en el análisis es
la identificación y la evaluación de las fuentes de sismos y para ello, se utilizan
las evidencias geológicas, la actividad de las fallas, las evidencias tectónicas y
la sismicidad histórica e instrumental.
La teoría de placas tectónicas es la base de los análisis sísmico-geológicos o
paleo-sismológicos. La actividad de las fallas es un elemento muy importante
para determinar si una falla representa una amenaza sísmica y es corriente
diferenciar las fallas activas de las inactivas. La sismicidad histórica permite
confirmar la ocurrencia de sismos en el pasado y estimar la distribución
geográfica de intensidad.
En la práctica, la determinación de la amenaza sísmica viene de la sismicidad

8-3
instrumental, esto ha llevado a que en la actualidad existan muchos métodos
y equipos para realizar las mediciones necesarias que permitan caracterizar
casi cualquier evento sísmico.
8.2. COMPORTAMIENTO DINÁMICO SIN DRENAJE
El comportamiento del suelo con la aplicación de cargas dinámicas podrá
simularse en laboratorio, aplicando cargas cíclicas y no permitiendo el
drenaje; este comportamiento se simula utilizando un modelo elástico lineal
viscoso, mediante el cual se pueden determinar diferentes variables de uso
frecuente en los cálculos de diseño:
 Incremento de las presiones de poros.
 Resistencia dinámica no drenada.
 Deformaciones del suelo debido a la acción de cargas dinámicas (cíclicas),
en condiciones no drenadas.
8.3. COMPORTAMIENTO DINÁMICO CON DRENAJE
En este caso, el aspecto más relevante es la evaluación de las deformaciones,
pues se supone que en el evento de la aplicación de cargas cíclicas en un
suelo saturado en el cual se permita el drenaje, se desarrolla un proceso de
densificación por la salida del agua, y los espacios ocupados por ésta lo serán
ahora por las partículas del suelo, produciendo, por tanto, deformaciones o
asentamientos importantes en superficie.
La resistencia de los suelos en condiciones drenadas para cargas dinámicas,
puede suponerse, en general, igual que la resistencia desarrollada para cargas
estáticas. Los parámetros de resistencia obtenidos en los ensayos
convencionales drenados son de aplicación igual para el caso de cargas
cíclicas o dinámicas.

8-4
8.4. COMPORTAMIENTO DEL SUELO FRENTE AL SISMO
La evaluación del suelo frente a cargas cíclicas, ya sean ocasionadas por
alguna causa artificial (maquinaria, tránsito, procesos de explotación minera,
etc), o por causa natural (oleaje, sismos), debe ser de interés del profesional
de geotecnia, debido a que esto le permitirá predecir qué asentamientos
puede presentar la estructura y cómo se comportará el suelo, desde el punto
de vista conservación de la resistencia, de manera tal que permita la
conservación de la estructura después del evento con el mínimo daño.
En particular, el estudio de este comportamiento del suelo ante cargas
dinámicas permite la evaluación de otros fenómenos que algunos suelos son
susceptibles de desarrollar, como la licuefacción, fenómenos que pueden ser
fácilmente predichos; así, este conocimiento permitirá plantear una
cimentación adecuada que garantice la estabilidad de la estructura durante y
después del evento. Por la variabilidad de la topografía y la geología
colombianas, es necesario evaluar todos los posibles comportamientos y, en
cada tipo de suelo, ya que podría darse el caso que un solo proyecto atraviese
diferentes regiones del país, teniendo tanta variabilidad en los suelos, que el
ingeniero geotecnista se vea enfrentado a una diversidad de condiciones. Por
lo tanto, este Capítulo presenta diferentes métodos de evaluación, de manera
que el profesional tenga las herramientas suficientes para el diseño más
adecuado para cada obra necesaria.
8.4.1. Caracterización del movimiento sísmico
Como en cualquier método de análisis de ingeniería, se deben estimar las
fuerzas actuantes que afectarán la estructura que se quiere diseñar. En
función de estas cargas actuantes, se determinarán las condiciones críticas de
trabajo y las dimensiones geométricas de cada uno de los elementos que
constituyan la estructura.
En el caso del análisis dinámico del suelo o de la interacción suelo-estructura,
la carga actuante se define como un evento o movimiento sísmico; por lo
tanto, se debe definir cuantitativamente cuál es el valor de esta carga
actuante y; para este caso; la definición dependerá de la caracterización del
movimiento. El procedimiento implica un análisis estadístico intenso de los
registros históricos de sismos registrados en el país o asumidos de sitios
diferentes a Colombia; pero similares en sus condiciones geológicas,
topográficas, de densidad poblacional, etc.

8-5
Para el Caso de Colombia, la evaluación de estos sismos está registrada en la
NSR-10, donde existe una clasificación y una zonificación del país, de acuerdo
a diferentes parámetros del sismo y; como también se menciona en esta
norma, si es necesario o si se cuenta con un estudio de sitio particular se
deberá utilizar la información suministrada por este nuevo estudio (NSR-10
A.2.1.2 Efectos locales diferentes).
En general, el movimiento sísmico se caracteriza evaluando los siguientes
aspectos:
 Magnitud.
 Intensidad.
 Aceleración del terreno.
 Espectro de respuesta.
Para el diseño, se deberá tener en cuenta el movimiento sísmico de diseño,
claramente definido en la NSR-10 A.2.2. (Movimientos sísmicos de diseño).
Estos movimientos están definidos en función de la aceleración pico efectiva
del terreno (Aa), y de la velocidad pico efectiva (Av) de la onda de corte en el
terreno, para una probabilidad del diez por ciento de ser excedidos en un
lapso de cincuenta años.
Es así que, de acuerdo con el mapa de amenaza sísmica de Colombia (Figura
8.1) y de acuerdo con la ubicación del proyecto, se seleccionarán los
parámetros que definen el sismo de diseño (Tabla 8.1).

8-6
Figura 8.1. Zonas de amenaza sísmica en función de Aa y Av (NSR-10)
* Rioacha
BAJA
BAJA
INTERMEDIA
ALTA
INTERMEDIA
BAJA
* Santa Marta
* Cartagena
* Barranquilla
* Valledupar
* Sincelejo
* Monteria
* Cucuta
* Bucaramanga * Arauca
* Quibdo
* Medellin
* Tunja
* Yopal
* Puerto Carreño
* Puerto Inhirida
* San Jose del Guaviare
* Mitu
* Manizales
* Pereira
* Armenia
* Ibague
* Bogota
* Villavicencio
* Cali
* Neiva
* Popayan
* Pasto * Mocoa
* Florencia
* Leticia
* San Andres y
Providencia

8-7
Tabla 8.1. Nivel de amenaza sísmica según valores de Aa y Av, para la Figura 8.1 (NSR-10 pág.
A.15)
MAYOR VALOR ENTRE
Aa y Av
AMENAZA
SÍSMICA
0,50 Alta
0,45 Alta
0,40 Alta
0,35 Alta
0,30 Alta
0,25 Alta
0,20 Intermedia
0,15 Intermedia
0,10 Baja
0,05 Baja
8.4.1.1. Magnitud
La magnitud es la medida cuantitativa e instrumental del tamaño de un
evento, indicando la energía sísmica liberada durante el proceso de rotura en
la falla, registrando los movimientos de la superficie terrestre que tienen
lugar durante el evento sísmico. La magnitud es una constante única que se
asigna a un sismo dado y es independiente del sitio de observación (ver Figura
8.2).
Figura 8.2. Algunas distancias para los estudios de ingeniería sísmica (NSR-10)
Sitio
RE
Epicentro del sismo
Aluvion
Lecho de roca
Zona de Ruptura
Plano
de falla
Hipocentro del sismo
(foco)
Plano de falla
RH
RR
RS
RE = Distancia al epicentro
RR = Distancia a la falla
RS = Distancia sismogénica
RH = Distancia Hipocentral

8-8
Para la evaluación de los diferentes efectos que origina un evento sísmico, se
requiere la estimación de la magnitud de éste, pues la severidad del efecto
dependerá directamente de la magnitud del sismo.
Existen varias definiciones de magnitud, así:
 ML: Magnitud local o de Richter.
 Ms: Magnitud de las ondas de superficie.
 mb: Magnitud de las ondas internas de período corto.
 mβ: Magnitud de las ondas internas de período largo.
 MJ: Magnitud definida por la Agencia Meteorológica Japonesa.
 Mw: Magnitud basada en el momento sísmico. Estos son los valores
más usados.
Richter (1935) definió la magnitud de los sismos locales como “El logaritmo en
base 10 de la máxima amplitud de la onda sísmica, expresada en milésimas de
milímetro (micrones), registrada en un sismómetro estándar a una distancia
de 100 kilómetros del epicentro del evento”.
lo [8.1]
Donde: M: Magnitud del sismo, adimensional.
A: Amplitud de la onda sísmica, en milésimas de milímetro
(micrones), (m).
f(d,h): Corrección por distancia focal y profundidad,
adimensional.
Cs: Corrección de la estación, adimensional.
CR: Corrección regional, adimensional.

8-9
La magnitud del sismo se debe determinar usando los datos sísmicos para el
sitio, disponibles con la NSR-10, Título A.
La sola definición de la magnitud de un sismo no es suficiente; también se
deberán determinar las direcciones probables de aparición del evento sísmico
con respecto a la selección de valores de la magnitud del terremoto.
8.4.1.2. Duración
La duración del terremoto es importante al evaluar los peligros sísmicos
geotécnicos que son influenciados por la degradación del suelo o roca
sometidos a cargas cíclicas. Entre más larga sea la duración del evento
sísmico, más daño tiende a ocurrir. Uno de los peligros sísmicos geotécnicos
que pueden ser generados por la degradación debido a las cargas cíclicas sería
el desarrollo del fenómeno de licuación, obteniendo entonces suelos con
potencial de licuación e inestabilidad sísmica.
Según el Geotechnical Desing Manual, de South Carolina, una ecuación que
relaciona la magnitud del momento sísmico; la distancia al epicentro (R) y la
duración significativa del terremoto en función de la aceleración, se presenta
a continuación.
 R < 10 km
ln ln
e . .
. . .
. [8.2]
 R ≥ 10 km
ln ln
e . .
. . .
. . [8.3]

8-10
Donde: Mw: Magnitud del momento sísmico, adimensional.
R: Distancia al epicentro, en kilómetros (km).
8.4.1.3. Intensidad
La magnitud, la profundidad del epicentro y las características físicas locales
del sitio determinan en forma conjunta, la intensidad del evento sísmico. La
intensidad es un concepto que se utiliza en la identificación del grado de
destrucción o efectos locales de un terremoto, es una medida relativa de la
fuerza sísmica en un punto determinado. Existen fórmulas para relacionar la
magnitud y la intensidad en el área epicentral como:
[8.4]
Donde: M: Magnitud del sismo, adimensional.
I: Intensidad del sismo, adimensional.
La intensidad causada por un sismo puede valorarse de manera algo objetiva
mediante escalas de daño previamente establecidas. En Europa se ha
convenido la redacción de la Escala Macrosísmica Europea, EMS, que es muy
similar a la original MSK de Medvedev, Sponheuer y Karnik y que;
básicamente; coincide(escala de doce grados) con la escala Mercalli
Modificada (o Rossi-Forell – Tabla 8.2) que se suele utilizar en América. En
Japón se utiliza una escala propia de diez grados.
Tabla 8.2. Escala de intensidad de Mercalli modificada (SUAREZ, 1998)
GRADO DESCRIPCIÓN
I
No es sentido por las personas, pero es registrado por los instrumentos
sismográficos.
II
Sentido sólo por pocas personas en reposo, especialmente en los pisos
superiores, los objetos suspendidos pueden oscilar.
III
Sentido en el interior de las edificaciones, especialmente en los pisos
superiores, pero muchos pueden no reconocerlo como un sismo. Es una
vibración semejante a la producida por el paso de un vehículo liviano, los
objetos suspendidos oscilan.

8-11
GRADO DESCRIPCIÓN
IV
Objetos suspendidos oscilan visiblemente, la vibración es semejante a la
producida por el paso de un vehículo pesado, los vehículos estacionados se
bambolean, la cristalería y los vidrios suenan, las puertas y paredes de
madera, crujen.
V
Sentido aún en el exterior de los edificios, permite estimar la dirección de
las ondas, las personas dormidas se despiertan, el contenido líquido de
recipientes y tanques es perturbado y se puede derramar; los objetos
inestables son desplazados, las puertas giran y se abren o cierran, los
relojes de péndulo se paran.
VI
Sentido por todas las personas, muchos sufren pánico y corren hacia el
exterior, se tiene dificultad en caminar establemente, los vidrios y vajillas
se quiebran, los libros y objetos son lanzados de los anaqueles y estantes,
los muebles son desplazados o volcados, el revoque y enlucido de mortero
de baja calidad y mampostería tipo D se fisuran, las campanas pequeñas
tañen.
VII
Se tiene dificultad en mantenerse parado, es percibido por los conductores
de vehículos en marcha, los muebles se rompen, daños y colapso de
mampostería tipo D, algunas grietas en mampostería tipo C, las chimeneas
se fracturan a nivel de techo, caída del revoque de mortero, tejas, cornisas
y parapetos sin anclajes, algunas grietas en mampostería de calidad media,
las campanas grandes tañen, ondas en embalses y depósitos de agua.
VIII
La conducción de vehículos se dificulta, daños de consideración y colapso
parcial de mampostería tipo C, algún daño a mampostería tipo B, ningún
daño en mampostería tipo A, caída del revoque de mortero y de algunas
paredes de mampostería, caída de chimeneas de fábricas, monumentos y
tanques elevados; algunas ramas de árboles se quiebran, cambio en el flujo
o temperatura de pozos, grietas en terreno húmedo y en taludes
inclinados.
IX
Pánico general, construcciones de mampostería tipo D totalmente
destruidas, daño severo y aún colapso de mampostería tipo C, daño de
consideración en mampostería tipo B, daño a fundaciones, daños y colapso
de estructuras aporticadas, daños de embalses y depósitos de agua,
ruptura de tubería enterrada, grietas significativas visibles en el terreno.
X
La mayoría de las construcciones de mampostería y a base de pórticos
destruidos, algunas construcciones de madera de buena calidad dañada,
puentes destruidos, daño severo a represas, diques y terraplenes, grandes
deslizamientos de tierra, el agua se rebasa en los bordes de ríos, lagos y
embalses, rieles de ferrocarril deformados ligeramente.
XI
Los rieles de ferrocarril son deformados severamente, ruptura de tuberías
enterradas que quedan fuera de servicio.
XII
Destrucción total, grandes masas de roca desplazadas, las líneas de visión
óptica distorsionadas, objetos lanzados al aire.

8-12
Cada evento sísmico produce intensidades de daño generalmente
decrecientes con la distancia al epicentro. Luego del levantamiento de la
información de los daños causados por un determinado evento se puede
generar el mapa de “ tenu ción”, también llamado mapa de isosistas,
correspondiente (Figura 8.3).
Figura 8.3. Mapa de Isosistas del Sismo de Puerto Rondón, Colombia 1993 (SUAREZ, 1998)
La intensidad epicentral, Io, tiene cierta relación con la magnitud del
terremoto. En esa relación intervienen factores tales como la profundidad
focal, la estructura geológica, el mecanismo focal, el recubrimiento de suelos,
etc.
8.4.1.4. Aceleración del terreno
Este parámetro que caracteriza un sismo, puede determinarse mediante un
vector en diferentes puntos (al menos tres). Este vector puede registrarse
durante un tiempo, y se puede obtener el acelerograma del sismo. Este
registro o acelerograma, es característico de las condiciones de sitio.
Cucuta
Bucaramanga
II III
IV V VI
VIII
V
IV
III
Tunja
Yopal
Villavicencio
Bogota
Pto. Rondon
Arauca

8-13
8.4.1.5. Aceleración pico del terreno (Aa)
Uno de los parámetros representativos del movimiento sísmico es la
aceleración horizontal pico de la superficie del terreno Aa, también llamada
aceleración pico, PGA (Peak Ground Acceleration); esta aceleración del
terreno es definida como la aceleración en el espectro de respuesta obtenida
en un periodo de T=0.0 segundos, y generalmente suele referirse a
condiciones de suelo firme o roca.
Es el valor absoluto de la aceleración horizontal obtenida de un acelerograma
tomando la suma de dos componentes ortogonales. Las aceleraciones
verticales son menos relevantes que las horizontales, pues se espera un
efecto menor sobre las estructuras. Usualmente, se asume que la aceleración
pico vertical es dos tercios de la aceleración pico horizontal; sin embargo, muy
cerca al epicentro, las aceleraciones verticales adquieren valores de gran
magnitud, y estos valores son inversamente proporcionales a la distancia, a
mayor distancia menor es el valor.
Los sismos con valores altos de la PGA no son necesariamente más
destructivos que aquéllos con picos menores, debido a que la duración del
sismo determina de manera relevante el comportamiento de los suelos y las
estructuras.
Este parámetro está definido en la NSR-10 y es presentado en la Figura 8.1 y
en la Tabla 8.1.
8.4.1.6. Espectro de respuesta
Se define como espectro de respuesta el conjunto de los valores máximos de
los desplazamientos, velocidades o aceleración, que un oscilador simple
puede originar una carga aleatoria o determinista. Es una herramienta de
gran uso en el campo de la ingeniería sísmica.
El acelerograma representa una serie de impulsos al azar con periodos y
aceleraciones variables, que son expresadas matemáticamente por una
función x(t), donde t es el instante en el cual se presenta la aceleración desde
el inicio del movimiento fuerte del suelo. La función mencionada, sin
embargo, no puede ser representada por una fórmula matemática simple.

8-14
Un espectro de respuesta se puede calcular considerando osciladores simples
en estado elástico. El espectro de respuesta varía de acuerdo al sismo, a las
condiciones estratigráficas y a las propiedades mecánicas del subsuelo. En la
Figura 8.4 se pueden ver algunos espectros de respuesta.
Figura 8.4. Ejemplo de espectros de respuesta (amortiguamiento D=5%) (MOPU, 2005)
El espectro de respuesta muestra tendencias definidas que conducen a la
determinación de los valores máximos de diferentes parámetros de un sismo.
Un ejemplo de esto es la definición de la aceleración pico para un periodo
igual a cero, la aceleración crece cuando el periodo aumenta hasta unos 0.5
segundos, se mantiene oscilante en valores elevados entre este periodo y uno
igual o inferior a 1.0 segundos. Esta variación de la aceleración no refleja el
efecto local debido al tipo de suelo.
Para una determinada zona es posible definir espectros de respuesta estándar
o envolventes de espectros reales para su utilización en los proyectos,
correspondientes tanto a movimientos horizontales como verticales. En la
Figura 8.4 se observa el espectro de respuesta de aceleraciones absolutas de
cada sismo para diferentes sitios, desarrollando cada curva la fórmula
matemática que relaciona la aceleración absoluta (Sa), con el periodo (T), y el
amortiguamiento usado (D).

8-15
8.4.1.7. Efectos locales
Los efectos locales son las características particulares de cada sitio que
modifican los parámetros que describen el sismo, ajustándolo a condiciones
como variabilidad estratigráfica, topográfica, mecánica de los materiales, etc.
En el reglamento sismo resistente, en el numeral A.2.4. Efectos locales, se
definen claramente todos los factores que se deberán considerar para
obtener o definir los factores de sitio, direccionando al ingeniero de acuerdo
con la exploración geotécnica previa realizada a seleccionarlos y, según el
caso, a sugerir el uso de otros documentos, como los estudios de
microzonificación sísmica que por ejemplo para el caso de Bogotá está dado
en el Decreto 523 del 16 de Diciembre del 2010.
La importancia de la respuesta de la onda en cada sitio ha sido demostrada en
los sismos de los últimos años. Los resultados de esos estudios han servido
para desarrollar recomendaciones de clasificaciones y el espectro de diseño
para utilización en los códigos. Dependiendo del sitio (características
mecánicas y estratigráficas), se puede presentar o no la amplificación de la
onda del sismo; esta amplificación corresponde a la formación de las ondas
superficiales Raleigh y Love, siendo más amplificadas en suelos blandos.
Esta tendencia de amplificación también se evidencia en el aumento de las
presiones de poros, en el aumento de la aceleración del sismo y en el
aumento de las deformaciones del suelo.
También se pueden citar efectos de sitio debido a la topografía, en la medida
que las alturas de una ladera, terraplén o talud, sean más altos o su pendiente
sea mayor, el efecto de amplificación aumenta.
8.4.1.8. Otros parámetros
 Intensidad Arias
Es otra medida de la intensidad de un sismo. El interés de este parámetro
es obtener una medida simple de la intensidad sísmica basada en la
capacidad de daño de un sismo, independientemente de si existen o no
estructuras en la zona y sin importar el tipo o calidad de las construcciones
que puedan existir.

8-16
lo lo . . [8.5]
Donde: Ia: Intensidad Arias, en metros por segundo (m/s).
M: Magnitud del sismo, adimensional.
R: Distancia al foco, en kilómetros (km).
P: Probabilidad que el Ia real exceda el Ia calculado,
adimensional.
Este parámetro describe de mejor forma los daños causados por un sismo
que la intensidad de Mercalli o la aceleración máxima PGA. Es una
excelente medida de la potencialidad de destrucción que localmente
posea un sismo; pero tiene el inconveniente de depender del registro de
tres acelerogramas en cada sitio, aunque se podría circunscribir a las
componentes horizontales.
 Velocidad Pico (Av)
Es un parámetro útil para la caracterización de la amplitud de un sismo. La
velocidad pico o máxima del terreno, Av, de un sismo puede ser
determinada de un análisis de respuesta de un sitio. Sin embargo; la
velocidad es menos sensible a los componentes de alta frecuencia de un
sismo, representa mejor la amplitud de las frecuencias intermedias. Para
estructuras que son sensibles a este rango de frecuencias intermedias
(ejemplo: edificios flexibles, puentes, etc), la velocidad pico puede ofrecer
una mejor indicación del potencial de daño generado por el evento
sísmico.
 Desplazamiento pico (Sd)
Es un parámetro generalmente asociado a los componentes de bajas
frecuencias de un sismo; sin embargo, es un parámetro difícil de
determinar debido al error en el procesamiento de la señal en el filtro e
integración de los acelerogramas. Como resultado, este parámetro es muy
poco usado como característica de un sismo.

8-17
8.4.2. Licuación del suelo debido a la acción sísmica
El fenómeno de licuación consiste en la pérdida rápida de resistencia al
esfuerzo cortante, temporal o definitivo de un suelo, lo que lo lleva a
comportarse como un líquido. Este fenómeno ocasiona el colapso de
cualquier estructura edificada, sobre o hecha de un material que entra en
licuación (Figura 8.5).
Figura 8.5. Licuación inducida por un evento sísmico (SCDOT, 2010)
La licuación ocurre por el aumento súbito de las presiones de poros,
ocasionadas por la ocurrencia de un evento sísmico, en particular en zonas
localizadas cerca al epicentro. En este proceso se incrementan los esfuerzos
cortantes actuantes que, en algunos suelos, pueden ocasionar el colapso
a) Falla de borde. Desplazamiento lateral por flujo
d) Desplazamiento traslacional
c) Flujo
b) Falla de borde. Desplazamiento lateral por traslación
e) Deslizamiento rotacional y/o traslacional

8-18
estructural. El fenómeno de licuación tendrá mayores o menores efectos en la
medida en que la masa de suelo involucrada sea más grande o no. Para un
elemento de suelo dado en campo, la presión de poros final es una función de
la amplitud, de la frecuencia y del número de ciclos de la carga (duración).
8.4.2.1. Métodos para identificar la susceptibilidad del suelo a la licuación
No todos los suelos son susceptibles a la licuación; por lo tanto, se deberá
evaluar inicialmente la susceptibilidad a la licuación, para considerar este
riesgo probable dentro del diseño de una cimentación.
El ingeniero geotecnista deberá plantearse las siguientes preguntas:
 ¿El suelo es susceptible a la licuación?
 Si el suelo es susceptible, ¿La licuación podrá ocurrir?
 Y si la licuación ocurre, ¿Qué daños podrá generar?
Si la respuesta a la primera pregunta es afirmativa, se deberán solucionar las
otras dos, si las tres resultan afirmativas, y los daños esperados pueden ser de
gran magnitud; entonces, probablemente se deberá decidir si continuar con el
desarrollo del proyecto o abandonar el sitio.
Para poder evaluar la susceptibilidad del suelo se deben considerar diferentes
criterios:
 Historia: Registro histórico sobre la aparición del fenómeno de la licuación
en el sitio estudiado.
 Geología: El ambiente en el cual se formaron estos depósitos, las
condiciones hidrológicas y la edad del depósito conducen al potencial de
licuación que puede presentar un suelo.
 Composición del depósito: Incrementos en la presión de poros, potencial
de cambio volumétrico, tamaño de las partículas, su forma y distribución
granular.

8-19
 Estado inicial: Estado de esfuerzos y densidad, relación de vacíos del
depósito, evaluación de la deformación (suelos colapsables), estado crítico
del suelo.
a) Combinación de criterios
Se determina un parámetro de susceptibilidad a la licuación así:
i t eo om [8.6]
Donde: SRF: Factor del grado de susceptibilidad, adimensional
(Susceptibility Rating Factor).
FHist: Factor de la historia de licuación.
FGeo: Factor de la geología.
FComp: Factor de composición.
FNF: Factor de nivel freático.
Evaluando cada uno de estos factores, como se presenta a continuación,
se puede estimar la susceptibilidad del suelo de acuerdo con la Tabla 8.3.
Tabla 8.3. Caracterización de la susceptibilidad total del sitio por amenaza de licuación
(WSDOT, 2008)
SRF
SUSCEPTIBILIDAD DE
SITIO
0-5 Muy bajo
5-10 Bajo
10-25 Moderado
25-50 Alto
>50 Muy alto

8-20
La Tabla 8.3, presenta una escala cualitativa de la valoración de la
susceptibilidad de licuación, cada uno de los factores que componen el
SRF ha sido determinado por la combinación de la experiencia y el análisis
ingenieril, lo que implica que, en el futuro, estos factores son susceptibles
de modificación.
 Factor Historia
En la medida en que se conozca el registro histórico sobre la ocurrencia
de eventos de licuación o no en el sitio de estudio, el ingeniero
geotecnista puede definir un indicador de futuros eventos. Así, el
Factor Historia tendrá valores altos si en el pasado el sitio presentó
licuación, y valores bajos si no la presentó.
Este Factor está compuesto por dos componentes que reflejan el
comportamiento pasado de respuesta sísmica del sitio de estudio.
i t o i [8.7]
Donde: FHist: Factor Historia, adimensional.
Cobs: Factor por observación histórica, adimensional.
Csis: Factor por sismicidad histórica, adimensional.
Estos dos componentes se pueden definir a partir de las Tablas 8.4 y
8.5.
Tabla 8.4. Componente por observación histórica (WSDOT, 2008)
OBSERVACIONES
HISTÓRICAS DE LICUACIÓN
Cobs
Licuación generalizada 10
Licuación limitada 5
No hubo licuación 1
Desconocido 2.5

8-21
Tabla 8.5. Componente por sismicidad histórica (WSDOT, 2008)
ÍNDICE DE ACELERACIÓN
PICO EN EL PASADO
Csis
0,00 – 0,05 g 5,0
0,05 – 0,10 g 3,0
0,10 – 0,20 g 2,0
0,20 – 0,30 g 1,5
0,30 – 0,40 g 1,2
> 0,40 g 1,0
Se aprecia que FHist depende de las dos observaciones del
comportamiento del sitio de interés en sismos pasados, y de la historia
sísmica.
Ejemplo 1
Para un sitio en el cual fue identificado el fenómeno de licuación para una
zona de extensión limitada para un sismo con una Aceleración de 0.1 g, el
valor de FHist, se puede determinar:
i t .
Para otro sitio, no se registró licuación ante un sismo con Aa= 0,4 g,
entonces:
i t . .
Si se decidiera comparar estos resultados, en el primer caso FHist=10, y en el
segundo caso FHist=1.2, se puede definir un nuevo factor que sería:
i t el
i t
i t
[8.8]

8-22
Donde: FHist rel: Factor Historia relativo, adimensional.
FHist 1: Factor Historia para el sitio 1, adimensional.
FHist 2: Factor Historia para el sitio 2, adimensional.
Esta última expresión indica que un sitio es más o menos susceptible a la
licuación que otro, y puede brindar una ayuda importante en el momento
de descartar diferentes sitios evaluados para el desarrollo de un proyecto.
En caso de no conocer la aceleración pico (Aa) del evento sísmico registrado,
se puede definir este valor a partir de la Tabla 8.1 y la Figura 8.1.
 Factor Geología
Este es un factor dominante en la determinación del SRF. La licuación
está asociada al ambiente en el cual se sedimentó el depósito. Como es
tan relevante este factor, se deberá tener cuidado especial en la
clasificación geológica y geomorfológica del sitio, preferiblemente
hecha por un geólogo. Aunque en Colombia existe muy buena
información sobre el asunto en Ingeominas, se sugiere en caso de
dudas consultar con un profesional especializado. De la certeza de esta
clasificación dependerá la veracidad del FGeo.
Este factor se define como:
eo l l [8.9]
Donde: FGeo: Factor Geología, adimensional.
Cclas: Factor por clasificación geológica, adimensional.
Ccal: Factor por calidad del reconocimiento geológico,
adimensional.
Estos dos componentes se pueden definir a partir de las Tablas 8.6 y
8.7.

8-23
Tabla 8.6. Componente por clasificación geológica (WSDOT, 2008)
TIPO DE
DEPÓSITO
NATURALEZA DE LOS
SEDIMENTOS EN LA
DISTRIBUCIÓN GENERAL
DE DEPÓSITOS NO
COHESIVOS
COMPONENTE DE CLASIFICACIÓN, CCLAS (POR EDAD DEL
DEPÓSITO)
< 500 AÑOS HOLOCENO PLEISTOCENO
PRE-
PLEISTOCENO
Relleno no
compactado
Variable 10 - - -
Canal de Río Variable localmente 10 6 2 1
Delta (Costa) Extenso 10 6 2 1
Loess Variable 6 6 6 -
Llanura de
inundación
Variable localmente 6 4 2 1
Delta (continental) Extenso 6 4 2 1
Lacustre y playa Variable 6 4 2 1
Coluvión Variable 6 4 2 1
Dunas Extenso 6 4 2 1
Estuario (costa) Variable localmente 6 4 2 1
Playa (olas de baja
energía)
Extenso 6 4 2 1
Lagunal Variable localmente 6 4 2 1
Playa (orilla) Variable localmente 6 4 2 1
Llanura y abanico
aluvial
Extenso 4 2 2 1
Playa (olas de alta
energía)
Extenso 4 2 1 1
Talus Extenso 2 2 1 1
Relleno glacial Extenso 2 2 1 1
Toba volcánica Raro 2 2 1 1
Relleno compactado Variable 2 - - -
Roca Extenso 0 0 0 0
Tabla 8.7. Componente por calidad de la clasificación geológica (WSDOT, 2008)
BASE PARA CLASIFICACIÓN Ccal
Reconocimiento del sitio por geólogo 1,0
Reconocimiento del sitio por ingeniero 1,1
Revisión de mapas geológicos (1:24000 o
mejor)
1,2
Estimación 1,5

8-24
 Factor Composición
La composición del depósito junto con el ambiente en el cual se
depositó, son aspectos muy importantes que pueden determinar la
ocurrencia de la licuación. Los efectos de licuación son observados
frecuentemente en limos, suelos uniformemente gradados con
partículas redondeadas y arenas limpias levemente lodosas cubiertas
por capas delgadas de suelos de grano fino. Entonces, factores como la
gradación, la forma de la partícula, contenido de finos, índice de
plasticidad y una capa impermeable pueden determinar la
susceptibilidad de licuación.
El factor de composición es definido como el producto de seis
diferentes componentes:
om ción o m no l ci um c [8.10]
Donde: FComp: Factor por composición, adimensional.
Cgradación: Factor por gradación, adimensional.
Cforma: Factor por forma del grano, adimensional.
Cfinos: Factor por contenido de finos, adimensional.
Cplasticidad: Factor por índice de plasticidad, adimensional.
Chum: Factor por contenido de humedad,
adimensional.
Ccap: Factor por presencia de una capa
impermeable, adimensional.
Estos componentes se pueden definir a partir de la Tabla 8.8.

8-25
Tabla 8.8. Componente por composición del suelo (WSDOT, 2008)
a) Factor de gradación b) Factor por forma de la partícula
COEFICIENTE DE
UNIFORMIDAD
CGRADACIÓN
FORMA DE LA
PARTÍCULA
CFORMA
1-2 1,00 Redondeada 1,00
2-3 0,95 Subredondeada 0,95
3-4 0,90 Subangular 0,90
4-5 0,85 Angular 0,80
> 5 0,75 Desconocido 1,00
Desconocido 1,00
c) Factor por contenido de finos d) Factor por índice de plasticidad
CONTENIDO DE FINOS CFINOS IP DE FINOS CPLASTICIDAD
0 - 20 % 1,00 0-7 1,00
20 - 40% 0,95 7-12 0,80
40- 60 % 0,90 12-20 0,50
60 – 80 % 0,85 20-30 0,25
800 – 100 % 0,80 > 30 0,10
Desconocido 1,00 Desconocido 1,00
e) Factor por contenido de agua f) Factor por capa impermeable
CONTENIDO DE AGUA
()
CHUM
PRESENCIA DE CAPA
IMPERMEABLE CCAP
 > 0,85 LL 1,00 Si 1,20
0,80 LL ≤  ≤ 0,85 LL 0,90 No (arena) 1,00
 < 0,80 LL 0,80 No (grava) 0,50
Desconocido 1,00 Desconocido 1,10
 Factor nivel freático
El proceso de licuación involucra el aumento de la presión de poros
dentro de un suelo susceptible de licuación, por lo tanto un suelo
susceptible de licuación deberá estar saturado.
En general, la licuación se presenta a muy poca profundidad, siendo lo
más común a profundidades menores de 3 m; en algunos casos, se ha
presentado a 10 m y en otros muy excepcionales la licuación se ha
desarrollado en depósitos a 15 m de profundidad. Esta tendencia
indica que la licuación se debe al incremento del nivel freático. Este
factor se puede determinar en la Tabla 8.9.

8-26
Tabla 8.9. Factor por nivel freático (WSDOT, 2008)
PROFUNDIDAD DEL NIVEL
FREÁTICO (m)
FACTOR POR NIVEL
FREÁTICO FNF
< 3 1.0
3 – 6 0.9
6 – 10 0.8
10 – 15 0.7
> 15 0.6
Desconocido 1.0
Ejemplo 2
A orillas del río Magdalena se encuentra un depósito de origen aluvial
definido así por un ingeniero geotecnista, y sobre el cual se desea construir
un puerto. Las arenas se pueden considerar limpias, pobremente gradadas y
de forma subangular. El nivel freático se encuentra aproximadamente a 3 m
de profundidad. En el sitio se observó licuación en sectores determinados
con diferentes sismos en 1940, 1962 y 1998, con Aa=0.23 g registrada para
el último sismo. Se requiere evaluar el potencial de licuación del sitio.
---------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
FACTOR COMPONENTES DESCRIPCIÓN VALOR
FHist
o = 5
i
Licuación limitada
Aa=0.22 g
7.50
FGeo
l
l 1.1
Canal de río
Visita de un ingeniero
11
FComp
Cgradación= 0.95
o m = 0.90
no = 1.00
l ci = 1.00
um= 1.00
c =1.00
Cu=2.2
Subangular
Bajo contenido de finos
No presenta plasticidad (NP)
Desconocida
No presenta capa impermeable
0.86
FNF FNF= 1.00 Profundidad NF =3.0 m 1.0
SRF Factor de susceptibilidad 71

8-27
Comparando el resultado obtenido de SRF=71 con la Tabla 8.3, este sitio
clasifica como “ uy u ce ti le” de desarrollar licuación.
b) Evaluación de las cargas con ensayos de campo
Como en todo análisis geotécnico, se deberá iniciar por un reconocimiento
geotécnico detallado del sitio de estudio. En este estudio, al menos se
determinarán los siguientes parámetros:
 Densidad seca, humedad y peso específico de las partículas del suelo.
 Granulometría y, si hubiese componente arcillosa, plasticidad de la
fracción fina del suelo.
 Índice N del ensayo SPT. Alternativamente; se pueden realizar ensayos
de penetración continua CPTU o ensayos penetrométricos dinámicos.
En todo caso los ensayos SPT no deben omitirse y los resultados de
otros posibles ensayos deben traducirse a valores equivalentes del SPT
mediante correlaciones locales contrastadas.
Si es posible (siendo muy recomendable), se deberán realizar ensayos
geofísicos que permitan conocer la velocidad de la onda de corte del
depósito a diferentes profundidades.
Ensayos dinámicos. Aunque son poco usuales por su costo y duración, son
recomendables en la medida en que la evaluación del potencial de
licuación con los parámetros obtenidos por estos ensayos es mucho más
precisa. Se deberán procurar ensayos que permitan conocer los
parámetros G (módulo de rigidez transversal), D (amortiguamiento
relativo) y  (Relación de Poisson).
 Basado en el ensayo del SPT – Resistencia del suelo
Obtenidos los parámetros solicitados y conociendo el valor de N del
ensayo SPT, se puede calcular el índice , que es el valor medio de
este parámetro luego de corregirlo por el efecto de la sobrecarga, por

8-28
el efecto de la energía del ensayo y por el contenido de finos del suelo.
Esta corrección se aplica según la Tabla 8.10 y lo presentado en el
Tabla 8.10. Corrección del índice “ ” del SPT por contenido de finos. Corrección de arena
limpia (WSDOT, 2008)
NCEER (2001)
β [8.11]
Donde:
e
.
.
≤
≥
[8.12]
β
.
.
.
.
≤
≥
[8.13]
IDRISS Y BOULANGER (2004)
[8.14]
Donde:
e
.
. .
[8.15]
Donde: Cf: Contenido de finos, porcentaje que pasa el tamiz
No. 200.
Con el valor de se obtiene un valor de número adimensional CRR
(Cyclic Resistance Ratio) que mide la resistencia de la licuación; este
número varía según el contenido en finos del terreno. En la Tabla 8.11
se presentan los valores de CRR de acuerdo con el contenido de finos
determinada a un esfuerzo estándar efectivo vertical de una atmósfera
(1 atm).

8-29
Tabla 8.11. Valores del CRR (WSDOT, 2008)
NCEER (2001)
[8.16]
e
. . .
. [8.17]
Donde: CRR: Resistencia cíclica a una atmósfera,
Adimensional.
: Índice corregido del SPT, adimensional.
Sin embargo, los valores reportados en la Tabla 8.11 deben ser
corregidos, para tener en cuenta los esfuerzos efectivos verticales in
situ, debido a que las expresiones planteadas sólo consideran una
presión de una atmosfera (1 atm). Esta corrección deberá ser aplicada
de la siguiente manera:
[8.18]
Donde: CRR’: Resistencia cíclica considerando los esfuerzos
verticales efectivos in situ, adimensional.
CRR: Resistencia cíclica a 1 atmosfera, adimensional.
K´: Factor de corrección para tener en cuenta los
esfuerzos efectivos in situ, adimensional (Tabla
8.12).

8-30
Tabla 8.12. Factor de corrección K´ (WSDOT, 2008)
NCEER (2001)
min
vo
.
[8.19]
Donde: f= 0.7 – 0.8 para Dr = 40 – 60%
f= 0.6 – 0.7 para Dr = 60 – 80%
min ln
vo
.
[8.20]
Donde:
. .
[8.21]
Esta última expresión tiene su uso limitado para un valor de = 37.
Donde: K´: Factor de corrección para tener en cuenta los
esfuerzos efectivos in situ, adimensional.
C: Coeficiente propuesto por Idriss y Boulanger,
adimensional.
´vo: Tensión vertical efectiva, antes del sismo, en
kilogramos por centímetro cuadrado (kg/cm2
).
pa: Presión atmosférica, antes del sismo, en
).
Dr: Densidad relativa del material analizado, en
porcentaje (%).
Este valor obtenido de CRR, será utilizado para la determinación del
Factor de seguridad.

8-31
 Basado en el ensayo del CPT – Resistencia del suelo
Inicialmente, se debe definir el perfil de resistencia medido con el CPT
en el suelo susceptible de licuación, por punta (qcm) y por fricción (fsm).
Luego, se deberá evaluar el perfil de relación de la fricción, utilizando la
m
cm
[8.22]
Donde: Rf: Relación de fricción, adimensional.
fsm: Resistencia medida con el cono en el fuste, en
).
qcm: Resistencia medida con el cono en la punta, en
).
Se debe realizar un ajuste por sobrecarga a la resistencia por la punta,
de acuerdo con la siguiente expresión:
c cm
[8.23]
Donde: qc1: Resistencia por punta corregida por sobrecarga, en
).
CN: Factor de corrección por sobrecarga, adimensional.
(Ecuación 8.25).
qcm: Resistencia medida con el cono en la punta, en
kilogramo por centímetro cuadrado (kg/cm2
).
La determinación del factor CN se plantea de la siguiente manera por
Idriss y Boulanger (2007):

8-32
vo
. . c
.
[8.24]
Donde: CN: Factor de corrección por sobrecarga, adimensional.
´vo: Tensión vertical efectiva, antes del sismo, en
).
pa: Presión atmosférica antes del sismo, en kilogramos
por centímetro cuadrado (kg/cm2
).
qc1: Resistencia por punta corregida por esfuerzos
efectivos, en kilogramos por centímetro cuadrado
(kg/cm2
).
Para calcular CN se requiere de qc1; por lo tanto, se requiere
desarrollar un proceso de iteración para obtener el factor.
Luego se debe normalizar la resistencia corregida por esfuerzos
efectivos a la presión atmosférica:
c
c
[8.25]
Donde: qc1N: Resistencia por punta corregida por sobrecarga,
normalizada a la presión atmosférica, en
).
qc1: Resistencia por punta corregida por sobrecarga, en
).
pa: Presión atmosférica antes del sismo, en kilogramos
).
Ahora, así como se debe hacer una corrección por contenido de finos
para el caso del ensayo del SPT, el método planteado por Idriss y
Boulanger no requiere de corrección por finos, pero está limitado sólo
para ser usada en arenas limpias ( ≤ 5 %).

8-33
Habiendo determinado la resistencia obtenida del CPT, al igual que el
SPT, se debe calcular la resistencia cíclica a una atmósfera (ecuación
8.27), y luego se deberá corregir por esfuerzos efectivos usando la
ecuación 8.19, pero con un factor de corrección por esfuerzos efectivos
diferente, determinado con la ecuación 8.28.
e c c c c [8.26]
Donde: CRR: Resistencia cíclica a 1 atmosfera, adimensional.
qc1N: Resistencia por punta corregida por sobrecarga,
).
min
ln
vo
[8.27]
Donde:
– c
. [8.28]
Donde: K: Factor de corrección por esfuerzos efectivos,
adimensional.
´vo: Esfuerzo vertical efectivo, antes del sismo, en
).
pa: Presión atmosférica, antes del sismo, en
).
C: Factor para la determinación de K, adimensional.
qc1N: Resistencia por punta corregida por sobrecarga,
).

8-34
Luego de haber presentado ambos métodos para la determinación del
CRR, en la Tabla 8.13 se muestra una comparación de los usos o
aplicaciones del cálculo del CRR, implementando el ensayo SPT o el
CPT.
Tabla 8.13. Comparación de los ensayos SPT y CPT en la determinación de CRR (SCDOT,
2010)
CARACTERÍSTICA
TIPO DE PRUEBA IN SITU
SPT CPT
Número de medidas de ensayos en los
sitios de la licuación
Substancial Muchas
Tipo de comportamiento esfuerzo-
deformación influenciado por la prueba
Parcialmente
drenado,
grandes
esfuerzos
Drenado,
grandes
esfuerzos
Calidad del control y la repetibilidad Pobre a buena Muy buena
Detección de la variabilidad de los
depósito de suelo
Buena Muy buena
Tipos de suelos en los cuales la prueba es
recomendada
No gravosos No gravosos
Muestra de suelo recuperada en la prueba Si No
Índice medido en la prueba o propiedad de
ingeniería
Índice Índice
 Basado en ensayos geofísicos - Velocidad de ondas de corte
La velocidad de la onda de corte puede ser medida por varios métodos
geofísicos, como el uphole, el down-hole, o el cross-hole.
La caracterización de la resistencia a la licuación, utilizando la
evaluación de las ondas de corte, es interesante desde el punto de
vista de su capacidad de cubrir una gran extensión de volumen del
suelo susceptible, debido a los diferentes métodos geofísicos que se
pueden utilizar. El análisis espectral de las pruebas de las ondas
superficiales es particularmente interesante, porque permite la
evaluación de la velocidad de la onda de corte (Vs) de un perfil de suelo

8-35
sin necesidad de realizar sondeos, avanzando rápidamente sobre el
depósito a estudiar.
El inconveniente con este método es que la determinación del
potencial de licuación no es muy acertado, independiente del tipo del
suelo (arenas limpias, sucias o gravas); sin embargo se han reportado
resultados coherentes con materiales que son muy susceptibles o muy
poco susceptibles a la licuación; por lo tanto, los análisis de estos tipos
de ensayos se deben realizar con mucho cuidado.
Así como con los ensayos de SPT y CPT, la velocidad de la onda de corte
es corregida por sobrecarga, con el uso de la siguiente ecuación:
v
vo
[8.29]
Donde: Vs1: Velocidad de la onda de corte corregida por
sobrecarga, en metros por segundo (m/s).
Cv: Factor de corrección por sobrecarga, adimensional.
´vo: Esfuerzo vertical efectivo, antes del sismo, en
kilopascales (kPa).
Vs: Velocidad de la onda de corte medida en campo,
en metros por segundo (m/s).
Para determinar el valor de CRR, se puede utilizar la Figura 8.6,
teniendo en cuenta que está definido para Mw= 7,5 y, por lo tanto, CSR
se ajusta con el factor MSF.

8-36
Figura 8.6. Relación entre CRR y la velocidad de corte corregida (Vs1), para diferentes
contenidos de finos para sismos Mw=7.5 (DAY, 2000)
Como se dijo anteriormente, este método puede generar errores de
gran magnitud en la determinación del Factor de seguridad
(FS=CRR/CSR); por ejemplo; si Vs1 cambia de 190 a 210 m/s el valor de
CRR cambia sustancialmente. Por lo tanto, el uso de este método se
recomienda como complemento del SPT y del CPT.
c) Caracterización de la carga del sismo
Posterior a la determinación del parámetro CRR, se debe determinar otro
parámetro denominado CSR (Cyclic Stress Ratio), con la siguiente
expresión:
m
vo
[8.30]
0.6
0.4
0.2
0.6
50 150 250
≥ 20 ≤
Contenido de
finos (%)
Velocidad de onda de corte corregida, Vs1 (m/s)
Relaciónderesistenciacíclica(CRR)
Licuefacción
No hay
licuefacción

8-37
Donde: CSR: Relación de corte cíclica, carga por el sismo, adimensional.
max: Tensión de corte cíclica pico, en kilogramos por
).
´vo: Esfuerzo vertical efectivo, antes del sismo, en kilogramos
).
MSF: Factor debido a la duración del sismo, adimensional
(Tabla 8.14).
Tabla 8.14. Factor debido a la duración del sismo (WSDOT, 2008)
NCEER (2001)
. .
≤ .
. .
.
[8.31]
min . e -
- . ≤ 1,8 [8.32]
Donde: Mw: Magnitud del momento sísmico, adimensional;
De la expresión 8.30, max se puede calcular como:
m
vo
[8.33]
Donde: max: Tensión de corte cíclica pico inducida a una profundidad,
en kilogramos por centímetro cuadrado (kg/cm2
).
vo: Esfuerzo vertical total antes del sismo, en kilogramos por
).

8-38
Aa: Aceleración máxima obtenida de acuerdo al Título A de la
NSR-10.
g: Aceleración de la gravedad, en las mismas unidades que
Aa.
rd: Factor de reducción que depende de la profundidad a la
cual se está evaluando CSR, adimensional.
El último factor (rd) es siempre menor que la unidad y mide la reducción
del valor de Aa con la profundidad. Su determinación requiere un cálculo
específico y es presentado en la Tabla 8.15.
Tabla 8.15. Factor de reducción debido a la profundidad (WSDOT, 2008)
NCEER (2001)
. .
. . .
. . . . . .
[8.34]
e β [8.35]
Donde:
. . en . [8.36]
β . . en . [8.37]
Donde: Mw: Magnitud del momento sísmico, adimensional.
z: Profundidad de la zona cuya licuefacción se investiga, en
metros (m).

8-39
Ejemplo 3
En la Figura 8.7, se muestra un registro típico de los esfuerzos de corte para un
sismo con una Mw= 6.5. Determine la carga cíclica transmitida por el sismo al suelo
a una profundidad de 3 m, de acuerdo con la Figura 8.8.
Figura 8.7. Registro típico de esfuerzos de corte durante un sismo (WSDOT, 2008)
Figura 8.8. Perfil del suelo en el sitio de estudio
800
600
400
200
0 6 12 18 24 30
200
400
600
800
d=1.69 t/m3
0 m
17.5 m
8 m
5 m
sat=2.11 t/m3
NF (2.5 m)
sat=2.32 t/m3
Tiempo (s)
Esfuerzodecorte,(t/m2
)
38.4
19.2
28.8
9.6
38.4
19.2
28.8
9.6
=95%

8-40
Solución
La Figura 8.7 se muestra que el máximo esfuerzo de corte es de 0.39 kg/cm2
(38.3
kPa).
Se calculan los esfuerzos verticales actuantes.
t m .
t
m
. .
t
m
. cm
v m t cm . cm
cm . cm
= 701 cm
v m v cm cm cm
v m v cm cm
. cm
. cm
Se calcula MSF usando la ecuación 8.32, MSF=1.52
Calculando la carga debida al sismo, usando la ecuación 8.30:
.
. cm
. cm
.
.
Ejemplo 4
Para el perfil mostrado en la Figura 8.8, calcular la variación de los esfuerzos de
corte máximos a las profundidades de 2 m y 6 m, para un sismo que registró una
Aa= 0.26 g. Calcular y graficar la carga cíclica (CSR) y el esfuerzo máximo para el
perfil presentado, sabiendo que el sismo registró Mw= 7.8.
---------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
Para calcular max, se requiere del cálculo de los esfuerzos verticales v y el factor
de reducción por la profundidad rd. En la Tabla E8.1, se presentan los cálculos de
los diferentes parámetros para poder obtener CSR.

8-41
Tabla 8.16. Cálculos para determinar max y CSR
El factor rd, se determinó con la ecuación 8.35,max con la ecuación 8.33, MSF con
la ecuación 8.31 y CSR con la ecuación 8.30. MSF=0.904.
Nota: Se debe tener presente que las unidades utilizadas kg/cm2
o t/m2
, sean
consistentes en los fraccionarios sin importar cual se utilice, el resultado final es el
parámetro CSR que es adimensional.
En la Figura 8.9 se muestran las variaciones de los dos parámetros que fueron
calculados.
Figura 8.9. Perfil de los parámetros de resistencia cíclica
Prof. hw  v w ´v rd max
CSR
m m t/m
3
t/m
2
t/m
2
t/m
2
t/m
2
1 0 1,69 1,69 0 1,69 0,98 0,433 0,184
2 0 1,69 3,38 0 3,38 0,97 0,853 0,181
3 0,5 3,30 5,87 0,5 5,37 0,96 1,460 0,195
4 1,5 3,30 9,17 1,5 7,67 0,94 2,244 0,210
5 2,5 3,30 12,46 2,5 9,96 0,93 3,000 0,216
6 3,5 2,11 14,57 3,5 11,07 0,91 3,443 0,223
7 4,5 2,11 16,68 4,5 12,18 0,89 3,860 0,228
8 5,5 2,11 18,79 5,5 13,29 0,87 4,243 0,229
9 6,5 2,32 21,11 6,5 14,61 0,84 4,634 0,228
10 7,5 2,32 23,43 7,5 15,93 0,82 4,979 0,225
11 8,5 2,32 25,75 8,5 17,25 0,79 5,275 0,220
12 9,5 2,32 28,07 9,5 18,57 0,76 5,520 0,214
13 10,5 2,32 30,39 10,5 19,89 0,72 5,720 0,207
14 11,5 2,32 32,71 11,5 21,21 0,69 5,883 0,199
15 12,5 2,32 35,03 12,5 22,53 0,66 6,018 0,192
16 13,5 2,32 37,35 13,5 23,85 0,63 6,137 0,185
17 14,5 2,32 39,67 14,5 25,17 0,61 6,251 0,178
0
5
10
15
20
0 5 10
Profundidad(m)
a.Esfuerzo de corte máximo (t/m2)
0
5
10
15
20
0.150 0.200 0.250
Profundidad(m)
b. CSR

8-42
De la Figura 8.9b, se pueden deducir diferentes aspectos de la tendencia de la
curva como, por ejemplo, el cambio inmediato del parámetro CSR bajo el nivel
freático, el valor máximo del parámetro a una profundidad de 8 m, la tendencia de
la curva a disminuir con la profundidad, etc. También sería interesante comparar
esta gráfica con la evaluación del parámetro CRR y poder estimar los
comportamientos a diferentes profundidades, ejercicio que se le deja al lector.
8.4.2.2. Valoración del potencial de licuación
La licuación ocurre generalmente en suelos granulares finos y arcillas
saturadas sensitivas. El potencial de licuación es propio de limos o arenas no
cementadas, saturados, que se encuentran a poca profundidad. Puede ser
usual también que depósitos que tiene poca pendiente desarrollen
deslizamientos con el fenómeno de licuación. Otro aspecto determinante en
la evaluación del potencial de licuación es la edad del depósito, siendo más
susceptibles los más recientes que los antiguos.
El inicio de la licuación se da cuando la carga aplicada supera la resistencia del
suelo a una profundidad dada, o cuando el factor de seguridad sea menor que
1.
Un aspecto importante para evaluar el potencial de licuación, es saber hasta
qué profundidad es relevante realizar esta determinación. Al evaluar el
potencial de la licuación y sus impactos sobre las diferentes estructuras, la
profundidad considerada máxima de la licuefacción debajo de la superficie del
terreno natural será limitada a 25 m. Sin embargo, para los sitios que
contienen suelos excepcionalmente sueltos a mayores profundidades, que
son al parecer altamente susceptibles a la licuación, la valoración del
potencial de licuación se realizará con la aprobación del ingeniero geotecnista
considerando los impactos potenciales de esa licuación. Las razones de esta
limitación de la profundidad son las siguientes:
 Limitantes de procedimientos simplificados. Los procedimientos
simplificados (los más comúnmente utilizados para determinar el
potencial de licuación), se basan en las bases de datos históricos de sitios
licuados con licuación superficial (es decir, generalmente menos de 15 m).
Así, estas metodologías empíricas no han estado calibradas para evaluar la

8-43
licuación profunda. Además, la ecuación simplificada usada para estimar la
relación de corte cíclica inducida por un sismo (CSR) se basa en un
coeficiente de reducción de tensión debido a la profundidad del análisis
(rd), que es altamente variable en profundidad, claro que en la
determinación del cociente CSR deberá haber coherencia con el autor
seleccionado, para utilizar todas las expresiones propuestas por cada uno.
La incertidumbre respecto al coeficiente rd y la carencia de la verificación
de los procedimientos simplificados usados para predecir la licuación en
profundidad, respecto al cálculo de la resistencia a la licuación (es decir, el
cociente de resistencia cíclico CRR), limita la profundidad en la cual estos
procedimientos simplificados deben ser utilizados. Por lo tanto, los
métodos empíricos simplificados no se deben utilizar para predecir la
licuación en profundidades mayores de 15 a 20 m, y no deberán ser
utilizados en profundidades mayores a 25 m.
 Carencia de verificación y la complejidad de aproximación rigurosa.
Varios software de análisis de esfuerzos efectivos no lineales han sido
desarrollados por los investigadores y se pueden utilizar para estimar
potencial de la licuación en profundidad. Sin embargo, ha habido poca
verificación en campo de la capacidad de estos programas para predecir la
licuación en profundidad, porque hay pocos sitios bien documentados con
licuación profunda. Lo importante de estos acercamientos es la capacidad
de predecir el aumento y la redistribución de la presión de poros en suelos
susceptibles de licuación durante y después del sismo.
 Impacto de la disminución con la profundidad. Observación y análisis de
daños en sismos pasados sugieren que los efectos perjudiciales de la
licuación disminuyen generalmente con la profundidad en una capa
susceptible de licuación. Esta reducción en daño se atribuye, en gran
parte, a los niveles disminuidos de desplazamiento relativo y a la
necesidad de superficies potenciales de falla para extender hacia abajo la
capa de licuación.
 Dificultades de atenuación para la licuación profunda. La experiencia en
la mitigación de peligros por efectos de la licuación a grandes
profundidades es casi nula, y virtualmente no hay antecedentes de campo
en los cuales se pueda verificar confiablemente la eficacia de las técnicas
de mitigación para la licuación muy profunda.

8-44
8.4.2.3. Factor de seguridad mínimo contra licuación
Para obtener el factor de seguridad frente a la licuación se plantea la
[8.38]
Donde: FS: Factor de seguridad, adimensional.
CRR: Relación de resistencia cíclica, adimensional.
CSR: Tensión de corte cíclica, adimensional.
Cuando este coeficiente es próximo a la unidad (0,9 < F < 1,1) se debe
entender que las posibilidades de licuación del suelo son altas. Aunque
existen publicaciones que intentan cuantificar las posibilidades de licuefacción
partiendo del valor de FS, en la actualidad aún no es posible dar validez a este
procedimiento.
Cuando el factor de seguridad a la licuefacción no sea aceptable ha de
procederse a cambiar la tipología de la solución o, en casos muy específicos, a
proceder a un tratamiento o sustitución del terreno o a la colocación de
drenes para facilitar la disipación de las presiones intersticiales generadas.
Sólo se deben considerar el daño debido a la licuación, y el desarrollo de las
medidas de mitigación, si el factor de seguridad es menor que 1.2.
8.4.2.4. Asentamientos inducidos por licuación
El suelo licuado experimenta una disminución del volumen y una disipación
de la presión de poros. Esta disminución puede ocurrir en el espesor del
estrato licuado. Mientras que el suelo advierte estas deformaciones, las
cargas del evento sísmico pueden ser transmitidas a la cimentación de la
estructura; en este caso, se deben considerar los efectos de la transferencia
de estas cargas en la cimentación. Entonces pueden surgir unas nuevas
deformaciones, denominadas “ ent miento post- í mico ” que también
pueden ocurrir en estructuras como represas o muros de contención.

8-45
Los asentamientos inducidos por cargas sísmicas son típicamente el resultado
de la densificación causada por el movimiento del suelo subyacente. La
densificación o la compresión sísmica de los suelos se ha observado en arenas
no saturadas, limos, y arenas arcillosas sobre el nivel freático. La densificación
de arenas sueltas saturadas por efecto de la licuación cíclica también se ha
observado debajo del nivel freático. Los asentamientos sísmicos para
profundidades mayores de 25 metros, no necesitan ser computados, a menos
que los asentamientos se estén computando para evaluar los efectos del
incremento de las cargas sobre fundaciones profundas.
Los asentamientos en depósitos saturados por efecto de la licuación pueden
ser determinados con métodos simplificados, o con modelos no lineales de la
variación de los esfuerzos efectivos. Si se utiliza el método simplificado para
evaluar el potencial de licuación, los asentamientos por efecto de la licuación
de depósitos granulares saturados se debe estimar usando los
procedimientos por Tokimatsu y Seed (1987) o Ishihara y Yoshimine (1992).
El método propuesto por Tokimatsu y Seed (1987) define la deformación
volumétrica como una función del coeficiente CSR y del índice (SPT).
(Figura 8.10).
Figura 8.10. Asentamiento estimado por efecto de la licuación – Modelo propuesto por
Tokimatsu y Seed (1987) (WSDOT, 2008)
10
0.6
0.5
0.4
0.3
0.2
0.1
0
0 10 20 30 40 50
5 4 3 2 1 0.5
0.2
0.1
CSRM=7.5
(N1)60
Deformación volumétrica (%)

8-46
El método propuesto Ishihara y Yoshimine (1992) define la deformación
volumétrica como una función del factor de seguridad después de la licuación,
densidad relativa y los índices normalizados del SPT ( ) y del CPT (qc1n).
(Figura 8.11).
Figura 8.11. Asentamiento estimado por efecto de la licuación – Modelo propuesto por
Ishihara y de Yoshimine (1992) (WSDOT, 2008)
Los asentamientos del suelo computados para los suelos no saturados y los
suelos saturados son sumados, según lo indicado por la siguiente ecuación.
u t [8.39]
Donde: STS: Asentamiento sísmico total, en metros (m).
Sus: Asentamiento sísmico de los suelos no saturados, en
metros (m).
Ssat: Asentamiento sísmico de los suelos saturados, en metros
(m).
2.0
1.8
1.6
1.4
1.2
1.0
0.8
0.6
0.4
0.2
0 1.0 2.0 3.0 4.0 5.0
DR=90%
N1=30
qci=200 kgf/cm²
DR=80
Ni=25. qci=147
DR=60
N1=14
qci=80
DR=70
Ni=20. qci=110
DR=50
N1=10
qci=60
DR=40
N1=6
qci=45
DR=30
N1=3
qci=33
Arenas limpias
Factordeseguridadparalicuación,Fℓ
Deformación volumétrica post-licuación, v (%)

8-47
Se deberá tener en cuenta que cuando se analizan asentamientos debidos a
cargas sísmicas en zonas de ladera, estos asentamientos aumentan en un 10%
a 20% con respecto a los análisis tradicionales considerados para la
determinación de los asentamientos. Este aumento puede ser desatendido, si
el sitio inclinado tiene el potencial para desarrollar flujo o inestabilidad
sísmica de taludes, puesto que estos mecanismos de falla excederán,
probablemente, los límites de funcionamiento que se establecen para este
tipo de falla.
8.4.2.5. Parámetros de resistencia residual
La inestabilidad inducida por la licuación es influenciada fuertemente por la
resistencia residual del suelo licuado. La inestabilidad ocurre cuando los
esfuerzos de corte requeridos para mantener el equilibrio exceden la
resistencia residual del depósito de suelo, esto se refiere a la superación de la
resistencia en un rango de esfuerzos luego de superada la resistencia máxima
del material, que es cuando aparece la resistencia residual. La evaluación de
la resistencia residual de un depósito licuado del suelo es uno de los
problemas más difíciles de la práctica geotécnica (Kramer, 1996). Una
variedad de métodos empíricos están disponibles para estimar la resistencia
residual de suelos licuados. Las relaciones empíricas presentadas en las
Figuras 8.12 a 8.15 se pueden utilizar para estimar la resistencia residual del
suelo licuado como una función del SPT o el CPT.
Figura 8.12. Estimación de la resistencia residual, a partir del SPT – Modelo propuesto por
Idriss (1998) (WSDOT, 2010)
0
200
400
600
800
1000
1200
0 4 8 12 16 20
Resistenciaalcorteresidualnodrenada,Sr(lb/pie
2
)
corregido del SPT en arenas limpias

8-48
0 5 10 15 20 25 30
0.0
0.1
0.2
0.3
0.4
Figura 8.13. Cociente de la resistencia al corte residual, Sr/’vo , de suelos licuados versus
arenas limpias– Modelos propuestos por Idriss y Boulanger (2007). a) SPTcorregido para
’vo< 400kPa. b) CPT normalizado y corregido para ’vo< 400kPa (IDRISS, y otros, 2007)
0 30 60 90 120 150 180
0.0
0.1
0.2
0.3
0.4
a) corregido del SPT en arenas limpias
RelaciónResistenciaalcorteresidual,Sr/’vo
Curva recomendada para
condiciones donde se espera que
los efectos por la redistribución de
vacíos sean insignificantes.
vacíos pudieran ser significativos.
b) qc1n corregido del CPT en arenas limpias
RelaciónResistenciaalcorteresidual,Sr/’vo
vacíos sean insignificantes.
vacíos pudieran ser significativos.

8-49
Figura 8.14. Estimación del Cociente de la resistencia al corte residual, Sr/’voa partir del SPT.
– Modelo prouesto por Olson y Stark (2002) (WSDOT, 2010)
Figura 8.15. Variación del Cociente de resistencia residual con la resistencia SPT y el esfuerzo
vertical efectivo – Modelo híbrido de Kramer -Wang (2008) (WSDOT, 2010)
Se recomienda que se realicen comprobaciones con todas estas figuras para
determinar la resistencia residual y promediar usando un esquema de
ponderación. La Tabla 8.17 presenta un ejemplo de factores de ponderación
según lo recomendado por Kramer (2008), a partir del ensayo SPT. Los
diseñadores que usan estas correlaciones se deben familiarizar con la manera
0.4
0.3
0.2
0.1
0
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18
Relación propuesta
Stark y Mesri (1992)
Davies y Campanella (1994)
Stark y Mesri (1992)
límites
Resistencia a la penetración estándar,
eitencilcotelicu
Eueoeecvovecleell
Resistencia a la penetración estándar,
Resistenciaresidual,Sr(lb/pie2
)

8-50
como las correlaciones fueron desarrolladas, las suposiciones usadas, y
cualquier limitación de ellas según lo discutido en los documentos de fuente
para las correlaciones, antes de seleccionar un esquema de ponderación final
para utilizar en un proyecto dado. Las correlaciones alternas basadas en datos
de CPT pueden también ser consideradas.
Tabla 8.17. Factor de reducción debido a la profundidad (WSDOT, 2008)
MODELO
FACTOR DE
PONDERACIÓN
Idriss (1990) 0,20
Idriss y Boulanger (2007) 0,20
Olson y Stark (2002) 0,20
Híbrido Kramer y Wang (2008) 0,40
Estos procedimientos para estimar la resistencia residual de un depósito
licuado del suelo se basan en relaciones empíricas entre la resistencia al corte
residual no drenada y la resistencia registrada con (SPT), y qc1n (CPT)
equivalentes para arena limpia, usando el registro de casos históricos. El nivel
significativo de incertidumbre en estas estimaciones de la resistencia residual
se debe tener en cuenta en los cálculos de diseño y de evaluación.
8.4.2.6. Determinación del potencial de licuación y efectos mediante
ensayos de laboratorio
Mediante ensayos sencillos de laboratorio se puede llegar a determinar el
potencial de licuación del suelo, como se presenta a continuación:
 Índice de plasticidad – Boulanger e Idriss (2008)
Los autores de este criterio, definieron la susceptibilidad a la licuación
dependiendo del valor del índice de plasticidad, exponiendo en los
argumentos que una arena puede adquirir el comportamiento plástico de
una arcilla dependiendo del valor de Ip para su porción de finos. Se puede
evaluar la susceptibilidad a la licuación de la Figura 8.16.

8-51
Figura 8.16. Transición del comportamiento de una arena al comportamiento de una arcilla
dependiendo del valor del índice de plasticidad (WSDOT, 2008)
Para describir el comportamiento planteado por Boulanger e Idriss, se
plantea la siguiente expresión:
ln
.
.
[8.40]
Donde: SBI: Índice de susceptibilidad por Boulanger e Idriss,
adimensional.
Ip: Índice de plasticidad, adimensional.
 Índice de plasticidad, humedad y límite líquido – Bray y Sancio (2006)
Se hace un nuevo planteamiento para la evaluación del índice de
susceptibilidad a la licuación, incluyendo otras variables como la humedad
y el límite líquido. En la Figura 8.17, se presentan los límites planteados
por Bray y Sancio (2006).
Índice de plasticidad, Ip
Pauta recomendada en ausencia de
prueba de laboratorio detallada
Transición del comportamiento del
suelo de una arena a una arcilla
CRR comportamiento como arcilla
CRR comportamiento como arena

8-52
40
50
30
20
10
0
0.4 0.6 0.8 1.0 1.2 1.4
Figura 8.17. Rangos de y el índice de plasticidad para diferentes categorías de
susceptibilidad, de acuerdo a Bray y Sancio (WSDOT, 2008)
Para describir el comportamiento planteado por Bray y Sancio, se plantea
la siguiente expresión:
ln
ln
[8.41]
Donde: SBS: Índice de susceptibilidad por Bray y Sancio, adimensional.
: Contenido de agua, humedad en porcentaje (%).
LL: Límite líquido, en porcentaje (%).
Este modelo planteado por Bray y Sancio presenta algunas limitaciones, al
igual que el planteado por Boulanger e Idriss, debido a los materiales
estudiados; son métodos de evaluación del índice de susceptibilidad a la
licuación que generan valores diferentes pero que, sin embargo, tienen
argumentos sustentables y que sirven para la identificación de suelos
susceptibles de licuación o, por lo menos, que pueden presentar el
comportamiento en licuación. Aunque estos planteamientos se
encuentran en discusión son dos maneras muy cercanas para evaluar el
índice de susceptibilidad a la licuación.
Los dos planteamientos se han unificado para proponer una ecuación para
Wc/LL
No susceptible
Moderadamente susceptible
Susceptible
Índicedeplasticidad,Ip

8-53
evaluar un índice de susceptibilidad general de licuación, que puede variar
de 0 a 1, así:
[8.42]
Donde: SI: Índice de susceptibilidad general, adimensional.
SBI: Índice de susceptibilidad por Boulanger e Idriss,
adimensional.
SBS: Índice de susceptibilidad por Bray y Sancio,
adimensional.
w1, w2: Factores de ponderación, adimensionales
w1+w2=1, puede tomarse igual a 0.5, si no existe
información que modifique estos factores.
Habiendo planteado la expresión 8.41, y considerando la incertidumbre en
la determinación de los parámetros considerados en esta ecuación, índice
de plasticidad, humedad y límite líquido, se obtiene la siguiente ecuación:
.
ln ln
ln
[8.43]
Donde: SI: Índice de susceptibilidad general, adimensional.
: Contenido de agua, en porcentaje (%).
LL: Límite líquido, en porcentaje (%).
El comportamiento de este índice es presentado en la Figura 8.18.

8-54
Figura 8.18. Variación de SI con w1 y w2 iguales a 0.5. Efecto de la incertidumbre en la
determinación de los parámetros Ip, w y LL (WSDOT, 2008)
Ejemplo 5
Evaluar la susceptibilidad de licuación para una Arena limosa con Ip= 1, =LL,
utilizando las ecuaciónes 8.40, 8.41 y 8.43.
---------------------------------------------------------------------------------------------
Solución
SBI= 1.00, SBS= 0.76, entonces SI= 0.88. Con el valor obtenido de SI, hay una alta
probabilidad de licuación. Es considerado susceptible por ambos criterios.
Si es necesario un análisis refinado del potencial de licuación, del asentamiento
inducido por licuación, o de la resistencia residual del suelo licuado, el ensayo de
laboratorio de resistencia cíclica al corte o prueba triaxial cíclica se puede utilizar
en lugar de criterios empíricos del suelo gradación/Ip/densidad (es decir, SPT o
CPT normalizado), si es posible la obtención de muestras inalteradas de la alta
calidad. El triaxial cíclico se puede utilizar también para evaluar la susceptibilidad
de licuación sobre suelos arenosos en muestras remoldeadas. Sin embargo, debido
a las dificultades en crear especímenes representativos de las condiciones reales
"in situ" del suelo, esta prueba solamente se realizara cuando el ingeniero
geotecnista lo solicite.
Índice de plasticidad (Ip)

8-55
8.4.2.7. Combinación de cargas inerciales sísmicas con el uso de la
resistencia del suelo a la licuación
El número de ciclos de carga requeridos para iniciar la licuación y, por lo
tanto, el tiempo en el cual la licuación actúa, tiende a variar con la densidad
relativa y la composición del suelo (es decir, suelos más densos requieren más
ciclos de carga para causar la licuación inicial).
Para duraciones cortas de los movimientos sísmicos y/o suelos relativamente
densos, la licuación se puede accionar cerca del final de la sacudida. En este
caso, la estructura de interés es poco probable que sea sometida a altas
fuerzas de inercia después de que el suelo haya alcanzado un estado licuado,
y la evaluación de las demandas de inercia máximas en la estructura se puede
esencialmente desligar de la evaluación de las deformaciones asociadas a la
licuación del suelo.
Sin embargo, para sismos de larga duración (generalmente asociados a sismos
de gran magnitud) y/o los suelos muy sueltos, la licuación se puede accionar
temprano en el movimiento, y la estructura puede soportar la sacudida fuerte
mientras que el suelo está en un estado licuado. En este caso, sí se deben
considerar simultáneamente las demandas de inercia y las deformaciones
inducidas por la licuación.
En la actualidad no hay consenso sobre la manera de abordar específicamente
esta consideración, sobre cómo se logra la sincronía de la aceleración sísmica,
sobre el desarrollo de la licuación inicial y su impacto combinado en la
estructura. Análisis más rigurosos, que usan métodos no lineales de la
variación de esfuerzos efectivos son necesarios para determinar
analíticamente esta sincronía. Los métodos no lineales de esfuerzos efectivos
pueden explicar la acumulación en la presión de poros y la degradación de la
rigidez y resistencia de las capas de suelos susceptibles a la licuación. Como
en general aplica para casi todos los software en geotecnia, el uso de estas
aproximaciones analíticas, requiere de una definición muy concienzuda de los
parámetros del suelo que intervienen; por lo tanto, es necesario tener en
cuenta la experiencia del ingeniero geotecnista para la aplicación de estos
modelos. En particular, se deberá prestar atención a los datos de entrada, a la
manera cómo se aplican los métodos y a los impactos resultantes.
Cuando se considera el efecto de la licuación sobre la resistencia del suelo y

8-56
las cargas en la fundación de la estructura en las direcciones axiales
(verticales) y laterales (horizontales), se deben realizar dos análisis para
encontrar la sincronía de las diferentes reacciones. Para los sitios donde la
licuación ocurre alrededor de la fundación de las estructuras, éstas se
deberán analizar y diseñar de acuerdo con lo siguiente:
 Suelo no licuado. La estructura debe ser analizada y diseñada asumiendo
que no ocurre licuación, usando el espectro de respuesta apropiado para
las condiciones de sitio del suelo en estado no licuado.
 Suelo licuado. El planteamiento para la condición de suelo no está licuado,
deberá ser reanalizado, suponiendo que los estratos se han licuado.
Debido a este proceso, aparecen los parámetros de resistencia residual
utilizada para los análisis de cimientos profundos en dirección horizontal y
vertical. El espectro de diseño debe ser igual al que se usó en el modelo de
suelo no licuado.
Diseñar estructuras para estos dos planteamientos, debe producir resultados
conservativos. El modelo de suelo no licuado controla las cargas aplicadas a la
estructura y, por lo tanto, se utiliza para determinar las cargas dentro la
estructura, mientras que el modelo de suelo licuado controla las
deformaciones máximas en la estructura y, por lo tanto, se utiliza para diseñar
la estructura a deformación.
En algunos casos, este acercamiento puede ser más conservador de lo
necesario y el diseñador puede utilizar un análisis refinado para determinar el
efecto combinado de los impactos fuertes de la sacudida y de la licuación, al
considerar que ambos efectos pueden no actuar simultáneamente. Sin
embargo, algunos investigadores han encontrado que es posible que en el
modelo de suelo no licuado se dé lugar a aceleraciones espectrales más altas.
8.4.3. Acciones sísmicas trasmitidas al terreno de cimentación a través de la
estructura resistente
La respuesta dinámica del conjunto suelo-estructura o movimiento de este
conjunto al ser solicitado por una acción sísmica, será más evidente cuanto
más próximo sea el periodo propio de vibración de dicho conjunto suelo-
estructura, al periodo predominante del movimiento sísmico.

8-57
Conociendo los periodos propios de oscilación de las estructuras, se deberán
determinar previamente los cálculos de interacción suelo-estructura. Este
cálculo bajo solicitación sísmica se puede realizar con metodologías muy
diversas o con procedimientos empíricos aproximados de carácter
pseudoestático.
La respuesta de la estructura cuando es sometida a excitación sísmica puede
ser significativamente determinada por las características dinámicas de la
fundación. Por ejemplo, la interacción de la superestructura de un puente con
los estribos ha sido la causa de daños significativos en eventos sísmicos del
pasado. Aunque los daños con otro tipo de cimentaciones (pilotes, zapatas
corridas, etc), se han detectado que pueden ser mínimos, su funcionamiento
puede tener un efecto importante sobre el comportamiento de la estructura,
especialmente cuando se encuentre sobre suelo blando.
Teniendo en cuenta lo expuesto anteriormente, estudiar la fase suelo-
estructura, permite evaluar un comportamiento más acertado que evaluar
individualmente cada uno de estos elementos que conforman una
cimentación. La interacción suelo-estructura se refiere al efecto que el suelo
de fundación tiene sobre la respuesta dinámica de la estructura y al efecto
que la estructura tiene sobre el movimiento del suelo. La influencia en la
respuesta de la estructura incluye sin embargo, una amplificación del
movimiento traslacional, la introducción de un componente oscilante para
una cimentación profunda, un incremento en la flexibilidad del sistema y la
adición de amortiguamiento de la acción histerética del suelo
(amortiguamiento histerético) y la radiación de la energía, de manera que la
estructura irradia las ondas en el suelo hacia afuera (amortiguamiento radial).
Considerando que la estructura interactúa con la fundación y la fundación con
el suelo, el término correcto sería interacción suelo- fundación-estructura.
Hay dos fuentes que originan esta interacción:
 Modificación del soporte, debido al cambio en la rigidez de la fundación,
denominada interacción inercial.
 Modificación de los movimientos libre del suelo, debido a la presencia de
las fundaciones, denominada interacción cinemática.
Los efectos de la interacción inercial dependen, básicamente, del periodo

8-58
fundamental y del contenido de frecuencia de los sismos. La interacción
cinemática es generalmente insignificante para fundaciones superficiales y
pilotes flexibles en suelos competentes, y tiende a reducir el soporte para
pilotes rígidos.
Adicional a las recomendaciones para el diseño de la cimentación,
presentadas en este documento, se deberán tener en cuenta las presentadas
en la NSR-10 en el literal A.7. Interacción suelo-estructura.
8.5. CÁLCULO DINÁMICO DEL CONJUNTO SUELO –ESTRUCTURA
El cálculo dinámico del conjunto suelo-estructura se puede realizar con
metodologías muy diversas. Los métodos del cálculo más usados son los
mencionados a continuación.
En los dos modelos expuestos en seguida, se obtendrán como resultados en
cada zona de fundación:
a) La evolución (o historia temporal) de los desplazamientos y de los
esfuerzos totales y efectivos (cálculos acoplados esfuerzos-deformación-
flujo).
b) La evolución de los desplazamientos y de los esfuerzos totales, cuando el
cálculo se realice en esfuerzos totales sin consideración directa de las
consecuencias del flujo de agua en el interior del terreno.
Con esta información se podrá juzgar acerca del comportamiento del sistema.
En el primer caso de manera directa, pues del cálculo se obtienen
desplazamientos y tensiones efectivas que permiten enjuiciar la seguridad de
la obra y la posible funcionalidad durante y después del evento (temporal u
otra causa).
En el segundo caso (cálculo en esfuerzos totales), es preciso un proceso de
interpretación posterior para obtener las presiones intersticiales generadas
por la acción dinámica. La base de partida de esta interpretación será la
información sobre la resistencia dinámica del suelo obtenida en ensayos de
laboratorio en esfuerzos totales con historias de esfuerzos similares a las
resultantes del cálculo.

8-59
Si tras este proceso de evaluación resultara que en ninguna zona significativa
del cimiento se supera el umbral de plastificación o rotura (licuación) en
ningún momento, entonces la respuesta del cimiento puede considerarse
prácticamente elástica. Debe concluirse que la situación es aceptable.
Sin embargo, para acciones dinámicas importantes, es posible que el cimiento
experimente roturas parciales transitorias que pueden ser admisibles, pues no
tienen que significar necesariamente la ruina de la obra sino un
desplazamiento residual apreciable.
El cálculo dinámico de desplazamientos en geotecnia ha sido practicado
durante décadas y su aplicación a los problemas de rotura es adecuada y
recomendable. Conceptualmente estriba en admitir la rotura instantánea
según el mecanismo que indica el cálculo y postular una cierta ley de
resistencia residual en ese momento.
Las leyes de la dinámica de bloques rígidos permiten escribir las ecuaciónes
del movimiento de la parte móvil de ese mecanismo de rotura e integrarlas
para conocer el desplazamiento que ocurre durante esa fase parcial del
movimiento. Este procedimiento de cálculo está bien establecido para el
cálculo de movimientos de muros y taludes.
8.5.1. Cálculos con modelos numéricos con representación completa del
cimiento
 Definición del modelo geométrico discreto (elementos finitos o
diferencias finitas) que representa una sección plana del problema en
estudio incluyendo tanto la estructura como una fracción significativa del
cimiento (Figura 8.19). Los cálculos dinámicos tridimensionales son
también posibles, aunque requiere un gran esfuerzo para la preparación
del modelo geométrico. En los contornos del modelo se incluyen muelles y
amortiguadores que representen, con cierta precisión, el amortiguamiento
de radiación.

8-60
Figura 8.19. Modelo discretizado para el análisis dinámico (FHWA, 2011)
 Definición de parámetros del modelo de comportamiento elemental.
Normalmente, para facilitar los cálculos, el terreno se representa
mediante un modelo elástico lineal y viscoso en término de esfuerzos
totales. Se deberán realizar cálculos iterativos para obtener los parámetros
que regulan la relación esfuerzo-deformación (G, ν y D) que deberán
adecuarse al nivel de deformación resultante, hasta conseguir la
representación del comportamiento no lineal.
 Definición de la acción. El cálculo dinámico trata de representar el
comportamiento del conjunto suelo-estructura ante una situación de
cargas rápidamente variables. El carácter dinámico proviene del hecho
diferencial, respecto a las condiciones estáticas, de producirse
aceleraciones significativas en la estructura y/o el terreno. La acción
dinámica depende del modelo geométrico utilizado para representar el
problema. Las fuerzas actuantes se pueden representar mediante un
conjunto de fuerzas de inercia iguales a los productos de las masas del
modelo de cálculo por las aceleraciones que se considera que afectan a la
base del modelo. Como el movimiento sísmico se especifica con carácter
general para el terreno firme, para obtenerlo en la base del modelo se
requiere realizar cálculos previos de amplificación (aumentos de las
aceleraciones debido a suelos blandos situados encima de terrenos firmes)
- El modelo de la superestructura puede proveer solución exacta
para un sistema lineal
- Se puede iterar para aproximar efectos no lineales usando la
linealización equivalente
- Es una forma no directa para manejar sistemas no lineales

8-61
y de deconvolución (reducciones de las aceleraciones con la profundidad)
a partir del movimiento especificado.
 Proceso de integración. Para realizar cálculos dinámicos acoplados
(presiones efectivas) es obligado realizar la integración del problema
mediante un esquema explícito de diferencias finitas para la variable
tiempo. Para los cálculos en esfuerzos totales, el proceso de integración
(resolución) del problema dinámico se puede realizar mediante un
esquema explícito de diferencias finitas en el dominio del tiempo
(alternativa 1) o mediante la aplicación de la transformación de Fourier
para resolver el problema para cada frecuencia y posterior integración en
ese dominio (alternativa 2) o mediante un análisis modal espectral
(alternativa 3). Aunque estos procedimientos son teóricamente
equivalentes, el primero parece ofrecer cierta ventaja para tratar
problemas no lineales.
8.5.2. Cálculo con una representación simplificada del cimiento
El cálculo dinámico estructural más extendido es aquél en que el cimiento
queda representado por una serie de resortes y amortiguadores equivalentes.
El modelo estructural puede consistir en una partición en elementos finitos o
en un modelo de masas y resortes concentrados que representa la geometría,
la rigidez y la inercia de la estructura en estudio de manera suficientemente
precisa.
Tanto el depósito de suelo como la estructura se suponen elásticos lineales.
Un cálculo iterativo permite adecuar los parámetros al nivel de
deformaciones.
El amortiguamiento del sistema se estima independientemente a partir de los
resultados de los ensayos dinámicos que se deben realizar a estos efectos. La
acción dinámica se define normalmente mediante un sistema adecuado de
fuerzas nodales. Las “con t nte de e o te” son función de la amplitud de la
deformación y de las frecuencias de la acción.
Cuando buena parte de la estructura está enterrada y el terreno se
representa mediante muelles y amortiguadores, la definición de la acción
sísmica en la base del modelo puede requerir unos cálculos previos.

8-62
8.6. CÁLCULO PSEUDO-ESTÁTICO DEL CONJUNTO SUELO –ESTRUCTURA
El cálculo dinámico de una cimentación o en general de una construcción
apoyada en el terreno (incluyendo excavaciones con o sin sostenimiento) se
puede abordar con los procedimientos usuales de la estática pero añadiendo
fuerzas adicionales que representan la acción dinámica.
Las acciones estáticas equivalentes se supone dependen fundamentalmente
del tipo de problema en estudio.
Los métodos pseudo-estáticos de análisis pueden ser utilizados para evaluar
los efectos de un sismo sobre estructuras nuevas o existentes. La mayoría de
los programas de análisis de cimentaciones son capaces de realizar análisis
pseudo-estáticos, utilizando un coeficiente sísmico. Este coeficiente es
aplicado a la masa del suelo con la superficie crítica de falla probable, que
resulta en una gran fuerza horizontal. Si las fuerzas y momentos bajo esta
carga son excedidos, la resistencia al corte y la capacidad de soportar el
momento, reportan resultados con factor de seguridad menores que uno.
(FS<1.0).
Un número de factores debe ser considerado cuando se realiza el análisis
pseudo-estático:
a) Coeficiente sísmico. El coeficiente sísmico usado en los análisis es
usualmente una fracción de la aceleración pico, determinado para la masa
de suelo. Si se acepta un desplazamiento permanente (varios milímetros)
debido al movimiento sísmico, el coeficiente sísmico puede ser asumido
con seguridad como el 50% de la aceleración pico. Si los desplazamientos
aceptados son grandes, la reducción de la aceleración pico puede ser
también grande. Sin embargo, en este caso se requiere la estimación del
desplazamiento producido por el movimiento sísmico. Comúnmente el
coeficiente sísmico en la dirección vertical es igual a cero durante el
análisis.
b) Factor de seguridad. Como se propone una reducción del coeficiente
sísmico, para esto se deben tener en cuenta las condiciones presentadas
en el capítulo A.3 de la Norma Sismo Resistente. En el aparte de Requisitos
generales de diseño sismoresistente, en particular los literales A.3.6.
Efectos sísmicos en los elementos estructurales, y A.3.7. fuerzas sísmicas
de diseño en los elementos estructurales.

8-63
c) Resistencia del suelo. La resistencia del suelo utilizada en los análisis
sísmicos debería ser determinada para condiciones no drenadas o
esfuerzos totales para la mayoría de los casos, inclusive para el caso de las
arenas. La resistencia no drenada del suelo es desarrollada por la
aplicación rápida de esfuerzos cíclicos en combinación con cargas de corta
duración. Para la mayoría de los suelos, las tasas y la duración de la carga
son tales, que no se permite el drenaje; por lo tanto, se requiere
necesariamente del uso de parámetros no drenados.
La evaluación de los asentamientos debe ser cuidadosamente realizada,
considerando la ocurrencia de la licuación en estratos licuables saturados; por
ejemplo, para el caso de arenas sueltas, puede resultar en una reducción
significativa de la resistencia. Si estos estratos son identificados durante el
plan de exploración, y detectado que son licuables durante los análisis,
entonces se deberán usar los parámetros de resistencia residual para los
análisis sísmicos.
Cuando, de forma aproximada, se verifiquen modos de fallo mediante
formulaciones estáticas, la consideración del sismo se podrá realizar a través
de acciones estáticas equivalentes. Dichas acciones equivalentes dependen de
la tipología de la estructura, de las características de la interacción suelo-
estructura y del modo de fallo analizado.
Como puede notarse durante el desarrollo de este ítem, ninguno de los
valores obtenidos por estos métodos es utilizado directamente en la fórmula
de capacidad portante. Estas metodologías están planteadas para la
evaluación de los empujes laterales por la presión de tierras que se deben
considerar para el chequeo de los diferentes probables tipos de falla de una
cimentación (por volcamiento, por deslizamiento, etc.), y de manera indirecta
modificar la geometría de la cimentación planteada debido a la acción del
evento sísmico, geometría que sí está considerada en la mayoría de las
metodologías de evaluación de la capacidad portante del suelo o la roca.
8.6.1. Fuerzas estáticas equivalentes sobre los cimientos
Las fuerzas estáticas equivalentes que actúan sobre el cimiento se podrán
obtener a partir de un cálculo estructural estático al considerar la actuación
sobre la estructura de las acciones estáticas equivalentes a la acción sísmica o
al adoptar un porcentaje de la fuerza máxima transmitida al cimiento
deducida de un cálculo dinámico.

8-64
Si el cálculo dinámico no incluye la masa del propio elemento de cimentación
(zapata o encepado), entonces habrá que añadir una fuerza adicional que, a
falta de otra indicación más precisa que pudiera darse en otro lugar
específico, será el producto de su masa total por la aceleración horizontal, ah.
8.6.2. Fuerzas estáticas equivalentes para la verificación de falla por pérdida
de la estabilidad global
Para comprobar el efecto de la acción sísmica en el estudio de los problemas
de estabilidad global controlados por la resistencia del terreno y, a falta de un
mejor procedimiento para realizar el cálculo dinámico, se podrá suponer que
la acción sísmica equivale a unas fuerzas de inercia definidas como el
producto de la masa por las aceleraciones siguientes:
m [8.44]
v [8.45]
Donde: ah: Aceleración horizontal, adimensional.
kv: Aceleración vertical, adimensional.
Amax: Aceleración pico definida en la NSR-10, Tabla 8.1,
adimensional.
: Factor que evalúa la flexibilidad de la obra frente a los
sismos, adimensional.
Taludes exentos de cualquier tipo de estructura de
contención y muros de gravedad sin coacciones, =0,5.
Taludes con elementos rígidos (pilotes), o muros con
elementos de anclaje, = 0,75 a 1,0.

8-65
8.6.3. Empujes de tierra equivalentes sobre estructuras de contención
La evaluación del empuje de tierras sobre estructuras de contención, es
particularmente determinante en la definición de la geometría de la
cimentación; es usual que en el chequeo de las diferentes formas de falla
(capacidad portante, volcamiento, deslizamiento, deformación, etc.),
considerando parámetros estáticos del suelo, la cimentación de la estructura
presente un factor de seguridad menor que uno (1.0) cuando se incrementan
las fuerzas laterales actuantes debido al evento sísmico.
Es así, que las metodologías presentadas a continuación no pretenden
explicar cómo es su influencia directa en la capacidad portante del suelo o en
el diseño en sí de la cimentación, sino son metodologías desarrolladas para
evaluar los incrementos de las cargas sobre las estructuras de contención,
cuyo objetivo principalmente será resistir a estas cargas laterales
garantizando su estabilidad, para lo cual obviamente al final debe afectar el
dimensionamiento de la geometría de la cimentación propuesta.
El método pseudo-estático es un método de equilibrio de fuerzas que se
utiliza para analizar las fuerzas externas y los efectos (es decir
desplazamiento, vuelco, capacidad portante, etc.) sobre la estructura que se
diseña. El método pseudo-estático utilizado para analizar el empuje activo
sísmico de tierras usa el coeficiente de aceleración horizontal promedio que
se ha ajustado por la onda de dispersión, (kh = kavg), multiplicado por el peso
de la cuña estructural (peso de la estructura y de cualquier suelo sobre la
estructura) y el peso de la cuña de activa, WDW. Los empujes de tierra activos
sísmicos en el método pseudo-estático, se ilustran en la Figura 8.20.
El método del límite-equilibrio se basa en las siguientes suposiciones:
 Durante el sismo se produce empuje activo de tierras en el muro de
contención.
 El relleno es un suelo no cohesivo y se encuentra en estado seco (método
de Mononobe-Okabe).
 La cuña activa de la falla se comporta como cuerpo rígido de modo que las
aceleraciones sean uniformes a través del suelo.
 El suelo detrás de la pared no se satura y la licuación no ocurre.

8-66
Figura 8.20., Método pseudo-estático. Fuerzas inerciales y fuerzas sísmicas (Método de
Mononobe-Okabe (MO))
Los siguientes métodos pueden ser usados para evaluar el empuje activo
sísmico:
1) Método de Mononobe-Okabe (MO).
2) Método de cuña de prueba.
3) Ábacos Empuje activo sísmico de tierras- NCHRP 611.
4) Método generalizado de equilibrio límite (GLE).
8.6.3.1. Método de Mononobe-Okabe
Es uno de los métodos más frecuentes para evaluar las cargas sísmicas en el
empuje de tierras activo (Figura 8.21). El empuje dinámico activo de tierras, se
puede determinar con la siguiente expresión:
e v e
[8.46]
Cuña estructural Cuña en movimiento
Ws: Peso de la estructura
Wsw: Peso del suelo
Wdw: Peso de la cuña en movimiento
kvWsw
khWsw
Wsw
kvWs
khWs
Ws
kvWdw
khWdw
Wdw
kh>0
ah = khg
Aceleración del terreno
kv= 0 (asumido)
av = kvg
Superficie de falla

8-67
Donde: Pae: Empuje dinámico activo de tierras, en kilogramos por
metro (kg/m).
: Peso unitario del suelo, en kilogramos por metro cúbico
(kg/m3
).
kv: Coeficiente de aceleración vertical, típicamente es cero,
adimensional.
Kae: Factor por configuración geométrica (expresión 8.47),
adimensional.
e
co
co co co
en en β
co co β
[8.47]
Donde: β: Ángulo del relleno detrás del muro, en grados (°).
: Ángulo de fricción entre el suelo y el muro, en grados (°).
: Ángulo de fricción interna del suelo, en grados (°).
: Ángulo del respaldo del muro con la vertical, en grados
(°).
: t n-
- v
.
Aunque el método MO es de uso frecuente para calcular el empuje activo
sísmico de tierras, se ha encontrado que produce altas presiones que tienden
a acercarse al infinito cuando se analizan altas aceleraciones y/o laderas
escarpadas. Esta situación ocurre cuando cualquiera de las condiciones
siguientes de limitación se cumple:

8-68
Figura 8.21. Método Mononobe-Okabe (SDOT)
≥ β β t n
v
[8.48]
≤ v t n β [8.49]
Donde: : Ángulo de fricción interna del suelo, en grados (°).
β: Ángulo del relleno detrás del muro, en grados (°).
kv: Coeficiente de aceleración vertical, típicamente es cero,
adimensional.
ah: Aceleración horizontal, en metros por segundo cuadrado
(m/s2
).
Como el MO es limitado a rellenos de materiales no cohesivos en estado seco,
relleno que no se pueden encontrar típicamente a distancias muy grandes
detrás de la pared, el MO puede no ser el método analítico más apropiado.
Debido a las varias limitaciones asociadas a la ecuación del MO, el uso de esta
ecuación se debe limitar a los siguientes criterios:
 El ángulo del material de relleno debe ser menor que 18.4°, o una
pendiente de 3H: 1V.
 Limitar a Kae ≤ 0.60.
ß
H
a ac
Ø
khWs
Poc
±kvWs
Ws
R
Relleno
Plano de
falla
ae
Pae
Muro

8-69
 Drenaje libre para los materiales de relleno (suelos no cohesivos) detrás
de la pared del muro de la cuña activa sísmica.
8.6.3.2. Método de cuña de prueba
Este método puede ser usado para determinar las fuerzas activas inducidas
por el sismo, cuando el MO no es apropiado. Este método es el más adaptable
y puede considerar diferentes tipos de suelo en el relleno, y geometrías
relativamente complejas. (Figura 8.22).
Figura 8.22. Método de la cuña de prueba (SDOT)
Se debe notar que las fuerzas de inercia inducidas por el sismo resultado de la
cuña estructural (muro de contención o suelo de relleno dentro de la cuña
estructural), no están incluidas en el método MO ni en el Método de la cuña
de prueba, y estas fuerzas también se deben incluir en el análisis.
Cuando la aceleración horizontal, ah, es igual a la aceleración horizontal
máxima (PGA o Amax), el empuje activo sísmico puede llegar a ser muy grande,
dando por resultado que el diseño de la estructura de contención llega a ser
cada vez más grande y poco económico. El diseño para ah = PGA limita las
R W
5
4
3
2
1
1
2 4 5
cxt
3
R
t
PAE
PAE
kHW
kHW
W
Max PAE
Ø
Fuerzas que actúan en
las cuñas supuestas para
la carga del terremoto
Polígono de Fuerzas para
una cuña típica
Combinación de
polígonos de fuerzas
para obtener Pae máximo

8-70
deformaciones a cero. Si las deformaciones se pueden tolerar dentro de los
límites de funcionamiento de la estructura, después la aceleración horizontal,
ah, puede ser reducida.
8.6.3.3. Ábacos Empuje activo sísmico de tierras- NCHRP 611
NCHRP 611 ha desarrollado el siguiente análisis de la cuña tipo Coulomb, que
se basa en el método de la cuña de prueba según la Figura 8.23. La siguiente
expresión permite la entrada de la cohesión en la determinación de la presión
activa sísmica de tierras (Pae):
e
v t n c en t n co c t n co en
t n t n co
[8.50]
Donde: Pae: Empuje dinámico activo de tierras, en kilogramos
por metro (kg/m).
: Ángulo del plano de falla, en grados (°).
: Ángulo de fricción interna del suelo, en grados (°).
ah: Aceleración horizontal, en metros por segundo cuadrado
(m/s2
).
kv: Coeficiente de aceleración vertical, típicamente es cero.
En metros por segundo cuadrado (m/s2
).
c: Cohesión del suelo, en kilogramos por metro cuadrado
(kg/m2
).
ca: Adherencia entre el suelo y la pared trasera del muro, en
kilogramos por metro cuadrado (kg/m2
).
: Ángulo de fricción entre el suelo y el muro, en grados (°).
: Ángulo del muro, en grados (°).
H: Altura del muro, en metros (m).
L: Ln, longitud de la superficie de falla AH, en metros (m).

8-71
W1: Peso de la cuña ABCDEF+q1+f, en kilogramos por metro
cuadrado (kg/m2
).
Wn: Peso de la cuña ABCDEGH+q1+q2+f, en kilogramos por
metro cuadrado (kg/m2
).
Wn+1: Peso de la cuña ABCDEGI+q1+q2+f, en kilogramos por
metro cuadrado (kg/m2
).
q1: Sobrecarga uniforme de la tira localizada entre D y E, en
).
q2: Sobrecarga uniforme de la tira localizada entre G e I, en
).
f: Carga lineal localizada entre B y C, en kilogramos por
metro lineal (kg/m).
Los parámetros de diseño deben ser seleccionados con base en las
condiciones de sitio. El único parámetro que debe ser determinado con
pruebas es el ángulo del plano de falla (n). El ángulo del plano de falla (n) es
determinado variando el ángulo del plano de falla (n) hasta que se calcule el
máximo Pan= Pae.

8-72
Figura 8.23. Cuña sísmica activa (SDOT)
Las cartas de diseño se presentan en las Figuras 8.24, 8.25 y 8.26 y han sido
desarrolladas basadas en:
1. Nivel del terreno detrás del muro.
2. Ángulo de fricción entre el suelo y el muro, = . φ.
3. Ángulo de fricción interna, φ = 30°, 35° and 40°.
4. Relación de la resistencia al corte / = 0.0, 0.05, 0.10, 0.15, 0.20, 0.25,
and 0.30, donde:
C: cohesión, en kilogramos por metro cuadrado(kg/m2
).
: Peso unitario del suelo, en kilogramos por metro cúbico (kg/m3
).
H: Altura del muro, en metros (m).
Pa1
Max
kh*W1
B
H I
W
Ln
Pa A
Pan
Pan+1
C
D E
F
G
(1-kv)W1
kh*Wn
(1-kv)Wn
kh*Wn+1
(1-kv)Wn+1
f
n
: ángulo del muro
Ca: Adhesión
W1: Peso de la cuña ABCDEF+q1+f
Wn: Peso de la cuña ABCDEGH+q1+q2+f
Wn+1: Peso de la cuña ABCDEGI+q1+q2+f

Ca

8-73
Figura 8.24. Empuje activo sísmico de tierras (φ = 30°) (SDOT)
2.0
1.5
1.0
0.5
0.0
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1
C/y.H = 0
Kae
Kh(g)
Ø =30°
C/y.H = 0.05
C/y.H = 0.1
C/y.H = 0.15
C/y.H = 0.20
C/y.H = 0.25
C/y.H = 0.30
2.0
1.5
1.0
0.5
0.0
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1
C/y.H = 0
Kae
Kh(g)
Ø = 35°
C/y.H = 0.05
C/y.H = 0.1
C/y.H = 0.15
C/y.H = 0.20
C/y.H = 0.25
C/y.H = 0.30
2.0
1.5
1.0
0.5
0.0
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1
C/y.H = 0
Kae
Kh(g)
Ø = 40°
C/y.H = 0.05
C/y.H = 0.1
C/y.H = 0.15
C/y.H = 0.20
C/y.H = 0.25
C/y.H = 0.30

8-74
8.6.3.4. Método generalizado de equilibrio límite (GLE)
El método generalizado de equilibrio del límite (GLE) se puede también
utilizar para evaluar fuerzas activas críticas inducidas por un sismo cuando el
método MO no sea el método apropiado. Este método se ha incluido en
varios programas de computadora convencionales de estabilidad de taludes
de equilibrio límite. Este método es el más robusto de los métodos de
equilibrio de límite porque puede manejar geometrías complejas, él incorpora
varias capas de suelo, y permite que el usuario explore superficies de la falla y
combinaciones ilimitadas del suelo sin dedicar tiempo o exactitud.
El método de la estabilidad de taludes que se debe utilizar en este análisis es
el método de Spencer porque satisface el equilibrio de fuerzas y de
momentos. Las superficies de fallas circulares, lineales, multilineales, o al azar
deben ser investigadas. Este tema sale del alcance del Manual.

8-75
DAY, ROBERT W. 2000. Geotechnical Earthquake Engineering Handbook. New
York : McGraw-Hill, 2000.
FHWA, FEDERAL HIGHWAY ADMINISTRATION. 2011. LRFD Seismic Analysis
and Design of Transportation Geotechnical Features and Structural
Foundations: Reference Manual. National Highway Institute. NHI Course No.
130094. Washington D. C. : s.n., 2011.
IDRISS, I y BOULANGER, R. 2007. SPT -and CPT- Based relationships for the
Residual Shear Strength for Liquefied Soils. [aut. libro] KYRIAZIS D. PITILAKIS.
Earthquake Geotechnical Engineering. 4th International Conference on
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2007, Vol. 6, págs. 1-22.
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tropicales. Bucaramanga : s.n., 1998. Vol. 1.
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—. 2008. Evaluation of Liquefaction Hazards in Washington State. Seattle :
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ZEEVAERT, L. 1973. Foundation engineering for difficult subsoil conditions.
s.l. : Van Nostrand Reinhold, 1973.

9-ii

Capítulo 9 – Lineamientos Para Algunas Obras de Infraestructura Vial
9-iii
CAPÍTULO 9. LINEAMIENTOS PARA ALGUNAS OBRAS DE
INFRAESTRUCTURA VIAL 9-1
9.1. PUENTES 9-1
9.2. TERRAPLENES Y PEDRAPLENES 9-1
9.2.1. Condiciones de carga 9-2
9.2.2. Régimen hidráulico 9-4
9.2.3. Capacidad de carga 9-4
9.2.4. Asentamientos 9-5
9.2.4.1. Cambio de esfuerzos 9-5
9.2.4.1.1. Asentamientos inmediatos 9-10
9.2.4.1.2. Asentamientos por consolidación 9-17
9.2.5. Desplazamiento lateral 9-21
9.2.6. Excavaciones 9-22
9.2.7. Drenajes 9-22
9.2.8. Técnicas para mejorar la estabilidad de los terraplenes 9-22
9.2.8.1. Construcción por etapas 9-22
9.2.8.2. Reforzamiento de la base del terraplén 9-24
9.2.8.3. Mejoramiento del suelo 9-24
9.2.8.4. Terraplenes construidos con material de bajo peso 9-24
9.2.8.5. Construcción de bermas en el pie del talud 9-25
9.2.9. Técnicas para disminuir el asentamiento 9-25
9.3. ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN 9-26
9.3.1. Clasificación de las estructuras de contención 9-27
9.3.2. Condiciones preliminares 9-27
9.3.2.2. Drenaje 9-28
9.3.2.3. Excavaciones 9-28
9.3.2.4. Condiciones de utilización de los muros estabilizados
mecánicamente 9-29
9.3.3. Estados límite y factores de resistencia 9-29

9-iv
9.3.3.1. Factores de resistencia 9-29
9.3.3.2. Estado límite de resistencia 9-30
9.3.3.2.1. Capacidad de carga 9-30
9.3.3.3. Estado límite de servicio 9-34
9.3.3.3.1. Asentamientos 9-34
9.3.3.3.2. Desplazamientos laterales 9-35
9.3.3.3.3. Estabilidad global 9-37
9.4. OBRAS DE DRENAJE TRANSVERSAL 9-37
9.4.1. Cargas 9-37
9.4.2. Condiciones preliminares 9-38
9.4.3. Estado límite de resistencia 9-38
9.4.3.1. Capacidad de carga 9-38
9.4.4. Estado límite de servicio 9-41
9.4.5. Excavaciones 9-41
9.5. EXCAVACIONES Y CORTES 9-42
9.5.1. Excavaciones para cimentaciones 9-42
9.5.2. Valores de diseño 9-42
9.5.3. Diseño de taludes en depósitos de suelo 9-42
9.5.4. Análisis de filtración e impacto sobre el diseño 9-46
9.5.5. Levantamiento del fondo en arcilla 9-46
9.5.6. Levantamiento del fondo en arena 9-48
9.6. PASOS INFERIORES 9-51
9.6.1. Cargas 9-51
9.6.2. Cimentación 9-51
9.7. DISEÑO DE FUNDACIONES PARA SEÑALES Y POSTES DE
ILUMINACIÓN 9-52

9-1
9. CAPÍTULO 9. LINEAMIENTOS PARA ALGUNAS OBRAS DE
INFRAESTRUCTURA VIAL
En Capítulos precedentes se han dado los lineamientos para diseñar una
cimentación. En este Capítulo, se brinda una guía para el diseño de la
estabilidad de estructuras viales como puentes, pasos inferiores, obras de
drenaje, terraplenes, excavaciones y postes de señalización.
Para cada una de estas estructuras, se añadirán unas recomendaciones
relativas a la cimentación, con el ánimo que sean tenidas en cuenta en los
diversos proyectos de infraestructura vial a cargo del INVIAS, que son
supervisados por la entidad, entre los cuales se incluyen las solicitudes de
permisos de uso de vías nacionales.
Los métodos y las metodologías para el análisis de estabilidad de laderas
naturales se encuentran fuera del alcance de este Manual; no obstante, es
necesario que antes de acometer alguna estructura en zonas potencialmente
inestables se realicen los estudios y diseños necesarios para evaluar la
estabilidad de la ladera.
9.1. PUENTES
Las disposiciones específicas para puentes tratadas en los Capítulos 6 y 7 son
suficientemente amplias, razón por la cual no se considera necesaria ninguna
ampliación en este Capítulo.
9.2. TERRAPLENES Y PEDRAPLENES
En este numeral se considera el diseño de terraplenes, reforzados o no, de
carácter antrópico, cuyas características constructivas se describen en las
Especificaciones Generales de Construcción del INVIAS, a la luz del Artículo
220 y demás Artículos relacionados.
El análisis de estabilidad sólo se refiere a la capacidad de carga del suelo de
cimentación y al análisis de asentamientos; queda fuera del alcance de este

9-2
Manual el análisis de estabilidad global referente a la geometría y a la
inclinación de los taludes, análisis que se puede abordar utilizando métodos
convencionales, como el de equilibrio límite, en el cual las fuerzas resistentes
son mayores que las fuerzas actuantes, o cualquier otra metodología aplicable
al análisis de estabilidad de taludes.
Para los fines de la cimentación se deben considerar; en forma especial,
aquellos terraplenes o pedraplenes en los cuales los riesgos de rotura sean
más evidentes, como los casos que se citan a título de ejemplo:
1) Terraplenes o pedraplenes a media ladera en zonas de inestabilidad
natural previa o con pendientes transversales superiores al 15%.
2) Terraplenes sobre suelos arcillosos blandos, cuya resistencia al corte
puede ser insuficiente para soportar el peso del relleno.
3) Suelos blandos o sueltos que requieren de estabilización del terreno.
4) Terraplenes en suelos de difícil comportamiento; como los suelos
orgánicos, expansivos, licuables, dispersos, erodables y colapsables.
5) Condiciones hidrogeológicas e hidráulicas adversas.
Es de vital importancia que la exploración y ensayos permitan determinar
adecuadamente el perfil del suelo así como la información referente a las
propiedades que se requieren para los estudios de estabilidad, referentes a
los análisis de capacidad de carga y deformación. En los Capítulos 3, 4, 5, 6, 7,
8 y 10 del Manual se encuentra la información que permite adelantar una
adecuada exploración del subsuelo, una apropiada caracterización de sus
propiedades físicas, hidráulicas y mecánicas, así como los análisis de
estabilidad que se requieren para el diseño de la cimentación y métodos de
estabilización de suelos. Adicionalmente, las características de los materiales
y los ensayos de laboratorio deben cumplir con la normatividad del INVIAS.
9.2.1. Condiciones de carga
Generalmente, los terraplenes están asociados con obras lineales, por lo que
el análisis de estabilidad se puede efectuar en una o unas secciones
denominadas críticas, cuyos criterios de selección, a manera de guía, están

9-3
relacionados con la altura del talud, el grado de inclinación de la pendiente, la
presencia de suelos subyacentes blandos y la interacción crítica entre el
terraplén y el comportamiento de estructuras adyacentes.
Como se menciona en los Capítulos referentes al diseño de cimentaciones, la
determinación de la capacidad de carga permisible (es decir que el
geomaterial de la fundación ofrezca seguridad suficiente de que no se
presentará una posible falla por corte y; adicionalmente; los esfuerzos sobre
el geomaterial no produzcan asentamientos no tolerables para la estructura)
exige conocer las condiciones de carga para las cuales se efectuará el análisis
de estabilidad.
Las condiciones de carga requieren la selección de valores de resistencia
adecuados, que bien pueden ser drenados o no drenados, de acuerdo con la
velocidad de aplicación de la carga y con la respuesta del suelo, de tal forma
que permita diferenciar entre un análisis mediante esfuerzos efectivos o
totales.
La respuesta drenada del suelo es consecuencia de la aplicación
suficientemente lenta de la carga hasta permitir la disipación de la presión de
poros . Por el contrario, la respuesta del suelo no drenada es
determinada por la aplicación de la carga en forma rápida, de tal forma que la
presión de poros pueda disiparse . El cambio en la presión de poros
puede ser positivo o negativo, dependiendo de si el suelo se comprime
o se dilata . Una vez determinada la respuesta del suelo, el tipo de
análisis a elegir se basa en la disipación de la presión de poros y la velocidad
con que se aplicará la carga. Si la presión de poros se incrementa con la
aplicación de la carga (por ejemplo, carga rápida o suelo fino), entonces los
análisis se efectúan en esfuerzos totales. Si la carga no produce un cambio en
la presión de poros (por ejemplo; carga en suelo granular), entonces el
análisis se realiza en esfuerzos efectivos.
Si la estabilidad crítica es bajo condiciones drenadas, en el caso de arenas y
gravas, en el análisis de estabilidad en esfuerzos efectivos se puede utilizar el
ángulo de fricción pico. En el caso de suelos finos sobreconsolidados, que
presenten deformación por ablandamiento o características de sensibilidad,
puede ser utilizado el ángulo de fricción obtenido de la resistencia residual.
Si la estabilidad crítica es bajo condiciones no drenadas, como en la mayoría

9-4
de arcillas, se puede utilizar en el análisis de estabilidad en esfuerzos totales,
y el valor de la cohesión no drenada.
9.2.2. Régimen hidráulico
Los niveles de agua subterránea se definen o se monitorean periódicamente,
si es el caso, con el fin de obtener información que permita evaluar las
condiciones de estabilidad respecto del asentamiento, licuación, expansión o
cualquier otra condición del subsuelo. La ubicación del nivel del agua es
importante para los análisis de estabilidad, dado que niveles freáticos altos
generan esfuerzos efectivos bajos, además que afectan las características de
resistencia al corte y consolidación.
De existir un gradiente de agua debajo del terraplén, o un nivel de agua
superficial alto en uno de los lados del terraplén, se debe evaluar el efecto de
la disminución en la resistencia al corte, causada por el flujo de agua. En
condiciones de flujo de agua, se debe hacer uso de la red de flujo para estimar
la velocidad de infiltración, las fuerzas sobre el suelo, las presiones del agua,
las alturas o cargas del agua y demás elementos hidráulicos que permitan
efectuar el análisis de estabilidad en condiciones reales.
9.2.3. Capacidad de carga
Para el análisis de la capacidad de carga del suelo de cimentación, sobre el
cual se apoyan los terraplenes, se pueden consultar los lineamientos que
ofrecen los Capítulos 6 y 7 de este Manual. Como generalmente los
terraplenes son estructuras cuya relación longitud/ancho es mayor de cinco
, se puede suponer que la cimentación de un terraplén corresponde a la
de una cimentación superficial continua, para lo cual aplican los criterios del
Capítulo 6.
No obstante, en caso de que el terraplén esté soportado sobre arcillas
blandas, suelos orgánicos, turbas o arenas sueltas, la estructura estaría sujeta
a problemas de estabilidad, bien sea por asentamientos o por falta de
capacidad de carga, condiciones del subsuelo que se pueden superar con un
sistema de cimentaciones profundas, para lo cual se pueden seguir las
orientaciones del Capítulo 7 o los lineamientos que brinda el Capítulo 10 para
el mejoramiento del suelo de fundación.

9-5
9.2.4. Asentamientos
Los lineamientos planteados en los Capítulos 6 y 7 de este Manual, respecto
del estado límite de servicio, son aplicables a la estimación de los
asentamientos de los suelos de fundación que soportan terraplenes.
Como se indica en dichos Capítulos, los asentamientos se producen debido a
un cambio en el estado de esfuerzos del suelo. Para predecir este cambio,
comúnmente se utilizan los métodos basados en la teoría elástica; o en la
teoría elastoplástica; no obstante, el diseñador puede aplicar métodos
alternos que permitan determinar el cambio en los esfuerzos del suelo.
9.2.4.1. Cambio de esfuerzos
Los terraplenes se puede agrupar en dos: los terraplenes de longitud infinita,
y los terraplenes de longitud finita. En el caso de terraplenes de longitud
infinita, la carga se puede representar como un trapecio y el incremento de
esfuerzos se puede determinar mediante la ecuación 9.1.
[9.1]
Donde: I: Factor de influencia que depende de a y b, se
obtiene de la Figura 9.1.
a y b: Definidos en la Figura 9.1.
q0 = p0 = p: Esfuerzo vertical aplicado.
Para terraplenes finitos se puede utilizar la ecuación 9.1; sin embargo, el
factor de influencia se determina con ayuda de la Figura 9.2 en la cual el
incremento de esfuerzos se halla en la esquina del área cargada y; de las
Figuras 9.3 y 9.4 para el tramo de pendiente.
En la Figura 9.3, el factor de influencia es determinado en la corona del
terraplén, y en la Figura 9.4 el factor de influencia es determinado en la base
o pie del talud del terraplén.

9-6
Figura 9.1. Factor de influencia para terraplenes de longitud infinita
a/Z
a/Z

9-7
Figura 9.2. Factor de influencia bajo la esquina del área cargada (NAVFAC DM 7.1, 1982)
σz=IxP

9-8
Figura 9.3. Factor de influencia bajo la corona del talud, para terraplenes de longitud finita
(NAVFAC DM 7.1, 1982)

9-9
Figura 9.4. Factor de influencia bajo el pie del talud, para terraplenes de longitud finita
(NAVFAC DM 7.1, 1982)

9-10
Como alternativa al procedimiento anteriormente explicado, para determinar
el cambio en el estado de esfuerzos en un terraplén se puede utilizar el
procedimiento descrito en el Soil and Foundation Workshop Manual, julio
2000, originalmente desarrollado por el Departamento de Transporte del
Estado de New York. En este método se utiliza la siguiente ecuación:
[9.2]
Donde: Δ v Cambio en el estado de esfuerzos causado por el
terraplén.
K: Coeficiente de esfuerzo (ver Figura 9.5).
γt: Peso unitario del material de relleno.
h: Altura del terraplén.
9.2.4.1.1. Asentamientos inmediatos
Los asentamientos inmediatos, también denominados asentamientos
instantáneos, ocurren en suelos finos y en suelos granulares. La magnitud del
asentamiento se debe a la compresión elástica de los suelos, proceso que
puede producirse generalmente en días o meses, o suceder durante la
construcción.
a) Suelos granulares
Se plantean métodos adicionales para determinar los asentamientos
inmediatos en suelos granulares, consistentes en arenas y gravas y limos
de baja plasticidad, basados en el ensayo normal de penetración SPT, en el
ensayo de cono CPT y en el ensayo de dilatómetro DMT.
Métodos basados en ensayos in situ
Además de los métodos ya mencionados en el Capítulo 6, se pueden
utilizar los siguientes métodos:

9-11
Figura 9.5. Coeficiente de esfuerzo bajo el extremo del terraplén (Soil and Foundation
Workshop Manual, noviembre de 1982)

9-12
1) Ensayo Normal de penetración SPT
Método de Hough (1959)
Según Hough, el asentamiento inmediato se puede estimar mediante
la ecuación 9.3.
[9.3]
Donde: ’: Índice de capacidad portante (ver Figura 9.6).
Hi: Espesor del estrato i.
σ’v0: Esfuerzo efectivo de sobrecarga en la mitad del
estrato i.
Δσ’v: Cambio en el esfuerzo efectivo vertical a la mitad
del estrato.
Método de Terzaghi and Bazaraa (1967)
Este método es una modificación del método de Terzaghi y Peck
(1967); la ecuación para determinar el asentamiento se describe en la
ecuación 9.4.
[9.4]
Donde: Cw: Factor de corrección por profundidad del nivel
freático. (Ecuación 6.51, Tabla 6.12 Cw1, Capitulo
6).
Cd: Factor de corrección por sobrecarga. (Figura 6.37,
Capitulo 6).
B: Ancho del terraplén en m.
q0: Esfuerzo vertical aplicado (kPa).
N: Número de golpes por pie promedio en la arena.

9-13
Figura 9.6. Índice de capacidad portante (Soil Slope and Embankment Design, September
2005, modified from Hough, 1959)
Método de Duncan y Buchignani (1976)
Se basa en el método de Meyerhof (1965), el cual permite determinar
el asentamiento inmediato mediante la ecuación 9.5.
[9.5]
1 2
3
4
5
1. ARENA media uniforme limpia
2. ARENA Y GRAVA limosa bien gradada
3. ARENA fina a gruesa limpia bien gradada
4. ARENA limosa fina a media bien gradada
5. LIMO inorgánico
Ensayo Normal de penetración, N1,60
’

9-14
Donde: CB: Factor de corrección por ancho (ver Tabla 9.1).
q0: Esfuerzo vertical aplicado (toneladas/pie2
).
N: Número de golpes por pie promedio en la arena.
Tabla 9.1. Factor de corrección por ancho, CB (Duncan y Buchignani, 1976)
ANCHO DEL CIMIENTO, B
(pies)
CB
≤ 4 1,00
6 0,95
8 0,90
10 0,85
≥ 0,80
Duncan y Buchignani, plantearon que el asentamiento inmediato o
asentamiento elástico puede incrementarse con el tiempo, y se
determina utilizando la ecuación 9.6.
[9.6]
Donde: ρiet: Asentamiento elástico después de un periodo de
tiempo.
Si: Asentamiento inmediato o asentamiento elástico.
Ct: Factor de tiempo (ver Tabla 9.2).

9-15
Tabla 9.2. Factor de tiempo, Ct (Duncan y Buchignani, 1976)
TIEMPO Ct
1 mes 1,0
4 meses 1,1
1 año 1,2
3 años 1,3
10 años 1,4
30 años 1,5
Para tiempos diferentes a los de la Tabla 9.2, se puede utilizar la
ecuación 9.7:
[9.7]
Donde: Ct: Factor de tiempo.
t: Periodo de tiempo en meses.
2) Ensayo de cono de penetración estática CPT
Para la determinación de los asentamientos inmediatos en suelos
granulares, como se mencionó en el Capítulo 6, se puede utilizar el
método de Schmertmann (1970), el cual aplica a cimentaciones
superficiales.
Mediante los resultados del ensayo de CPT, se logra determinar el
módulo elástico del suelo Es, mediante la ecuación de la Tabla 6.24; del
Capítulo 6, así mismo, el factor de influencia Izi, se puede determinar
en la Figura 6.38 del Capítulo 6 o, como alternativa con las ecuaciones
que brinda la Tabla 9.3, en la cual se incluyen diversas formas de
cimentación superficial, a manera de complemento de la Figura 6.38; el
lector tomará la ecuación que corresponda según sea el caso
cimentación para terraplenes o para otras estructuras.

9-16
Tabla 9.3. Ecuaciones para determinar el factor de influencia Izi
FORMA DEL
CIMIENTO
TÉRMINO I ECUACIÓN DE
Izsq
0,667 -
Izc
4 0,333 4-
Izr NA 0,111( - -
3) Ensayo de Dilatómetro DMT
El asentamiento inmediato puede ser determinado de los resultados
del ensayo del dilatómetro. El método se describe en el Capítulo 3.
Para determinar el asentamiento inmediato se puede utilizar la
ecuación 6.58, del Capítulo 6.
b) Suelos cohesivos
Asentamientos inmediatos
En los suelos cohesivos se presentan asentamientos inmediatos, los cuales
ocurren en un periodo corto de tiempo debido a la distorsión y
compresión de los vacíos llenos de aire.
En suelos cohesivos no saturados o en suelos con relación de
sobreconsolidación R ≥ 4 el asentamiento inmediato pude ser una
fracción importante del asentamiento total. El asentamiento inmediato se
puede determinar utilizando la teoría de la elasticidad, mediante la
ecuación 6.60 del Capítulo 6.
Los valores o correlaciones para determinar el módulo elástico y la
relación de Poisson, se encuentran en el Capítulo 6.

9-17
9.2.4.1.2. Asentamientos por consolidación
La consolidación primaria ocurre cuando el incremento de carga en el suelo
resulta en un exceso de presión de poros, cuya disipación requiere de la salida
de agua con retardo.
Para la determinación de los asentamientos por consolidación en terraplenes
se puede seguir el Capítulo 6, del cual se efectúa en la Tabla 9.4 un
compendio de las ecuaciones que permiten determinar la consolidación
primaria y secundaria.
El asentamiento por compresión secundaria ocurre después que la presión de
poros se disipa y el asentamiento es el resultado del reordenamiento de las
partículas; el creep ocurre una vez se disipa el exceso de presión de poros y no
hay cambio de volumen, por lo que se encuentra más relacionado con la
resistencia al corte que con la compresibilidad del suelo. En muchos casos; no
es fácil distinguir entre el creep y el asentamiento secundario.
Tabla 9.4. Ecuaciones para determinar el asentamiento por consolidación primaria y
secundaria
CONDICIÓN ECUACIÓN
Consolidación Primaria
Consolidación Secundaria

9-18
Asentamientos en roca
La roca se considera normalmente incompresible, por lo que el potencial de
sentamiento en la roca no existe. No obstante, el asentamiento de
fundaciones en roca, puede ser determinado, utilizando la teoría de la
elasticidad.
En la Tabla 9.5, se presentan las condiciones geológicas consideradas, para
determinar los asentamientos en rocas, y en las ecuaciones 9.8, 9.9 y 9.10 se
ilustran las ecuaciones que permiten estimar el asentamiento.
[9.8]
[9.9]
[9.10]
Donde: Sr: Asentamiento en roca.
S : Asentamiento del estrato incompresible que sobreyace a
un estrato compresible.
Cd: Factor de forma (ver Tabla 9.6).
’ ’: Factor de forma (ver Tabla 9.7).
q: Esfuerzo vertical aplicado.
ϑ: Relación de Poisson.
Em: Módulo de elasticidad de la masa de roca.
E1: Módulo de elasticidad del estrato incompresible.
E2: Módulo de elasticidad del estrato compresible.
α: Factor de corrección de la distorsión del asentamiento
elástico.

9-19
Tabla 9.5. Asentamientos en roca en varias condiciones geológicas (Cimentaciones
superficiales, junio 2001)
Condición
geológica
Estrato
incompresible
Estrato
compresible
sobreyaciente a
un estrato
incompresible
Estrato
compresible
entre estratos
incompresibles
Estrato
incompresible
sobreyaciente a
un estrato
compresible

9-20
Tabla 9.6. Factor de forma Cd (Cimentaciones superficiales, junio 2001)
FORMA CENTRO ESQUINA
MITAD
DEL LADO
CORTO
MITAD DEL
LADO
LARGO
PROMEDIO
Círculo 1,00 0,64 0,64 0,64 0,85
Círculo
(rígido)
0,79 0,79 0,79 0,79 0,79
Cuadrado 1,12 0,56 0,76 0,76 0,95
Cuadrado
rígido
0,99 0,99 0,99 0,99 0,99
Rectángulo
Largo/ancho
1,5 1,36 0,67 0,89 0,97 1,15
2 1,52 0,76 0,98 1,12 1,30
3 1,78 0,88 1,11 1,35 1,52
5 2,10 1,05 1,27 1,68 1,83
10 2,53 1,26 1,49 2,21 2,25
100 4,00 2,00 2,20 3,60 3,70
1000 5,47 2,75 2,94 5,03 5,15
10000 6,90 3,50 3,70 6,50 6,60
Tabla 9.7. Factor de forma Cd (Cimentaciones superficiales, junio 2001)
H/B
E1/E2
1 2 5 10 100
0,00 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000
0,10 1,000 0,972 0,943 0,923 0,760
0,25 1,000 0,885 0,779 0,699 0,431
0,50 1,000 0,747 0,566 0.463 0,228
1,00 1,000 0,627 0,399 0,287 0,121
2,5 1,000 0,550 0,274 0,175 0,058
5,0 1,000 0,525 0,238 0,136 0,036
1,000 0,500 0,200 0,100 0,010

9-21
9.2.5. Desplazamiento lateral
El desplazamiento lateral es un fenómeno que ocurre cuando un suelo
cohesivo blando se deforma y se desplaza cuando es sometido a las cargas del
terraplén. Si el espesor del estrato cohesivo blando es finito y menor que el
ancho del terraplen (be), se puede presentar un desplazamiento lateral; el
cual se ilustra en la Figura 9.7.
Figura 9.7. Esquema de desplazamiento lateral (SCDOT, 2010)
La ecuación 9.11 permite determinar si existe posibilidad de desplazamiento
lateral en el sitio.
[9.11]
Donde: γ: Peso unitario total del material del terraplén.
Hf: Altura del terraplén.
τ: Resistencia al corte no drenada.
Si la carga aplicada al suelo γ*Hf excede tres veces la resistencia no drenada
del suelo 3*τ, se presenta el desplazamiento lateral, por lo que el suelo puede
sufrir movimientos laterales. Esos movimientos laterales pueden ser
estimados utilizando la ecuación 9.12.
[9.12]
Suelo blando
Terraplén

9-22
Donde: ΔL: Desplazamiento horizontal.
St: Asentamiento total del terraplén.
9.2.6. Excavaciones
La excavación para la cimentación de los terraplenes es especialmente
importante para garantizar la estabilidad de la obra, por lo cual es
imprescindible que existan planos con suficiente detalle en escala 1:200, o
más detallada, donde se definan las dimensiones de la excavación a realizar y,
si es del caso, las obras de sostenimiento que se requieran.
9.2.7. Drenajes
Al igual que las excavaciones; el drenaje es trascendental en la estabilidad de
las obras. Se debe procurar, en lo posible, que la base de apoyo de los
terraplenes y pedraplenes, así como sus contactos laterales, sean drenantes.
En caso de posibles afluencias de agua se debe disponer de una red de drenes
que se diseñan de acuerdo con las pautas que brinda el Manual de Drenaje
para carreteras del INVIAS, mediante el uso de métodos analíticos o redes de
flujo.
9.2.8. Técnicas para mejorar la estabilidad de los terraplenes
Existe una variedad de técnicas disponibles para mejorar la estabilidad de
terraplenes nuevos o para ampliación de existentes. Estas técnicas incluyen:
construcción por etapas para permitir que los suelos subyacentes generen
resistencia por la compresión o la consolidación del suelo, refuerzo de la base,
estabilización del suelo, utilización de rellenos de bajo peso unitario, y la
construcción de bermas en el pie del talud, entre otros muchos métodos.
A continuación se describen algunos de las técnicas anteriormente
enumeradas.
9.2.8.1. Construcción por etapas
Cuando se presentan suelos blandos compresibles y no resulta económico
remover y reemplazar estos suelos por rellenos compactados, el terraplén se
puede construir por etapas para permitir que la resistencia de los suelos
compresibles aumente bajo el peso de nuevo relleno.

9-23
La construcción de la segunda etapa y de las subsiguientes se inicia cuando la
resistencia de los suelos compresibles es suficiente para mantener la
estabilidad.
Para poder estimar la altura requerida de terraplén en cada etapa y la máxima
velocidad de construcción, se efectúa un análisis de estabilidad de taludes
basado en equilibrio límite, o modelación numérica, de acuerdo con la
estimación del porcentaje de consolidación necesario para la estabilidad.
Para la construcción por etapas, generalmente se utilizan dos enfoques para
controlar la velocidad de construcción del terraplén y permitir el aumento de
resistencia necesaria en los subsuelos blandos. Los dos enfoques de análisis
son esfuerzo total y esfuerzos efectivos.
En el enfoque del esfuerzo total, la velocidad de construcción del terraplén es
controlada a través del desarrollo de un programa que permita establecer las
alturas máximas de terraplén a construir, así como los períodos intermedios
de receso. Durante estos períodos de receso se espera a que ocurra el
porcentaje de consolidación deseado del subsuelo. Una vez que se ha llegado
al porcentaje deseado, se puede continuar con la colocación del relleno. El
espesor de terraplén a construir y los periodos de receso estimados en el
diseño, se verifican mediante mediciones de campo de la velocidad de
consolidación y de disipación de la presión de poro, siempre y cuando los
tiempos de consolidación lo permitan. Otra forma de ver el primer enfoque,
es determinar si la magnitud del asentamiento en cada etapa, teniendo en
cuenta el grado de consolidación deseado, se ha logrado. En cualquier caso,
se requiere del buen juicio del diseñador para la interpretación de los
resultados obtenidos y decidir si se va a reducir o ampliar el período de
tiempo estimado para la construcción del terraplén.
En el enfoque de esfuerzos efectivos, el incremento de la presión de poro es
monitoreado en el suelo blando bajo el terraplén y se utiliza para el control de
la velocidad de la construcción del terraplén. Durante la construcción, la
presión de poro se incrementa, no permitiéndole exceder una cantidad crítica
para asegurar la estabilidad del terraplén. La cantidad crítica generalmente se
controla utilizando la relación de la presión de poro (ru), que es la relación
entre la presión de poro y el esfuerzo de sobrecarga total. Para efectuar la
medición de la presión de poro, se colocan transductores de presión, en
lugares clave por debajo del terraplén, para medir el cambio de la presión de

9-24
poro causada por la consolidación. En este caso el buen juicio se aplica para la
interpretación de estos datos y decidir si se desea o no reducir o ampliar el
período de tiempo estimado durante la construcción del relleno.
9.2.8.2. Reforzamiento de la base del terraplén
El refuerzo en la base del terraplén, se utiliza para aumentar el factor de
seguridad contra la falla. Reforzar la base consiste en la colocación de un
geotextil o geomalla en la base del terraplén antes de su construcción. El
refuerzo en la base es particularmente eficaz en suelos blandos o débiles.
El diseño del refuerzo en la base del terraplén es similar al diseño de un talud
reforzado, en donde el método de equilibrio límite de estabilidad de taludes
es utilizado para determinar la resistencia necesaria para obtener el factor de
seguridad deseado. Los materiales de refuerzo de la base son colocados en
tiras longitudinales continuas en la dirección de la armadura principal. Las
juntas entre segmentos de geotextil o geomalla en la dirección de la
resistencia (perpendicular a la pendiente) se deben evitar. Todas las juntas en
los geotextiles deben ser cocidas y no traslapadas. Del mismo modo, las
geomallas deben estar unidas con sujetadores mecánicos o pines y no
simplemente superpuestos. Para incrementar la resistencia al corte del
terraplén, se puede utilizar grava.
9.2.8.3. Mejoramiento del suelo
El mejoramiento del suelo se utiliza para reducir el asentamiento. Las
principales técnicas de mejoramiento del suelo se dividen en dos categorías
generales: la densificación y la alteración de la composición del suelo. El
Capítulo 10 de este Manual trata el tema de mejoramiento del suelo, por lo
cual debe ser revisado. Además de las dos categorías generales de
mejoramiento del suelo identificadas anteriormente, se pueden utilizar
drenes o columnas de grava, en combinación con la construcción del
terraplén por etapas, con el fin de acelerar el aumento en la resistencia y los
asentamientos de largo plazo.
9.2.8.4. Terraplenes construidos con material de bajo peso
La construcción de terraplenes con material de poco peso es generalmente
utilizada para reducir las fuerzas actuantes que contribuyen a la inestabilidad,

9-25
y reducir el potencial de asentamientos resultantes de la consolidación de los
suelos compresibles de fundación. Los materiales adecuados para
implementar esta solución son variados e incluyen el poliestireno en bloques
(Geoespuma), agregados de peso ligero (riolita, materiales volcánicos,
escorias de alto horno, cenizas volantes), estos materiales presentan
desventaja, dado que algunos de estos son expansivos, además presentan
dificultad de colocación y difícil control de humedad; otros materiales a
utilizar, pueden ser la fibra de madera o neumáticos de caucho triturados,
entre otros materiales.
Los terraplenes de bajo peso son poco utilizados debido a los altos costos y las
desventajas que presenta el uso de los materiales ya mencionadas.
9.2.8.5. Construcción de bermas en el pie del talud
Las bermas en el pie del talud se utilizan para mejorar la estabilidad de un
terraplén mediante el aumento de la resistencia a lo largo de la superficie
potencial de falla, generalmente se construyen con materiales granulares que
se pueden colocar rápidamente, no requieren mucha compactación, y
presentan resistencia al corte relativamente alta. Las bermas generalmente
tienen taludes más inclinados que los taludes del terraplén, pero requieren
que la estabilidad sea verificada. El uso de bermas puede aumentar la
magnitud de los asentamientos como consecuencia el aumento de tamaño
del área cargada.
El incremento en la resistencia al corte se debe a:
 La adición de peso, y por lo tanto incremento de la resistencia al corte en
suelos granulares por debajo de la zona de la berma.
 La adición de materiales de alta resistencia para generar resistencia extra
a lo largo de la potencial superficie de falla, que pasa por la berma.
9.2.9. Técnicas para disminuir el asentamiento
En el Capítulo 10 de este Manual se encuentran las diversas técnicas que
permiten disminuir los tiempos y magnitudes de los asentamientos, como
son: Drenes verticales prefabricados (DVP), utilización de sobrecargas,
rellenos con suelos de bajo peso, y reemplazo del suelo.

9-26
9.3. ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN
En este numeral se dan los lineamientos que permiten aplicar los elementos
que brindan los Capítulos 6 y 7 de este Manual, relacionados con el análisis de
estabilidad externa, en lo que atañe al análisis de capacidad de carga y
deformación para la cimentación de estructuras de contención o retención,
bien sea permanentes o temporales. Los otros aspectos concernientes al
análisis de estabilidad externa como son volcamiento, deslizamiento, y
estabilidad global quedan fuera del alcance de este Manual, al igual que el
análisis de estabilidad interna, en caso de estructuras estabilizadas
mecánicamente, como sería el caso de los muros de tierra armada o anclajes,
entre otros.
Las estructuras de contención o retención son usualmente utilizadas en
infraestructura vial para las siguientes aplicaciones:
 Ampliación o construcción de carreteras.
 Separadores a desnivel.
 Estribos de puentes y terraplenes de aproximación.
 Paredes de alcantarillas.
 Portales y aproches de túneles.
 Ataguías para construcción de cimientos de puentes.
 Estabilización de taludes y protección de caídas de roca.
 Excavaciones para vías deprimidas.
Es importante la identificación y la estimación de las cargas externas o
sobrecargas que actuarán en la estructura y que se utilizarán para fines del
diseño de la cimentación, entre las cuales se incluyen las cargas vivas del
tránsito, el peso de la estructura de pavimento, las cargas sísmicas y otras
cargas, dependiendo de las condiciones propias de cada proyecto. No
obstante, en el diseño de la estructura en general, se consideran las cargas
relacionadas con las presiones de tierras inducidas por los rellenos.

9-27
9.3.1. Clasificación de las estructuras de contención
Las estructuras de contención, se pueden clasificar en general, en dos grupos:
el primero se refiere a las estructuras estabilizadas externamente, como son
los muros de gravedad y las tablestacas, y el segundo a estructuras
estabilizadas internamente, caso de los muros estabilizados mecánicamente,
tales como los muros de tierra armada.
9.3.2. Condiciones preliminares
El proyecto de una estructura de contención requiere efectuar un
levantamiento topográfico en altimetría y planimetría con un nivel de detalle
suficiente, de tal forma que el diseño de la cimentación de la estructura se
plasme en los planos de construcción, en los cuales se reflejan las
dimensiones del elemento y los drenajes que acompañan la estructura, así
como los acotamientos de la cimentación, entre otros muchos elementos de
ingeniería que debe contener un plano.
Para un buen reconocimiento geotécnico, se requiere contar con los perfiles
transversales al muro, correspondientes a la mayor altura del muro y otros
perfiles representativos. El número mínimo de perfiles de detalle será tres (3)
si el muro es de menos de 50 m de longitud y se incrementa en un perfil más
por cada 20 m de longitud adicionales. La heterogeneidad del terreno y las
dificultades previstas en la cimentación pueden requerir perfiles adicionales.
En cuanto a los materiales del relleno, éstos pueden ser granulares o
materiales drenantes. Cuando las estructuras de contención retienen suelos
cohesivos in situ, se colocan elementos de drenaje que reduzcan las presiones
hidrostáticas del agua detrás del muro. Las características de los materiales de
relleno deben obedecer a las exigencias de las Especificaciones Generales de
Construcción de Carreteras y a las Normas de Ensayos de Materiales para
Carreteras del INVIAS.
En el caso que las estructuras de contención se construyan a lo largo de ríos, o
sobre otro tipo de cauce, en el diseño se debe considerar la socavación de los
materiales de fundación, tal como se considera en el Capítulo 6 del Manual de
Drenaje para Carreteras del Instituto Nacional de Vías.

9-28
9.3.2.2. Drenaje
En el respaldo de la estructura de contención se provee drenaje para los
rellenos; de no ser posible, la estructura se diseña para las cargas debidas al
empuje de suelo más la presión hidrostática total debida al agua en el relleno.
De acuerdo con la ASSHTO, el gradiente hidráulico no deberá ser mayor que:
1. Para limos y suelos cohesivos : 0,20.
2. Para otros suelos no cohesivos: 0,30.
De haber infiltración de agua debajo del muro, se consideran los efectos de
las fuerzas de levantamiento e infiltración.
En el caso de muros tipo pantalla, según la ASSHTO, la filtración se deberá
controlar instalando un medio drenante detrás del revestimiento, con orificios
de salida en la base del muro o próximos a ésta. Los paneles de drenaje
deberán extenderse desde la base del muro hasta un nivel 300 mm por
debajo del coronamiento del muro.
En el caso de muros estabilizados mecánicamente, los elementos de drenaje
interno y externo son semejantes a los de los muros de gravedad y
semigravedad.
La definición de los drenajes se realiza en planos a escala 1 a 100, o más
detallada, los cuales deben contener, como mínimo, secciones y detalles
relacionados con el tipo de drenaje, obras de salida de los drenajes y demás
elementos que se requieran para su completa ejecución.
9.3.2.3. Excavaciones
Las excavaciones a que den lugar las estructuras de contención, requieren la
definición de los planos de excavación de la cimentación, a una escala 1 a 100,
o más detallada. En estos planos se indicarán, además, los taludes de
excavación temporales que se deben utilizar y las medidas de contención
provisionales a que haya lugar.

9-29
9.3.2.4. Condiciones de utilización de los muros estabilizados
mecánicamente
Respecto de los muros estabilizados mecánicamente, la AASHTO indica que
en los siguientes casos no se deben utilizar muros de tierra estabilizados
mecánicamente:
1) Si se han de construir instalaciones para servicios públicos (salvo el
drenaje de la carretera) dentro de la zona reforzada, a menos que se
provea acceso a las instalaciones, que este acceso no interfiera con los
refuerzos y que la rotura de las tuberías de los servicios públicos no afecte
negativamente la estabilidad de la estructura.
2) Si la erosión o socavación de la zona de inundación puede afectar la zona
de relleno armado, el revestimiento, o cualquier estructura de apoyo.
3) Si los refuerzos pudieran llegar a estar expuestos al agua superficial o
subterránea contaminadas.
9.3.3. Estados límite y factores de resistencia
El diseño de las estructuras de contención debe satisfacer el criterio de los
estados límite de resistencia y de servicio relacionados en el Capítulo 2.
9.3.3.1. Factores de resistencia
Con el fin de incorporar los factores de resistencia del estado límite de
resistencia, y dados los alcances de este Manual en cuanto a su aplicación en
el análisis de estabilidad externa, en lo referente a capacidad de carga de las
cimentaciones, los factores de resistencia que aplican son los mismos citados
en los Capítulos 6 y 7 de este Manual.
En cuanto a los factores de resistencia del estado límite de servicio, según la
ASSHTO el factor de resistencia se puede tomar como:
1) Si los parámetros geotécnicos están bien definidos y el talud no soporta ni
contiene un elemento estructural ϕ = 0,75.
2) Si los parámetros geotécnicos se basan en información limitada o si el
talud contiene o soporta un elemento estructural ϕ = 0,65.

9-30
9.3.3.2. Estado límite de resistencia
Se deben considerar los estados límite de resistencia, contemplados en el
9.3.3.2.1. Capacidad de carga
Para el análisis de la capacidad de carga de las estructuras de contención se
deben considerar el efecto de la excentricidad, la inclinación de las cargas y
las sobrecargas vivas.
En el caso de muros de gravedad se puede utilizar la ecuación de capacidad
de carga de los Capítulos 6 y 7 según sea el caso de cimentación superficial o
profunda. En el caso de la cimentación superficial, los factores de forma son
iguales a uno, pues se trata de una cimentación continua.
Para las estructuras estabilizadas mecánicamente, si bien no se podría definir
un elemento de cimentación propiamente dicho, de igual forma se pueden
utilizar las ecuaciones de los Capítulos 6 y 7 de este Manual, teniendo en
cuenta la consideración respecto de los factores de forma.
a) Método de diseño LRFD
En este método de diseño se trabaja con la capacidad de carga factorada
qr φ n, afectando la capacidad de carga nominal o última por un factor
de resistencia.
b) Método de diseño ASD
En el caso de la estructura de gravedad, la capacidad de carga última
qu≥ máxima debe ser mayor o igual a la presión vertical máxima qmáxima
transmitida por el cimiento al suelo, lo cual permite definir el factor de
seguridad por capacidad de carga, de acuerdo con la ecuación 9.13.
[9.13]

9-31
Si la cimentación del muro se apoya sobre el suelo, la presión vertical
máxima se debe calcular suponiendo una presión uniformemente
distribuida sobre el área de una base efectiva, como se ilustra en la Figura
9.8. La presión vertical máxima se debe calcular según la ecuación 9.14.
[9.14]
Si el muro de contención es cimentado sobre roca, la presión máxima se
calcula suponiendo una presión distribuida linealmente sobre el área de
una base efectiva, como se observa en la Figura 9.9.
Si la resultante cae dentro del tercio medio de la base, la presión vertical
se calcula de acuerdo con la ecuación 9.15.
[9.15]
Si la resultante cae fuera del tercio medio de la base, entonces la presión
máxima se calcula de acuerdo con la ecuación 9.16.
[9.16]
Donde: V: Fuerza vertical.
e: Excentricidad (ver ecuaciones 9.14 y 9.15).

9-32
Figura 9.8. Criterios para determinar la presión máxima o de contacto para el caso de muros
de contención convencionales con fundaciones en suelo (AASHTO, 2004)
En el caso de estructuras estabilizadas mecánicamente, en las que la
cimentación suele establecerse sobre un plano vertical y cuyo ancho
puede ser del orden de 60 a 80% de la altura del muro se
debe cumplir la condición de que la capacidad de carga última sea mayor o
igual al esfuerzo vertical, por lo que ≥ El factor de seguridad se puede
establecer, entonces, de acuerdo con la ecuación 9.17.

9-33
Figura 9.9. Criterios para determinar la presión máxima o de contacto para el caso de muros
de contención convencionales con fundaciones en roca (AASHTO, 2004)
[9.17]
Donde: σv: Esfuerzo vertical debido al peso propio del suelo y a la
sobrecarga.
[9.18]
[9.19]
Donde: : Ubicación de la resultante tomada desde el pie del muro
(ver ecuación 9.20).

9-34
[9.20]
Donde: MVTOT:Momento resistente debido a la carga vertical total
factorada, obtenida de la presión de tierras y de la
sobrecarga viva, calculada respecto del pie del muro.
MHTOT:Momento actuante debido a la carga lateral factorada,
obtenida de la presión de tierra y la sobrecarga viva,
calculada en el pie del muro.
VTOT: Fuerza vertical total.
Los demás cálculos de estabilidad externa o interna, se deben efectuar de
acuerdo con los métodos de diseño que ofrece la geotecnia.
De acuerdo con la ASSHTO, la capacidad de carga en el caso de muros
anclados se debe determinar asumiendo que todas las componentes
verticales de las cargas se transfieren a la sección embebida de los
elementos de muros verticales.
9.3.3.3. Estado límite de servicio
De acuerdo con lo indicado en el Capítulo 2, se consideran los
desplazamientos verticales y horizontales y la estabilidad global en el estado
límite de servicio; en lo que se refiere a la estabilidad global, el tema no se
encuentra dentro de los alcances de este Manual; por tanto, para su
evaluación se remite a la utilización de los métodos de análisis basados en el
equilibrio límite o cualquier otro.
9.3.3.3.1. Asentamientos
Las estructuras de contención pueden presentar movimientos en sentido
vertical y horizontal debido a cargas estáticas y sísmicas. Los movimientos
verticales; comúnmente denominados asentamientos; se pueden determinar
utilizando los procedimientos de los Capítulos 6 y 7 de este Manual.
Los asentamientos totales y diferenciales pueden ser de pequeña magnitud
para las estructuras de gravedad y semigravedad; en cambio, en las

9-35
estructuras de contención ancladas, cualquier movimiento vertical puede
causar una relajación significativa en los esfuerzos de los anclajes. En el caso
de los muros estabilizados mecánicamente, éstos pueden tolerar mayores
asentamientos totales y diferenciales que los muros rígidos, dependiendo del
material que recubra sus caras.
En el caso de muros estabilizados mecánicamente, según la AASHTO el
asentamiento se debe basar en la capacidad de deformación longitudinal del
revestimiento y el propósito final de la estructura.
Si las condiciones de cimentación indican que en una distancia horizontal
corta habrá grandes asentamientos diferenciales, se proveen juntas de
deslizamiento en toda la altura del muro.
También, se deberá evaluar el asentamiento diferencial entre el frente y la
parte posterior del muro, particularmente considerar su efecto sobre la
deformación, la alineación y las tensiones en las conexiones del
revestimiento.
9.3.3.3.2. Desplazamientos laterales
En el caso de los muros de gravedad y semigravedad, los movimientos
laterales son producto de la combinación de asentamientos verticales
diferenciales entre los bordes externos de la zapata del muro (talón y punta),
y el efecto de rotación que se requiere para desarrollar la condición activa de
presión de tierras.
En el caso de muros estabilizados mecánicamente, según la AASHTO, los
desplazamientos laterales se deben estimar en función de la rigidez global de
la estructura, el grado de compactación, el tipo de suelo, la longitud de los
refuerzos utilizados, el grado de ajuste de las conexiones entre los refuerzos y
el revestimiento.
No obstante, y considerando que los muros estabilizados mecánicamente, en
particular los muros de suelo reforzado, resultan bastante deformables y es
posible que, como consecuencia de dicha deformación, se produzcan
agrietamientos en la superficie del pavimento, se requiere el cálculo de la
deformación del muro, al menos en forma aproximada, con procedimientos
sencillos que evalúen los movimientos debido al giro y al desplazamiento

9-36
horizontal del cimiento. En este tipo de estructuras se consideran, además, la
deformación propia del muro, que puede inducir un desplazamiento relativo
entre la calzada y el cimiento (ver figura 9.9) el cual se puede estimar
[9.21]
Donde: δm: Desplazamiento relativo entre la calzada y el cimiento del
muro.
γ: Peso unitario del cuerpo del muro.
K: Coeficiente de empuje (ver Tabla 9.8).
b: Ancho del muro a la altura h.
E: Módulo elástico del cuerpo del muro, se puede obtener
mediante ensayos de placa.
μ: Relación de Poisson del cuerpo del muro, se puede
suponer igual a 0,35.
h: Coordenada vertical de referencia.
H: Altura total del muro.
Tabla 9.8. Valores del coeficiente de empuje K (MINFOMENTO, 2004)
TIPO DE MATERIAL
CONDICIÓN DE PRESIÓN DE
TIERRAS
Materiales de relleno
seleccionado
condición activa
Otros casos condición en reposo

9-37
Figura 9.10. Agrietamiento de la superficie del pavimento en muros de tierra armada
(MINFOMENTO, 2004)
9.3.3.3.3. Estabilidad global
De acuerdo con los lineamientos de la ASSHTO, en el caso de muros
estabilizados mecánicamente, de geometría compleja, se deberán investigar
las superficies de falla compuestas que atraviesen una porción de la masa de
suelo reforzado, especialmente si el muro está ubicado en terreno inclinado o
blando, donde la estabilidad global podría no ser adecuada.
9.4. OBRAS DE DRENAJE TRANSVERSAL
Estas obras se destinan fundamentalmente al drenaje transversal de las
carreteras. En este numeral se darán los lineamientos que permitan
particularizar los conceptos de diseño de cimentaciones superficiales y
profundas de los Capítulos 6 y 7 de este Manual, en las estructuras de drenaje
propias de la infraestructura vial relacionadas con cunetas, alcantarillas y box
culvert. En lo relativo al diseño mismo de las obras de drenaje, se deben
seguir los lineamientos establecidos en el Manual de Drenaje para carreteras
del INVIAS.
9.4.1. Cargas
Estas estructuras se diseñan considerando los empujes horizontales y
verticales del suelo, la carga del pavimento, la sobrecarga y el incremento por
carga dinámica. Si las condiciones constructivas o del sitio lo ameritan, se
Pavimento

9-38
evalúan la sobrecarga de suelo, las cargas de fricción negativa, y la presión
hidrostática externa. Para las estructuras cuyo punto más bajo está ubicado
por debajo del nivel freático; se evalúan las cargas atribuibles a la flotabilidad
en agua, con el fin de controlar la flotación.
Si las estructuras se instalan por debajo del nivel freático más elevado
anticipado, se deberá considerar el levantamiento.
9.4.2. Condiciones preliminares
 Socavación
Las obras de drenaje transversal se diseñan de manera que ninguna parte
de las mismas sufra desplazamientos como resultado de la socavación.
En las áreas en las cuales la socavación constituye una consideración
relevante, para las estructuras colocadas sobre depósitos erosionables o
socavables se utiliza un muro de barrera o cortina contra la socavación,
que se extienda por debajo de la máxima profundidad de socavación
anticipada, o bien una solera pavimentada. Las zapatas de las estructuras
se colocan a una profundidad mayor o igual que 600 mm por debajo de la
máxima profundidad de socavación anticipada.
Debe evitarse que las obras de salida sean altas, no sólo porque exigen
obras adicionales como bajantes o aliviaderos sino que, en el caso de que
las aguas viertan sobre laderas, se genera un efecto desestabilizador en las
mismas con los efectos altamente nocivos ya conocidos en las carreteras
colombianas.
9.4.3. Estado límite de resistencia
9.4.3.1. Capacidad de carga
Algunos de los tipos de cimentación más comunes son los que se indican en la
Figura 9.11. En cada una de ellas se efectúa el análisis correspondiente de
capacidad de carga, para lo cual son aplicables los lineamientos dados en el
Capítulo 6.

9-39
Figura 9.11. Esquemas de cimentación para obras de drenaje transversal (MINFOMENTO,
2004)

9-40
Figura 9.11.(Continuación) Esquemas de cimentación para obras de drenaje transversal
(MINFOMENTO, 2004)

9-41
9.4.4. Estado límite de servicio
Se consideran los desplazamientos verticales y horizontales, y la estabilidad
global en el estado límite de servicio. Este último no se encuentra dentro de
los alcances de este Manual; por lo tanto, para su evaluación se remite a la
utilización de los métodos de análisis basados en el equilibrio límite o
cualquier otro.
 Asentamientos
El aspecto más importante desde el punto de vista geotécnico es el de la
estimación de asentamientos. Estos se determinan según lo indicado en el
De acuerdo con la AASHTO, se deberán considerar los desplazamientos
potenciales provocados por los asentamientos diferenciales longitudinales
a lo largo de la alcantarilla, y entre la alcantarilla y el relleno lateral, y los
asentamientos de las cimentaciones y la carga no equilibrada de las
estructuras oblicuas que atraviesan un terraplén.
Adicionalmente, la AASHTO sugiere que las zapatas se diseñen de manera
que provean asentamientos longitudinales y transversales uniformes. El
asentamiento de las zapatas deberá ser lo suficientemente grande como
para proteger contra las fuerzas potenciales de fricción negativa
provocadas por el asentamiento del relleno adyacente. Si los materiales de
fundación son pobres, se considera excavar todo o parte del material
inaceptable y reemplazarlo por un material aceptable compactado, o
emplear los métodos de estabilización de suelos que brinda el Capítulo 10
de este Manual.
9.4.5. Excavaciones
El ancho mínimo de la excavación deberá dejar suficiente espacio entre el
tubo y las paredes de la zanja para asegurar que el espacio de trabajo sea
adecuado para colocar y compactar el material de relleno de forma correcta y
segura.
Se exige que la estabilidad de la excavación sea asegurada, ya sea con base a
la pendiente de sus paredes o bien entibando la excavación.

9-42
9.5. EXCAVACIONES Y CORTES
9.5.1. Excavaciones para cimentaciones
En las excavaciones para las cimentaciones de las obras de infraestructura
vial, se encuentran cortes de gran dimensión, cortes con geometría irregular,
cortes con estratigrafía variable (especialmente cuando hay zonas débiles), o
se encuentran también cortes sometidos a fuerzas provenientes del agua
subterránea o de las filtraciones, por lo que, se requiere de un diseño riguroso
que genere estabilidad y seguridad en el momento de la construcción.
Una de las principales causas de fallas de taludes de corte se relaciona con la
liberación de la tensión en el suelo de excavación, como sería el caso de la
socavación en el pie del talud de corte en arcillas fuertemente
sobreconsolidadas, entre otros casos; por tanto, además de muchas otras
consideraciones, es fundamental para el diseño adecuado de los taludes de
corte la instalación de drenaje adecuado para asegurar que la futura
estabilidad o los problemas de erosión no se produzcan.
9.5.2. Valores de diseño
Los valores principales para el diseño de taludes de corte son el ángulo de
inclinación y la altura del corte. En suelos secos sin cohesión, la estabilidad de
un talud de corte es independiente de la altura y por lo tanto el ángulo de
inclinación se convierte en el único parámetro de interés. Para suelos
puramente cohesivos ( = 0), la altura del corte se convierte en el valor crítico
de diseño. Para suelos con c y en condición saturada, la estabilidad de
taludes está en función del ángulo de inclinación y la altura de corte.
Para el estudio de estabilidad de taludes es necesario conocer la sección
transversal, el perfil estratigráfico del suelo, el peso unitario y los valores de
resistencia (c ', '), (c, ), o (dependiendo del tipo de suelo y las condiciones
de drenaje y de carga) la ubicación del nivel freático y las características de
flujo.
9.5.3. Diseño de taludes en depósitos de suelo
En el caso de los suelos residuales los taludes por lo general se diseñan con
esfuerzos totales para evaluar la resistencia a corto plazo durante la carga

9-43
inicial, y también se utilizan esfuerzos efectivos para evaluar la estabilidad a
largo plazo; en este tipo de suelos las fallas superficiales y las zonas débiles
son comunes, por lo que los taludes típicos, generalmente, se encuentran
entre 2H: 1V o más plano. Los cortes deben ser cubiertos con vegetación tan
pronto como sea posible.
En los depósitos aluviales de arena y grava, las pendientes son generalmente
estables cuando presentan inclinaciones de 1.5H: 1V a 2H: 1V. En este tipo de
depósitos el agua retenida puede ser un problema, especialmente cuando el
agua se acumula a lo largo de zonas de suelo limoso durante los meses
húmedos, pues son propensas a las fallas superficiales del talud. La
vegetación es a menudo difícil de utilizar, por lo que el uso de soluciones de
bioingeniería es el adecuado.
Los depósitos glaciares sobreconsolidados, para propósitos de ingeniería, se
pueden por lo general dividir en suelos no cohesivos y suelos cohesivos. Los
depósitos de suelos no cohesivos, consisten en arena muy densa y grava con
limo, guijarros y cantos rodados, que muestran cierta cohesión aparente
debido a la preconsolidación y contenido de finos. Si hay poca agua o no hay
agua subterránea presente, los taludes podrán ser casi verticales por largos
períodos de tiempo, a menudo suelen contener aguas subterráneas retenidas
las cuales pueden contribuir a la inestabilidad del corte.
Las Inclinaciones típicas en estos suelos varían entre 1.75H: 1V a 1H: 1V; lo
que debe limitarse a alturas de hasta 6 m o menos. En los suelos cohesivos
sobreconsolidados, se pueden considerar inclinaciones cercanas a la vertical
para períodos de tiempo muy limitado.
En este tipo de depósitos, la relajación de los esfuerzos horizontales causa
deformación y puede conducir a la falla en forma bastante rápida. Para el
diseño de los taludes se debe utilizar el ángulo de fricción residual.
A título orientativo, se recomienda no sobrepasar los valores indicados en la
Tabla 9.9.

9-44
Tabla 9.9. Taludes recomendados para excavaciones de cimentaciones superficiales
(MINFOMENTO, 2004) (WSDOT, 2008)
ALTURA (m)/TIPO DE
SUELO/UBICACIÓN
TALUD MÁXIMO
SUELOS
<5
A 1,5H:1V
B 1H:1V
C 0,75H:1V
5-10 1,5H:1V
1,7H:1V
ROCAS
Por encima del
empotramiento de la zapata
1H:2V
En la zona de empotramiento
de la zapata
1H:5V ó vertical
Suelo Tipo A. Son suelos cohesivos con resistencia a la compresión
inconfinada de 1,5 Kg/cm2
o mayor. Tales como arcilla y limos plásticos con
pequeñas cantidades de arena y grava. No son suelos Tipo A si:
 Se encuentran fisurados.
 Están sujetos a vibraciones del tráfico pesado, hincado de pilotes o efectos
similares.
 Han sido alterados.
 El material está sujeto a otros factores que requieran ser clasificados como
un material menos estable.
Suelo tipo B. En general incluyen suelos cohesivos con resistencia a la
compresión inconfinada superior a 0,5 Kg/cm2
, pero menor de 1,5 Kg/cm2
y
suelos granulares con un alto ángulo de fricción interno, tales como grava
angular o glacial y arena. Algunas gravas y arenas limosas o arcillosas que
presenten cohesión aparente, a veces pueden clasificar como suelos Tipo B.
Los suelos de Tipo B también incluyen suelos que previamente han sido
alterados, que se encuentren fisurados, o sujetos a vibraciones.

9-45
Suelos tipo C. Incluyen la mayoría de los suelos granulares no cementados
(por ejemplo, grava, arena y arena limosa) y los suelos que no cumplen con
los suelos tipos A o B.
Los taludes recomendados para la excavación de cimentaciones, que
generalmente son temporales, descritos en la Tabla 9.9 aplican a condiciones
sin agua. En caso que se encuentre flujo de agua en la superficie del corte o si
existen desprendimientos de material, se requiere utilizar taludes con
pendientes suaves.
Cuando se quiere utilizar taludes más pronunciados que los mencionados, se
deberán proyectar medidas de contención.
En el caso de rocas rápidamente meteorizables, se limitará el tiempo de
exposición entre la excavación y la construcción de la cimentación.
Los productos de la excavación deben ser depositados en zonas de disposición
de sobrantes debidamente aprobadas.
No obstante lo anterior, los taludes para excavación de cimentaciones bien
sean temporales o permanentes, requieren del diseño geotécnico es decir de
un análisis de estabilidad. Los taludes de la Tabla 9.9, son recomendaciones a
título orientativo, de tal forma que si el consultor elige alguno de los taludes
para las excavaciones, será de acuerdo con su criterio y experiencia y por
tanto su responsabilidad.
En el caso de cortes temporales, se deben cumplir los siguientes requisitos:
 Minimizar el tráfico.
 Los materiales de construcción o demás elementos que se dispongan en la
parte superior de la excavación se pueden permitir a una distancia mínima
de 1,5 m desde el borde del corte.
 El suelo que quede expuesto, debe ser protegido contra la erosión
superficial.
 Las actividades de construcción deben ser programados de manera que el
tiempo de exposición de los taludes de corte se reduzca lo más posible.

9-46
 Desviar el agua superficial de la excavación.
 Las excavaciones se supervisan periódicamente por parte del Ingeniero
geotécnista o de un profesional competente en el área, para verificar la
estabilidad de las mismas.
9.5.4. Análisis de filtración e impacto sobre el diseño
La presencia de agua en un talud es una causa común de falla. El aumento del
nivel de agua siempre resulta en una reducción en la resistencia al corte de
los suelos no saturados. Si se eleva el nivel freático y se consideran además las
fuerzas de filtración, la presión de poro se eleva, causando una reducción
correspondiente en el esfuerzo efectivo y la resistencia al corte en suelos
saturados. Así mismo el aumento en la masa de suelo aumenta las fuerzas
actuantes que fallan el suelo.
Para el análisis de los taludes, se requiere conocer el esfuerzo efectivo, los
valores de resistencia, y la presión de poros; los análisis se pueden hacer
utilizando varios métodos. El nivel freático se puede determinar mediante la
instalación de tubos abiertos o pozos de observación, estos últimos son más
comunes.
Los datos piezométricos se puede utilizar para estimar el nivel freático, o si
existen condiciones de flujo confinado. La red de flujo elaborada en forma
manual, o mediante un método numérico como el de elementos finitos, se
puede utilizar siempre y cuando se cuente con suficiente información de
contorno. La relación de presión de poro (ru) también puede ser utilizada, sin
embargo, este método se limita generalmente a su uso con gráficos de
estabilidad o para la determinación del factor de seguridad para una
superficie de falla única.
9.5.5. Levantamiento del fondo en arcilla
Cuando el suelo es poco resistente y la entibación, como suele ser normal, no
se prolonga más allá del fondo de excavación, se puede producir el
levantamiento del fondo con hundimiento simultáneo del terreno en el
trasdós de la excavación.
Dicho fenómeno suele ser evidente en los cortes apuntalados en arcilla

9-47
saturada y en situaciones de corto plazo. Terzaghi (1943) analizó el factor de
seguridad de excavaciones apuntaladas contra levantamiento de fondo, bajo
la hipótesis que la arcilla es homogénea, por lo menos hasta una profundidad
de 0,7B debajo del fondo del corte. El Factor de seguridad FS, se puede
expresar de acuerdo con la ecuación 9.22.
[9.22]
Donde: H: Altura del corte.
c: Cohesión no drenada.
B: Ancho de la excavación.
γ: Peso unitario de la arcilla.
En caso de un estrato duro de roca o de material rocoso a una profundidad D
< 0,7B, la superficie de falla se modifica y por tanto el FS se expresa mediante
la ecuación 9.23.
[9.23]
Según Bjerrum y Eide (1956), el FS en cortes apuntalados en arcilla, se expresa
[9.24]
Donde: Nc: Factor de capacidad de carga (ver Figura 9.12).

9-48
Figura 9.12. Variación de Nc con L/B y H/B
9.5.6. Levantamiento del fondo en arena
Cuando el nivel de agua dentro de la excavación es mayor que el nivel freático
el fondo de un corte en arena es estable. Cuando se requiere bombear el agua
que ocupa la excavación, se deberá revisar el efecto de tubificación o falla por
levantamiento de fondo; el factor de seguridad contra tubificación se expresa
según la ecuación 9.25.
[9.25]
Donde: icr: Gradiente hidráulico crítico.
imax (salida): Gradiente máximo de salida (ver
Figuras 9.16 y 9.17).
a: Longitud de la celda de salida.
Nd: Número de caídas de potencial.
h: Carga hidráulica (diferencia de alturas totales ver
Figura 9.13).
Para determinar el gradiente máximo de salida, también se pueden utilizar las
Figuras 9.14, 9.15, 9.16 y 9.17 de la siguiente manera:

9-49
Figura 9.13. Falla de fondo en arena
Figura 9.14. Variación del módulo m

9-50
Figura 9.15. Variación del módulo m
Figura 9.16. Variación del gradiente hidráulico de salida y el módulo m

9-51
Figura 9.17. Variación del gradiente hidráulico de salida y el módulo m
De la Figura 9.14 y 9.15, conocidos L1, L2 y B, determinar el módulo “ ”; con
este último determinado y conocido “ ” , de las Figuras 9.16 y 9.17 se
determina imax (salida).
9.6. PASOS INFERIORES
Los pasos inferiores son en general estructuras rígidas enterradas en las que
el peso del terreno sobre su lecho es la acción predominante.
9.6.1. Cargas
Se deberán considerar los aspectos del numeral 9.4.1.
9.6.2. Cimentación
Los pasos inferiores pueden ser pórticos, arcos o marcos, cuya cimentación
será, en general, de tipo superficial, salvo en los casos donde el terreno de
cimentación no tenga la capacidad de soporte suficiente, se esperen

9-52
asentamientos diferenciales y se vean afectadas por efectos de socavación o
erosión, en cuyo caso se deberá proyectar una cimentación piloteada.
Es de vital importancia el drenaje puesto que no sólo puede crear un
incremento en el empuje y por tanto una mayor solicitación estructural, sino
que la inadecuada captación y conducción de las aguas genera inundaciones
al interior del paso, lo cual pone en peligro la marcha vehicular.
9.7. DISEÑO DE FUNDACIONES PARA SEÑALES Y POSTES DE ILUMINACIÓN
Esta sección trata sobre el diseño geotécnico de la cimentación de estructuras
de baja carga en las cuales están incluidas, señales verticales y postes de
iluminación.
Para el diseño de estas estructuras de baja carga se pueden utilizar
correlaciones siempre y cuando el suelo y las pendientes cumplan con las
condiciones que aquí se describen. Si las condiciones del suelo y roca no son
adecuadas o si las cargas no son las típicas para una estructura de este tipo,
se deberán efectuar análisis detallados para el diseño de la cimentación.
El Manual de diseño geotécnico del estado de Washington – WSDOT,
presenta las correlaciones que permiten diseñar las cimentaciones para este
tipo de estructuras, las cuales se basan en las presiones admisibles laterales y
en los ángulos de fricción interna de los suelos; basadas en las correlaciones
propuestas por Patterson (1962) y en la experiencia del WSDOT sobre el
diseño de pequeñas cimentaciones.
Las correlaciones originales se basan en la medida de la resistencia que se
requiere para extraer una barrena de 1,5 pulgadas de diámetro del suelo de
fundación, Patterson encontró que una fuerza de extracción de 200 lb (90,7
Kg) en suelo blando equivalía a una capacidad de carga admisible lateral de
1000 lb/pie2
(0,49 kg/cm2
); que una fuerza de extracción entre 750 y 1000 lb
(340 y 454 kg) en un suelo promedio equivalía a una capacidad de carga
admisible lateral de 2500 lb/pie2
(1,22 kg/cm2
) y una fuerza de extracción de
2000 a 2500 lb (907 a 1134 kg) en suelo muy duro, equivalía a una capacidad
de carga admisible lateral de 4500 lb/pie2
(2,20 kg/cm2
).
Las anteriores correlaciones, según la WSDOT, son conservadoras
comparativamente con las correlaciones que se puedan obtener a partir del

9-53
valor del número de golpes por pie N del SPT, sin corregir por efectos de la
presión de sobrecarga, según lo dispuesto en la AASHTO (1988).
El diseño de la cimentación de este tipo de estructuras, se puede efectuar,
entonces, mediante diseños estándar, donde se asume que el suelo de
cimentación tiene la capacidad de soportar la presión lateral ocasionada por
las cargas de viento y las cargas muertas, Las presiones admisibles laterales se
establecen a partir de las correlaciones mencionadas, a partir de los
resultados del SPT no corregidos por la presión de sobrecarga, las cuales se
presentan en la Tabla 9.10. Esta Tabla se debe utilizar para comprobar si los
diseños estándar de la cimentación son aplicables para el sitio específico. En
caso que las condiciones de los diseños estándar no se cumplan se requiere
de un diseño propio para las condiciones particulares por lo que la Tabla 9.10
también se puede utilizar, en un sitio específico, para ajustar la profundidad
de cimentación y para considerar las cargas o condiciones del suelo que son
más desfavorables o diferentes a las condiciones asumidas para el diseño de
la cimentación estándar.
Los detalles de los diseños se pueden consultar en el documento denominado
Standard Plans (2011) del Geotechnical Design Manual del Departamento de
Transporte del Estado de Washington – WSDOT.
Tabla 9.10. Correlación entre el SPT y la presión lateral admisible (adaptada de WSDOT,
2006)
CONSISTENCIA DEL
SUELO
ENSAYO NORMAL DE
PENETRACIÓN
N( golpes/pie)
PRESION LATERAL
ADMISIBLE (psf)
Suelo muy blando
2 750
3 800
4 900
5 1000
6 1100
7 1200
Suelo pobre
8 1300
9 1400
10 1500
11 1700
12 1900

9-54
CONSISTENCIA DEL
SUELO
ENSAYO NORMAL DE
PENETRACIÓN
N( golpes/pie)
PRESION LATERAL
ADMISIBLE (psf)
Suelo promedio
13 2100
14 2300
15 2500
16 2700
17 2900
Suelo bueno
18 3100
19 3300
20 3500
Suelo muy duro
25 4200
30 >4500
35 >4500
Se deben considerar algunos requisitos adicionales en relación con la
caracterización de un suelo marginal:
 Cuando el suelo de cimentación es estratificado, el valor de N se toma
como un promedio ponderado para el diseño de la cimentación. Cuando
se encuentran suelos blandos no es adecuado utilizar un promedio
ponderado para N.
 Para cimientos colocados sobre terraplenes construidos con gravas
compactadas, los diseños de cimentación estándar se pueden utilizar
puesto que, regularmente, presentan valores de N mayores o iguales a 25.
 En general las cargas verticales de luminarias y señales son muy bajas (2ksf
o menos); sin embargo, si se detecta la presencia de limos muy blandos,
arcillas o turba (por ejemplo, N = 4 o menos), se requiere de un diseño de
cimentación diferente al estándar.
Los valores de presión lateral admisible de la Tabla 9.10 se aplican sólo en
condiciones planas, si el suelo tiene pendiente, se consideran aspectos
adicionales para la determinación de la profundidad de cimentación.
Para las cimentaciones colocadas sobre una pendiente o donde el eje central
de la cimentación es inferior a 1B del hombro del talud (B= ancho o diámetro

9-55
de la cimentación estándar), la profundidad de cimentación del diseño
estándar debe aumentarse de la siguiente manera y tal y como se ilustra en la
Figura 9.18:
1) Para taludes 3H:1V o más planos, no se requiere una profundidad
adicional.
2) Para 2H:1V o más planos, adicionar 0,5B a la profundidad de cimentación.
3) Para 1,5H:1V, adicionar 1,0B a la profundidad de cimentación.
En el caso de taludes que no se encuentren dentro de los rangos
anteriormente mencionados, la interpolación entre esos valores es aceptable.
Este tipo de fundaciones no debe ser colocado en taludes de pendientes
mayores que 1,5H:1V. Si la cimentación se encuentra en una pendiente que
forma parte de una zanja de drenaje, la parte superior de la cimentación
estándar se puede colocar en o por debajo de la parte inferior de la zanja de
drenaje.
Figura 9.18. Detalle de la cimentación en un terreno inclinado (WSDOT, 2006)

9-56
Thomson, 2006.
s.n., 2004.
Evaluation of Liquefaction Hazards in Washington State. Seattle : s.n., 2008.
—. 2010. Geotechnical Design Manual. Environmental and engineering
programs. Seattle : s.n., 2010.

10-ii

Capítulo 10 – Métodos de Mejoramiento de los Suelos
10-iii
CAPÍTULO 10. MÉTODOS DE MEJORAMIENTO DE LOS SUELOS 10-1
10.1. MEJORAMIENTO FÍSICO 10-2
10.1.1. Precarga 10-2
10.1.1.1. Diseño 10-6
10.1.2. Drenes verticales 10-10
10.1.3. Rellenos de bajo peso o aligerados 10-16
10.1.3.1. Geoespuma 10-17
10.1.3.2. Materiales expandidos (arcillas, shales ) 10-19
10.1.4. Columnas 10-21
10.1.5. Mezcla de suelo 10-31
10.1.6. Terraplenes soportados por columnas 10-36
10.1.7. Terraplenes reforzados en suelos blandos 10-48
10.1.7.1. Estabilización del terreno de fundación 10-49
10.1.7.2. Refuerzo del terraplén 10-53
10.2. MEJORAMIENTO MECÁNICO 10-56
10.2.1. Compactación 10-56
10.2.1.1. Energía de Compactación 10-57
10.2.1.2. Densidad 10-59
10.2.1.3. Procesos de Compactación en campo 10-60
10.2.1.4. Clasificación de los equipos de compactación 10-62
10.2.1.5. Ensayos de Campo 10-65
10.2.1.6. Procesos de Compactación en Laboratorio 10-67
10.2.2. Vibrocompactación 10-68
10.2.3. Compactación dinámica 10-73
10.3. MEJORAMIENTO QUÍMICO (GROUTING) 10-79
10.3.1. Materiales del grouting 10-79
10.3.2. Grouting en roca 10-82
10.3.3. Grouting en suelo 10-84

10-1
10. CAPÍTULO 10. MÉTODOS DE MEJORAMIENTO DE LOS
SUELOS
Con mucha frecuencia el Ingeniero geotecnista suele encontrar suelos
blandos, o depósitos con características mecánicas poco favorables, por lo
que se ve abocado a diseñar, implementar y evaluar, métodos de
mejoramiento del subsuelo para así desarrollar sus proyectos de
infraestructura.
En cimentaciones de obras de carreteras, uno de los problemas más
frecuentes a resolver suele ser la escasa capacidad de soporte del terreno o
los grandes asentamientos esperados. A veces se trata de un problema de
impermeabilización y/o de drenaje.
El estudio de la necesidad del mejoramiento del terreno debe comenzar con
la identificación clara de los terrenos a tratar. El reconocimiento geotécnico
debe haber arrojado la presencia de suelos blandos y la posible necesidad de
un tratamiento del terreno. Una vez identificado el problema, se programa la
exploración del suelo para caracterizarlo con mayor detalle.
Los métodos de mejoramiento del suelo son utilizados para modificar las
condiciones del subsuelo o modificar el comportamiento de un terraplén. o
cualquier estructura geotécnica. Por lo general, los métodos de mejoramiento
del subsuelo se utilizan cuando no es físicamente posible la remoción del
material in situ, por consideraciones ambientales o por costos.
Los métodos de estabilización se utilizan para:
 Incrementar la capacidad de carga del suelo y la resistencia al corte.
 Incrementar la densidad.
 Controlar las deformaciones.
 Acelerar el proceso de consolidación.
 Incrementar la estabilidad lateral.

10-2
 Llenar los vacíos del suelo.
 Incrementar la resistencia a la licuación.
 Evitar la filtración.
De acuerdo con el South Carolina Geotechnical Design Manual – SCDOT
(2010), el que a su vez se basa en los volúmenes I y II del Ground
Improvement Methods de la FHWA, existen tres estrategias que enmarcan los
usos arriba mencionados:
1) Incrementar la resistencia al corte y a la densidad y/o disminuir la
compresibilidad del suelo de fundación.
2) Utilizar rellenos de bajo peso, para reducir significativamente el efecto de
las cargas en el suelo de fundación.
3) Transferir las cargas a un suelo de fundación más competente.
La Tabla 10.1 brinda elementos que permiten seleccionar el procedimiento de
mejoramiento del subsuelo.
La Tabla 10.2 presenta el tipo de terreno y la profundidad de aplicación de
cada técnica o tratamiento que brinda la Tabla 10.1.
10.1. MEJORAMIENTO FÍSICO
10.1.1. Precarga
Cuando un suelo es cargado por primera vez, experimenta deformaciones
mucho mayores que cuando se carga posteriormente, después de haber sido
precargado y descargado, la primera carga deja al suelo con mayor resistencia
y menos deformabilidad aunque tal carga sea retirada; el método de precarga
se basa en dicho concepto por lo que, antes de construir la obra, el suelo
puede precargarse con materiales u otras sobrecargas colocadas en superficie
a veces en forma temporal. En algunos elementos de cimentación, la precarga
se ha conseguido con anclajes que los comprimen contra el cimiento, si bien
este es un caso excepcional.

10-3
Según la ROM 05-05 –Recomendaciones Geotécnicas para obras marítimas y
portuarias (MOPU, 2005), conseguir el efecto beneficioso de las precargas
puede requerir un tiempo grande en aquellos terrenos que estén saturados.
Ese tiempo es tanto mayor cuanto mayor sea el espesor de suelo blando,
cuanto mayor sea su compresibilidad y cuanto menor sea su permeabilidad.
Por ese motivo, las precargas aceleradas con medidas de drenaje artificial
pueden ser mucho más efectivas.
Tabla 10.1. Categorías de mejoramiento del subsuelo, funciones y métodos (Modificada del
Ground Improvement Methods, agosto 2006)
CATEGORÍA FUNCIÓN
TÉCNICA O
TRATAMIENTO
Consolidación
Acelera la consolidación e
incrementa la resistencia
al corte
1) Drenes verticales
prefabricados
2) Sobrecarga
Reducción de carga
Reduce los asentamientos
y la carga que se aplica en
la cimentación
1) Geoespuma
2) Concreto espumado
3) Rellenos de bajo peso
Densificación
Incrementa la densidad, la
capacidad de carga, la
resistencia friccional en
suelos granulares.
Decrece los
asentamientos e
incrementa la resistencia
a la licuación
1) Vibro compactación
2) Compactación
dinámica por el
impacto de la caída de
un peso
Reforzamiento
En suelos de cimentación
blandos, incrementa la
resistencia al corte, la
resistencia a la licuación y
disminuye la
compresibilidad
Columnas de grava

10-4
CATEGORÍA FUNCIÓN
TÉCNICA O
TRATAMIENTO
Mezcla de suelo
profunda
Altera las propiedades
físico- químicas del suelo
de fundación para
incrementar su tensión,
compresión y resistencia
al corte, y para disminuir
el asentamiento y /o
proveer estabilidad lateral
y/o confinamiento
1) Métodos de mezcla en
húmedo
2) Métodos de mezcla en
seco
Inyecciones
Para llenar los vacíos,
incrementa la densidad,
incrementa la tensión y la
resistencia a la
compresión
1) Inyección para
compactación
2) Inyección para
permeabilidad
3) Jet Grouting
Transferencia de carga
Transferencia de carga a
estratos portantes más
profundos
1) Terraplenes
soportados por
columnas
Tabla 10.2. Tipo de terreno y profundidad de aplicación (MINISTERIO DE FOMENTO
ESPAÑOL, 2004)
TÉCNICA O
TRATAMIENTO
TERRENO TIPO DE MEJORA
PROFUNDIDAD
EFICAZ DE
TRATAMIENTOGRANULAR COHESIVO
RESISTENCIA
DEFORMABILIDAD
PERMEABILIDAD
Sustitución del
terreno
Suelos de difícil
comportamiento
Si Si Si Moderada <3m
Compactación
con rodillo
Cualquier terreno no
saturado
Si Si No Pequeña <1m

10-5
TÉCNICA O
TRATAMIENTO
TERRENO TIPO DE MEJORA
PROFUNDIDAD
EFICAZ DE
TRATAMIENTOGRANULAR COHESIVO
RESISTENCIA
DEFORMABILIDAD
PERMEABILIDAD
Precargas Si Si Si Si No
Varias decenas
de metros
Drenes
verticales
prefabricados
No Si No No Si
Varias decenas
de metros
Vibración
profunda
Si
vibro flotación
Si
vibro
sustitución
Si Si No 15 m
Compactación
dinámica
Cualquier tipo Si Si No ___
Inyecciones
Impregnación1
No aplica Algo Algo Si
Hasta más de
100m
Hidrofracturación
Cualquier terreno
Algo Si Si
Desplazamiento
Cualquier terreno
Si Si Si
Jet grouting Cualquier tipo Si Si
Solo con
columna
s
secantes
<20 m
Columnas de
grava
Cualquier tipo de suelo
blando
Si Si Si <20 m
Columnas de
suelo cemento
Cualquier tipo de suelo
blando
Si Si No <20 m
Claveteado o
cosido del
terreno
Suelo de consistencia media
o superior
Si Si No <10 m
1. La permeabilidad inicial del terreno que se requiere para poder impregnarlo, depende del
producto inyectado:
 Lechadas de cemento kterreno > 10-2 cm/s
 Lechadas de microcemento kterreno > 10-3 cm/s
 Geles y otros productos químicos kterreno > 10-4
cm/s
Los drenes que comúnmente se utilizan son bandas drenantes prefabricadas.
En el pasado se utilizaron drenes cilíndricos de arena que hoy parecen menos
eficaces, aunque pueden tener algún otro efecto secundario beneficioso
como elemento de refuerzo.

10-6
La precarga es un procedimiento tan efectivo que su consideración es siempre
recomendable.
La precarga más clásica consiste en colocar tierras sobre los rellenos
artificiales o suelos naturales blandos que se quieren mejorar, de manera que
se produzcan asientos al consolidar el suelo bajo el peso de las tierras. Las
tierras se retiran después total o parcialmente.
La precarga puede conseguirse por otros procedimientos, entre ellos:
 Acopio de bloques de hormigón o de mercancías pesadas.
 Cargas de agua en recintos estancos (depósitos).
 Rebaja artificial y temporal del nivel freático.
 Ubicación de gatos y anclajes en zonas localizadas.
10.1.1.1. Diseño
Los diseños pueden realizarse basándose en la teoría de la consolidación
unidimensional. Cuando el suelo blando está saturado, es necesario mantener
aplicada la precarga Δσf durante el tiempo t2 preciso para que la compresión
efectiva sea la deseada.
Si se conoce el tiempo en el cual se aplicará la precarga, t2 y se desea obtener
la precarga Δσf, se debe determinar el grado de consolidación, U, a partir del
valor del factor de tiempo Tv, para lo cual se utiliza la Figura 10.1. Con el valor
estimado del porcentaje de consolidación U, de la Figura 10.2 o de la ecuación
10.1, se determina la relación Δσf/Δσp requerida para luego calcular Δσf.
Si el valor de la precarga Δσf es conocido, pero se desea conocer t2, se debe
obtener el esfuerzo efectivo promedio inicial σ’0 y el valor del incremento de
la presión vertical Δσp, de manera que se obtenga U (grado de consolidación)
de la ecuación 10.1. Con este último valor, se procede a determinar el factor
tiempo Tv, de la Figura 10.1 y con la ecuación 10.2 se obtiene t2.

10-7
[10.1]
Todos los términos ya fueron definidos
Figura 10.1. Grado de consolidación en función de Tv (DAS, 2005)
[10.2]
Donde: Hdr: Trayectoria máxima de drenaje (H/2 para drenaje en dos
direcciones y H para drenaje en una dirección.
cv: Coeficiente de consolidación.

10-8
El tiempo requerido puede ser, en ocasiones, incompatible con el cronograma
de construcción, lo cual se puede solucionar al acelerar artificialmente la
consolidación mediante el uso de drenes.
Figura 10.2. Variación de U en función de Δσf/Δσp y Δσp/Δσ’0 (DAS, 2005)
Para el caso particular de precargas verticales sobre estratos horizontales de
suelos en los que se dispone de un drenaje artificial, se puede calcular el
grado de consolidación alcanzado, U, con las ecuaciones 10.3, 10.4, 10.5 y
10.6.
[10.3]
U(%)
100

10-9
[10.4]
[10.5]
[10.6]
Donde: Ch: Coeficiente de consolidación (para flujo horizontal).
t: Tiempo de mantenimiento de la precarga.
μ: Coeficiente adimensional.
d: Separación equivalente entre drenes.
A: Área asignada a cada dren o área total dividida por el
número de drenes (ver Figura 10.3).
φd: Diámetro equivalente del dren. Para drenes planos usar la
ecuación 10.6.
b: Ancho del dren.
e: Espesor del dren.
El grado de consolidación conjunto U, debido al drenaje radial horizontal y
debido al flujo vertical, puede calcularse con la ecuación 10.9.
Es usual y recomendable dejar las sobrecargas hasta que los grados de
consolidación alcanzados sean del orden del 75% o mayores. En esas
situaciones la retirada total o parcial de las precargas suele producir
entumecimientos que son únicamente una pequeña fracción del asiento
producido.

10-10
10.1.2. Drenes verticales
En general los drenes verticales son pozos muy permeables que permiten la
expulsión del agua y disminuyen la distancia de drenaje. Su objetivo es
disminuir el tiempo que tarda en consolidar un determinado suelo. Este
sistema se puede emplear combinado con una precarga o con técnicas de
vacío para disminuir el tiempo de duración del tratamiento.
Los drenes verticales son rutas de drenaje creadas artificialmente, que
pueden ser instalados por varios métodos y pueden tener una variedad de
características físicas. El uso de drenajes verticales conjuntamente con la
precompresión tiene un propósito único de acortar el camino de drenaje
(distancia a un límite de drenaje) del agua de los poros, por lo que acelera la
velocidad de consolidación primaria.
Figura 10.3. Área asignada a cada dren para disposición en malla cuadrada o tresbolillo
(adaptada del ROM 05-05 – MOPU (2005))
Cuando los drenes verticales, se utilizan conjuntamente con la
precompresión, los principales beneficios son:
 Disminución del tiempo total necesario para la consolidación primaria
debido a la precarga.

10-11
 Disminución en la sobrecarga requerida para alcanzar la cantidad deseada
de precompresión en el tiempo dado, o para incrementar la resistencia
debido a la consolidación de los suelos blandos.
 También se pueden utilizar como pozos de alivio de presión, para reducir
la presión de poros del suelo, a través de la filtración del agua de poros.
Los drenes verticales se pueden clasificar en tres tipos: drenes de arena,
drenes de arena revestidos en geosintéticos, y drenes verticales prefabricados
(PVD). De acuerdo con las características del sitio en particular, el perfil del
subsuelo y / o el tipo de construcción, pueden existir limitaciones en el uso de
los drenes prefabricados (PVD). Si a la capa compresible subyace un relleno de
arena densa o arcilla muy dura, la instalación de drenaje podría requerir una
pre excavación, de la utilización de excavación mediante chorro “jetting”
del uso de un martillo vibratorio, o puede que su instalación no sea factible.
Bajo tales condiciones, la pre-excavación puede ser el método más viable a
utilizar. En caso de suelos sensibles en los que la instalación de los drenes
puede disturbar el suelo, la instalación puede efectuarse utilizando una
técnica sin desplazamiento, la cual puede ser la más apropiada.
Inicialmente los pozos drenantes eran de arena y se construían con técnicas
similares a las del pilotaje. Con la aparición de los geotextiles, estos drenes de
arena se han sustituido en gran medida por los drenes verticales
prefabricados (PVD). Dentro de las ventajas más importantes, se pueden
resaltar, la competitividad económica, menos alteración de la masa de suelo,
y la velocidad y facilidad de su instalación. Una ventaja adicional es la
posibilidad para ser instalado en una orientación no vertical. Los PVD también
son relativamente flexibles y se pueden utilizar en una variedad de
condiciones del suelo comúnmente encontrados.
La aplicación de PVD es viable para suelos que:
 Son de moderada a altamente compresibles bajo cargas estáticas.
 Se comprimen lentamente en condiciones naturales de drenaje del suelo,
debido a la baja permeabilidad y la distancia relativamente grande con los
límites del drenaje natural.

10-12
Los suelos con estas características son casi exclusivamente suelos cohesivos,
ya sean orgánicos o inorgánicos. Los tipos de suelo para lo cual el uso de PVD
es aplicable son: limos inorgánicos, y arcillas de baja a moderada sensibilidad
y turba. La utilización de los PVD, no suele ser apropiada en suelos granulares.
Los PVDs poseen muchas ventajas como la economía, la rapidez en la
instalación, favorecen el drenaje continuo de agua, y minimizan los
desplazamientos.
Los factores que se deben evaluar para determinar la conveniencia de la
utilización de los PVDs, son los siguientes:
 Compresibilidad de moderada a alta.
 Baja permeabilidad.
 Saturación completa.
 Cargas finales del terraplén que exceden el esfuerzo máximo de
sobreconsolidación.
 Resistencia al corte de baja a moderada.
 Relación de sobreconsolidación baja (RSC<1,5).
El diseño pretende ser aplicable a las condiciones comercialmente disponibles
de drenajes PVDs con forma de banda. Los productos actualmente disponibles
están constituidos por un núcleo canalizado de plástico envuelto en un
geotextil. La relación de aspecto (ancho / espesor) es típicamente 25 a 30, y el
área superficial que permita la filtración en el dren es comúnmente 0,2 a 0,3
pulg2
(150 a 200 mm2
) por 0,4 pulgadas (1 mm) de longitud, Aunque varios de
los aspectos de esta guía de diseño puede ser aplicada a otros tipos de
drenaje PVD.
Los PVDs, generalmente son instalados de acuerdo a un patrón, cuya
disposición puede ser triangular o rectangular, la cual permite reducir la
distancia de flujo y por tanto la disipación del exceso de presión de poros.

10-13
 Diseño de PVDs
El propósito más inmediato de los PVDs es la reducción de la longitud de la
trayectoria de drenaje, por lo que decrece el tiempo de asentamiento y
ocurre el aumento en la resistencia. Para el diseño del drenaje vertical, se
requiere conocer la cantidad y la velocidad del asentamiento durante y
después de la construcción así como la estabilidad del terraplén durante la
colocación de los materiales.
El principio de diseño consiste en la selección del tipo, separación y longitud
de los drenes que se requieren para alcanzar un determinado grado de
consolidación en un tiempo específico.
Determinación del tiempo de consolidación t
El diseño se basa en la teoría de la consolidación unidimensional ajustada con
la teoría de la consolidación radial, de la cual resulta la ecuación 10.7
[10.7]
[10.8]
Donde: F(n): Factor de espaciamiento de drenaje (ver ecuación 10.8).
t: Tiempo requerido para alcanzar la consolidación deseada.
D: Diámetro del cilindro de influencia del drenaje (zona de
influencia del drenaje).
Ch: Coeficiente de consolidación para drenaje horizontal.
Fs: Factor de sensibilidad del suelo.
: Grado de consolidación promedio debido al drenaje
horizontal.
d: Diámetro equivalente de un drenaje circular.

10-14
a) Determinación de Fs
La sensibilidad del suelo generalmente no es considerada, excepto para
suelos de alta plasticidad (IP>21), y en suelos sensibles (S>5), donde el
coeficiente de consolidación para drenaje vertical Cv se determina
cuidadosamente. Para esos suelos se puede utilizar un valor de Fs ≈ , o de
lo contrario utilizar Fs = 0.
b) Determinación de Ch
El coeficiente de consolidación horizontal Ch, debe ser obtenido a través
del ensayo de laboratorio de consolidación, de muestras de alta calidad.
Normalmente Ch > Cv. En caso que no se disponga de mediciones de Ch se
puede considerar como 1,2 a 1,5 de Cv. En el caso de un suelo estratificado
de limo y arena Ch puede estar entre 2 y 4 veces Cv. El coeficiente de
consolidación horizontal también se puede obtener utilizando el ensayo
de campo CPT y permitiendo la disipación de la presión de poros.
c) Determinación de d
El diámetro circular equivalente de drenaje se encuentra entre 1,6 y 5,5
pulgadas (4,0 -14,0 cm), sin embargo el más común es de 2,4 pulgadas (6,0
cm).
d) Determinación de
Este parámetro se puede consultar en el Capítulo 6 de este Manual.
e) Determinación de D
Para un patrón de distribución de triángulo equilátero, D = 1.05 veces la
separación entre drenes en un patrón de distribución cuadrado D = 1.13
veces la separación entre drenes.
Como dato de referencia; para que el 90% de consolidación suceda en un
tiempo de 3 o 4 meses, el espaciamiento entre drenes se puede tomar
entre 3 y 5 pies, en arcillas homogéneas; entre 4 y 6 pies en arcillas
limosas; y entre 5 a 6,5 pies en suelos gruesos.

10-15
f) Separación entre drenes
En la Tabla 10.3 se recomiendan las separaciones entre drenes.
Tabla 10.3. Tipo de terreno y separación entre drenes (MINISTERIO DE FOMENTO ESPAÑOL,
2004)
TIPO DE SUELO
SEPARACIÓN INICIAL
RECOMENDADA (m)
Arcillosos de alta plasticidad 1,0
Arcillosos de baja plasticidad o limos 1,5
Formaciones arcillosas con
intercalaciones horizontales de suelos
más permeables (limos o arenas)
2,0
g) Determinación del grado de consolidación
El tiempo t es la duración requerida para lograr el grado promedio de
consolidación , para el diámetro del cilindro de influencia D y el
diámetro del dren d. Para incrementar el espaciamiento entre drenes, y
reducir el número de drenes instalados, la sobrecarga puede ser
incrementada hasta generar la misma cantidad de sobreconsolidación
para el mismo periodo de tiempo. Una sobrecarga adicional para el mismo
espaciamiento, reduce el tiempo de consolidación.
Por lo general el tiempo se mantiene constante de acuerdo con el
cronograma de construcción, y la cantidad de sobrecarga y la separación
entre drenajes son los parámetros que varían.
Cuando se conozca con precisión suficiente el coeficiente de consolidación
Cv del suelo en sentido horizontal (radial), se podrán realizar cálculos de
tiempos de consolidación específicos.
El grado de consolidación alcanzado se puede estimar mediante las
ecuaciones 10. 9, 10.10 y 10.11
– [10.9]

10-16
[10.10]
[10.11]
Donde: U: Grado de consolidación total obtenido.
Uv: Grado de consolidación teórico sin drenes verticales. Se
estima mediante la teoría de la consolidación de Terzaghi.
Ur: Grado de consolidación radial inducido por los drenes
verticales.
Ch: Coeficiente de consolidación horizontal.
t: Tiempo de espera necesario para alcanzar la
consolidación Ur.
μ: Coeficiente adimensional.
D: Separación efectiva entre drenes. Se puede suponer que
D, es el diámetro del círculo que encierra la misma área
que la asignada a cada dren.
d: Diámetro equivalente del dren. En la mayoría de drenes
comerciales se puede suponer de 10 cm.
De requerirse, el proceso de consolidación se puede acelerar,
disminuyendo las separaciones entre drenes D.
10.1.3. Rellenos de bajo peso o aligerados
Los rellenos de bajo peso, son utilizados para limitar los asentamientos,
reducir las cargas que se aplican al suelo de fundación o a las estructuras de
retención, incrementan la resistencia de los terraplenes ante las cargas
sísmicas debido a la reducción de las fuerzas de inercia sísmicas,
incrementando la estabilidad de la estructura, para ello se utilizan materiales
de baja densidad, la cual varía entre 0,16 kN/m3
(1 Lb/pie3
) para geoespumas

10-17
y 10 kN/m3
(65 Lb/pie3
), en el caso de arcillas expansibles y shales, en relación
con los materiales convencionales los cuales tienen densidades del orden de
18 a 22 kN/m3
(115 -140 Lb/pie3
).
En la Tabla 10.4, a título orientativo, se relacionan algunos materiales
aligerados que sirven para rellenos, sin perjuicio de las solicitudes de la
calidad de los materiales utilizados para relleno o terraplenes de las
Especificaciones Generales de Construcción del INVIAS.
Tabla 10.4. Materiales aligerados para rellenos (Modificada del Ground Improvement
Methods, agosto 2006)
MATERIALES DE
RELLENO
RANGO DE DENSIDAD
kN/m3
(Lb/pie3
)
RANGO DE LA
GRAVEDAD ESPECÍFICA
Geoespuma 0,12 – 0,32 (0,75 – 2,009 0,01 – 0,03
Concreto espumado 3,0 – 10,0 (20 – 60) 0,3 – 0,8
Materiales expandidos
(arcillas, shales )
6,0 – 10,5 (37 – 65) 0,6 – 1,0
10.1.3.1. Geoespuma
Según el SCDOT y la FHWA, el vocablo geoespuma es un término genérico que
describe cualquier material espumoso utilizado en aplicaciones geotécnicas.
La geoespuma incluye poliestireno expansible (EPS), poliestireno extruido
(XPS), y espuma con fibra de vidrio (glassfoam – celular glass). Los materiales
con base en geoespuma no sólo son aligerados, sino que también permiten
ser cortados a cualquier tamaño y forma que se requiera para fines de un
proyecto.
El diseño con geoespuma tipo poliestireno expansible (EPS) considera el
análisis de estabilidad externo: el asentamiento, la capacidad de carga y la
estabilidad de taludes, bajo las condiciones de carga del proyecto, el cual se
efectúa mediante procedimientos tradicionales, considerando la distribución
de esfuerzos en un terraplén no homogéneo, requiere además modelar la
geoespuma en condición de resistencia no drenada, lo cual representa cierta
incertidumbre; por lo tanto la NCHRP, recomienda utilizar la resistencia al
corte de la geoespuma como 0,25 de la resistencia a la compresión.

10-18
Se considera también el análisis de estabilidad interna del terraplén, de tal
forma que se asegure que la geoespuma soportará las cargas de la estructura
del pavimento sin compresión inmediata ni posterior. Para este análisis debe
escogerse el tipo de geoespuma EPS, con las propiedades adecuadas para
soportar las cargas del sistema del pavimento y del tráfico, sin asentamientos
excesivos en la superficie. En la Tabla 10.5, se recomiendan los valores
mínimos de los esfuerzos límite elásticos para varias densidades de EPS.
En la Tabla 10.6, se resumen los parámetros de diseño que se requieren
cuando se utiliza geoespuma.
Tabla 10.5. Propiedades elásticas de la geoespuma EPS (Modificada del Ground
Improvement Methods, agosto 2006)
DESIGNACIÓNDEL
MATERIAL
DESIGNACIÓN
ASTM
DENSIDADSECA
DECADABLOQUE
(Lb/pie3
)
ENSAYODE
DENSIDADSECA
DELESPÉCIMEN
(Lb/pie3
)
ESFUERZOLÍMITE
ELÁSTICO
(Lb/pulgada2
)
MÓDULODE
YOUNGINICIAL
TANGENTE
(Lb/pulg2
)
EPS 40 I 1,00 0,90 5,8 580
EPS 50 VIII 1,25 1,15 7,2 725
EPS 70 II 1,50 1,35 10,1 1015
EPS 100 IX 2,00 1,80 14,5 1450
Tabla 10.6. Valores de diseño para de la geoespuma EPS (Modificada del Ground
Improvement Methods, agosto 2006)
DENSIDAD SECA (Lb/pie3
) 1-2
RESISTENCIA A LA COMPRESIÓN Y A LA
FLEXIÓN (Lb/pulg2
)
6 – 14 (varía con la densidad)
MÓDULO DE ELASTICIDAD (Lb/pulg2
) 580 - 1450
CBR (%) 2 - 4
COEFICIENTE DE PRESIÓN LATERAL
El esfuerzo lateral que ejerce la masa
adyacente puede reducirse en una
relación de 0,1 de la presión horizontal
respecto de la presión vertical

10-19
Consideraciones de diseño
 Los bloques de EPS, pueden absorber agua cuando se colocan bajo ella,
después de 10 años, pueden presentar densidades del orden de 4,8 a 6,4
Lb/pie3
, mientras que para el mismo periodo de tiempo, por encima del
agua, tienen densidades de 1,9 a 3,2 Lb/pie3
. Para los análisis de
estabilidad se utilizan los valores de densidad más altos para considera la
absorción de agua.
 Las fuerzas de filtración se deben considerar para los bloques situados
bajo la tabla de agua. Se debe proveer una adecuada cobertura para que
el factor de resistencia de 0,75 se mantenga.
 Como los derivados del petróleo pueden disolver la geoespuma, una
geomembrana o un refuerzo en concreto se pueden utilizar para cubrir los
geobloques en las vías, en caso de derrames accidentales.
 Utilizar taludes planos o con pendiente 2H:1V y una cobertura mínima de
0,30 m. Si se requiere un talud vertical se puede cubrir la cara expuesta de
los bloques con concreto lanzado u otro material que posea protección UV
a largo plazo.
10.1.3.2. Materiales expandidos (arcillas, shales )
Se refieren a materiales de bajo peso, cuya resistencia depende de la
interrelación entre partículas individuales. Estos materiales son agregados
sintéticos generados por el calentamiento de ciertos materiales expansivos a
temperaturas que superan los 1800°F. Durante el proceso los materiales
expansivos, son completamente deshidratados y expandidos; completada la
deshidratación, estos materiales no se rehidratan, bajo condiciones
atmosféricas, por tanto mantienen su forma expandida, estas formas pueden
ser redondeadas, cubicas o sub angulares. Estas partículas son durables,
químicamente inertes y relativamente insensibles a los cambios de humedad,
sin embargo las partículas pueden absorber y retener algo de agua.
Los procedimientos de diseño con materiales expandidos, utilizan métodos
convencionales de la geotecnia para suelos granulares.
En la Tabla 10.7 se resumen las características principales.

10-20
Tabla 10.7. Valores de diseño (Modificada del Ground Improvement Methods, agosto 2006)
DENSIDAD SECA (Lb/pie3
)
Compactada 50 - 65
Suelta 40 - 54
ÁNGULO DE RESISTENCIA AL
CORTE
Compactada 37° - 47°
Suelta 35°
COEFICIENTE DE REACCIÓN DE LA
SUBRASANTE ( Lb/pulg3
)
Compactada 140 - 155
Suelta 33 - 37
PERMEABILIDAD Alta
TAMAÑO (mm) 5 – 25
Para este tipo de materiales, se puede consultar la Norma BS 3797:1990 -
Specification for lightweight aggregates for masonry units and structural
concrete.
Consideraciones de diseño
 Si el material absorbe algo de agua después de su colocación, debe
permanecer sumergido. Muestras compactadas con un contenido de agua
de 8,5 % se han encontrado, después de un año, con un contenido de agua
del 28%. En un largo periodo de tiempo, el contenido de agua estimado
puede estar cerca del 34%.
 Los taludes de los terraplenes pueden ser cubiertos con mínimo 0,9 m. de
cobertura de suelo.
 Utilizar taludes planos o con pendiente de 1,5H:1V para confinar el
material y proveer estabilidad interna.
 Para el cálculo de presiones laterales de tierra, se puede utilizar un ángulo
de resistencia al corte de 35°.

10-21
10.1.4. Columnas
 Columnas de piedra y de grava
Las columnas se forman con piedras u otros materiales que se colocan como
elementos estructurales (como columnas), se compactan utilizando métodos
de vibración similares a los del numeral 10.2, cuya diferencia principal estriba
en la utilización de materiales gruesos para facilitar el llenado de los vacíos
creados por la vibrocompactación.
En el caso de las columnas de grava, se utiliza grava seleccionada, que
contiene tamaños que varían entre 0,25 y 1,5 pulg (6 a 40 mm), las columnas
de roca tienen usualmente diámetros que varían de 1,6 a 2,5 pies (0,5 – 0,75
m) y son espaciadas a distancias de 5 a 10 pies (1,5 a 3 m) entre centros.
Además de las columnas de piedra se pueden emplear columnas de
vibroconcreto y columnas de geotextil.
Las columnas de piedra mejoran la estabilidad de los taludes, incrementan la
capacidad de carga, reducen los asentamientos totales y diferenciales, y
reducen el tiempo para que dichos asentamientos ocurran, mitigan el
potencial de licuación y sirven de drenaje vertical para el flujo de agua
subterránea y la disipación del exceso de presión de poros inducida por
eventos sísmicos.
Las columnas de piedra se construyen mediante vibro reemplazo o vibro
desplazamiento, métodos que se definen en la Tabla 10.8
Para prevenir la tubificación en el suelo circundante a las columnas de piedra
se debe cumplir la relación de la ecuación 10.12
[10.12]
Donde: Ds15: Diámetro del suelo circundante por el cual pasa el 15%.
DG15: Diámetro de la grava por el cual pasa el 15%.
DS85: Diámetro del suelo circundante por el cual pasa el 85%.

10-22
Tabla 10.8. Definiciones de vibro reemplazo o vibro compactación (Modificada del Ground
Improvement Methods, agosto 2006) (SCDOT, 2010)
VIBRO REEMPLAZO
Se refiere a un proceso húmedo, suministrado
desde la parte superior, en el cual se utilizan
inyecciones de agua para facilitar la penetración
del vibrador. Debido a la acción de las
inyecciones, parte del suelo es lavado hacia la
superficie. El suelo es reemplazado por el
material que se utilizará para las columnas.
Este método es utilizado en suelos firmes a
blandos con resistencias al corte no drenadas
de 200 a 1000 pfs y niveles freáticos altos.
VIBRO
DESPLAZAMIENTO
Se refiere a un proceso seco, suministrado
desde la parte superior o inferior. El método de
suministro superior es utilizado para columnas
de piedra cortas, pero para columnas de grava
profundas, y cuando existe posibilidad de
colapso, el método de suministro inferior es
utilizado.
La distribución de tamaños de suelo en el cual se pueden utilizar columnas de
piedra se muestra en la Figura 10.4 y en la Tabla 10.9 en la cual se presenta la
gradación para un proceso de vibro reemplazo.
La grava que se utilice para las columnas deben encontrarse limpias, libre de
materia orgánica.

10-23
Figura 10.4. Rango de tamaños de suelo tratables con vibrocampactación (Ground
Tabla 10.9. Gradación para el proceso de vibro reemplazo piedra (FHWA, 1983)
TAMIZ
(ABERTURA)
PORCENTAJE QUE PASA
ALTERNATIVA
1
ALTERNATIVA
2
ALTERNATIVA
3
ALTERNATIVA
4
4 -- -- 100 --
3,5 -- -- 90 – 100 --
3,0 90 – 100 -- -- --
2,5 -- -- 25 -100 100
2,0 40 – 90 100 -- 65 – 100
1,5 -- -- 0 -60 --
1,0 -- 2 -- 20 – 100
0,75 0 – 10 -- 0 -10 10 – 55
0,5 0 -5 -- 0 - 5 0 - 5

10-24
Se requiere que la arena se encuentre libre de materia orgánica, que sea bien
gradada, el pasante del 200 debe ser menos del 15% y tener un diámetro
promedio de al menos 0,2 mm.
Como las columnas de piedra derivan su resistencia y características de
deformación del suelo circundante, ellas no responden eficientemente en
arcillas muy blandas o turbas con espesor mayor que el diámetro de la
columna.
Los patrones utilizados generalmente forman un hexágono de columnas de
piedra que pueden ser equivalentes a un área circular igual. El cilindro
equivalente de diámetro De que encierra el suelo aferente y la columna de
suelo, es conocida como celda unitaria, como se observa en las Figuras 10.5 y
10.6.
Figura 10.5. Patrón de triángulo equilátero para columnas de piedra (FHWA, 1983)

10-25
Figura 10.6. Idealización de la celda unitaria (FHWA, 1983)
a) Relación del área de reemplazo αs
La relación de área de reemplazo αs define el área del suelo que será
reemplazada por la columna de piedra como una función del área
tributaria de la celda unitaria con respecto al área de la columna de
piedra. Entre más suelo se reemplace en las columnas de grava, mejor es
su efecto. αs, se expresa mediante la ecuación 10.13. Los valores típicos de
αs se encuentran en el rango de 0,10 y 0,40.
[10.13]
Donde: As: Área de la columna de piedra.
A: Área total dentro de la celda unitaria.
b) Espaciamiento y diámetro
Los patrones de ordenamiento pueden ser triangulares, cuadrados o
rectangulares cuya separación puede estar entre 5,0 y 11,5 pies (1,5 y 3,5
m) entre centro y centro de columnas.
σs
σc

10-26
Los diámetros de las columnas de piedra varían entre 1,5 y 4 pies (0,46 y
1,20 m), pero generalmente se encuentran entre 3,0 y 3,5 pies (0,9 a 1,0
m), para el método de instalación en seco, y un poco más grandes para el
método de instalación en húmedo.
c) Relación de esfuerzos
La transferencia de la carga aplicada a las columnas de piedra al suelo,
depende de la rigidez relativa entre la columna y el suelo, además del
espaciamiento y del diámetro de las columnas. Como las columnas de
piedra y el suelo circundante se deforman aproximadamente igual, las
columnas de piedra pueden asumir una porción mayor de la carga que el
suelo. La relación entre los esfuerzos en la columna de piedra y los
esfuerzos del suelo se define de acuerdo con la ecuación 10.14.
[10.14]
Donde: n: Relación de esfuerzos o factor de concentración de
Esfuerzos,
σs: Esfuerzos en la columna de piedra,
σc: Esfuerzos en el suelo circundante.
Los valores de “ ” fluctúan entre 2,0 y 5,0, y teóricamente pueden
incrementarse con el tiempo. En caso de suelos muy débiles y columnas
cuyo espaciamiento es pequeño, se requiere utilizar valores de “ ” altos,
entre 3 y 4; en caso de suelos más fuertes, y si el espaciamiento entre
columnas es amplio, se requieren valores bajos de “ ” entre 2 y 2,5. Para
un diseño preliminar se puede asumir un valor conservador de 2,5.
Los esfuerzos en la columna de piedra y en el suelo circundante para una
celda unitaria se determinan mediante las ecuaciones 10.15 y 10.16.
[10.15]

10-27
[10.16]
Donde: q: Esfuerzo promedio en la celda unitaria.
μs, μc: Factores de concentración de esfuerzos en arcilla.
d) Reducción de asentamientos
Las columnas reducen los asentamientos que se producen a largo plazo en
un suelo blando. El procedimiento de diseño aun no está claramente
establecido, por lo que se sugiere suponer que, utilizando columnas el
asentamiento esperado sin el uso de las columnas SF, queda disminuido
hasta la cantidad SS asentamiento de la cimentación sobre columnas.
Con base en las recomendaciones de Greenwood y Thompson (1984), y de
Braja M. Das, 2004, mediante la Figura 10.7, se puede estimar el
asentamiento Ss conociendo la relación del área de la sección transversal
As de la columna de piedra respecto del área promedio de la cimentación
de la columna AF y la resistencia al corte no drenada cu de la arcilla.
De la Figura 10.7 se obtiene la relación y estimado el asentamiento, sin
el uso de las columnas, se determina el asentamiento probable de la
cimentación construida sobre las columnas Ss.
Figura 10.7. Asentamiento de la cimentación construida sobre columnas de piedra (DAS,
2005)

10-28
Según el criterio de Bachus y Barksdale (1989), el mejoramiento del suelo
debido a las columnas se expresa según la ecuación 10.17
[10.17]
Donde: μc: Factor de concentración de esfuerzos en arcilla (ver
Figura 10.8).
St: Asentamiento del suelo tratado.
S: Asentamiento total del suelo no tratado.
Hughes y otros (1975) plantearon una relación aproximada para
determinar la capacidad de carga admisible de las columnas, la cual se
ilustra mediante la ecuación 10.18.
[10.18]
Donde: FS: Factor de seguridad aproximadamente 1,5 a 2,0.
σ’r: Esfuerzo radial efectivo medido por un presurómetro
≈ u.

10-29
Figura 10.8. Asentamiento de la cimentación construida sobre columnas de piedra (DAS,
2005)
Existen otras técnicas para crear en los suelos blandos columnas de
materiales más resistentes, como son las columnas de grava. Para que las
columnas de grava se comporten adecuadamente el suelo circundante
debe generar suficiente soporte lateral para prevenir las fallas por
abultamiento. Las columnas de grava son de relativo bajo costo, permiten
el reemplazo de fundaciones profundas por fundaciones superficiales. El
tratamiento mediante columnas de grava, suele completarse con una capa
superficial drenante (gravas) que une sus cabezas.
e) Mejoramiento de la resistencia
Según la guía de cimentaciones en obras de carretera del Ministerio de
Fomento Español, las columnas de grava suponen, a corto y a largo plazo,
c c
s s ’ c
c /( ( ’ ) s)

10-30
un refuerzo del terreno, por lo que los cálculos de estabilidad de las
columnas de grava se pueden efectuar con los valores consignados en la
Tabla 10.10.
Tabla 10.10. Relaciones de resistencia de las columnas de grava (MINISTERIO DE FOMENTO
ESPAÑOL, 2004)
PARÁMETRO CORTO PLAZO LARGO PLAZO
Peso unitario*
Ángulo de fricción
Cohesión
FACTOR
ZONA BAJO LA
CARGA
ZONA FUERA DE LA
PROYECCIÓN VERTICAL DE
LA CARGA
X
y
Los subíndices g y s se refieren a las gravas y al suelo respectivamente.
*Bajo el nivel freático los pesos unitarios serán sumergidos
Donde: : Ángulo de fricción interno de las gravas.
: Ángulo de fricción interno del suelo.
su: Resistencia al corte sin drenaje del suelo.
’s: Cohesión efectiva del suelo.
.
=
La carga vertical que rompe a corto plazo una columna de grava es del
siguiente orden de magnitud ≈ d.
Si las columnas de grava se utilizan como elementos portantes, se requiere
efectuar pruebas de carga para conocer su capacidad de soporte real, en
el caso específico.

10-31
En el caso de arcillas blandas y turbas se utilizan columnas de vibro
concreto. En vez de suministrar piedra, se bombea concreto; cemento; cal;
cenizas volantes; aluminio; óxidos de hierro, y silicato sódico,
opcionalmente con agua.
Las columnas de vibro concreto transfieren las cargas en forma similar que
los pilotes movilizando hacia el subsuelo el mejoramiento del suelo. El
proceso de instalación induce mínimas vibraciones al suelo, permite su
instalación en estructuras inmediatamente adyacentes a estructuras
adyacentes. Este es un proceso de desplazamiento en seco, se puede
utilizar a través de estratos de espesor grueso de arcilla blanda y
materiales orgánicos.
Las columnas de geosintético encapsulado consisten en insertar en forma
continua tubos de geotextil de alta resistencia dentro del suelo blando con
un mandril; el tubo de geotextil es luego llenado con arena o con grava
fina para formar la columna. Las columnas de geotextil generalmente
tienen un diámetro de 0,8 m (30 pulgadas); se pueden instalar utilizando
los métodos de reemplazo o de desplazamiento.
10.1.5. Mezcla de suelo
La mezcla de suelo es una técnica (cemento o cal) de mejoramiento del suelo,
en el cual el suelo se mezcla con reactivos a una profundidad específica,
inyectando una lechada de cemento, con el fin de mejorar las propiedades del
suelo en el sitio, sin requerir de excavación o remoción del suelo.
La mezcla de suelo y reactivo puede ser utilizada para una variedad de
aplicaciones, incluyendo soporte en excavaciones, estabilización del suelo,
reducción de asentamientos, soporte para cimentaciones, y mitigación del
potencial de licuación.
En la Tabla 10.11, se presentan los términos genéricos estándar utilizados
para denominar los procedimientos de la técnica. Esos términos genéricos
pueden combinarse en cuatro procesos diferentes como: WRS (Húmedo-
Rotatorio-A lo largo de la perforación), WRE (Húmedo-Rotatorio-Al final de la
perforación), WJE (Húmedo-Alta presión-Al final de la perforación) y DRE
(Seco-Rotatorio- Al final de la perforación).

10-32
Los cuatro procesos definidos se pueden a su vez subdividir en dos grandes
grupos, tal y como se indica en la Tabla 10.12.
Tabla 10.11. Términos genéricos de la mezcla de suelo (Modificada del Ground Improvement
Methods, agosto 2006) (SCDOT, 2010)
MÉTODO/LOCALIZACIÓN TERMINO GENÉRICO
Método de inyección del
reactivo
Húmedo (W) o Seco (D)
Método de mezcla del reactivo
Energía rotatoria (R) o Chorro a
alta presión (J)
Localización de la acción de
mezclado
Al final de la perforación (E) o A
lo largo de la perforación (S)
Tabla 10.12. Grupos de mezcla de suelo (Modificada del Ground Improvement Methods,
agosto 2006) (SCDOT, 2010)
MÉTODO TÉRMINO DEFINICIÓN
Método de
mezcla de suelo
húmedo
WRS,WRE,WJS
Se refiere del desarrollo a gran escala del
mejoramiento de la fundación en
cualquier suelo, en forma húmeda, con
uno o varios barrenos en bloque o en
pared. El reactivo primario es a base de
cemento.
Método de
mezcla seco
DRE
Se refiere al desarrollo de la técnica de
columnas para estabilización de suelos y
reforzamiento de suelos cohesivos, en
forma seca, con un barreno. El reactivo
primario es granular o cal en polvo para
columnas de cal o cemento, o mezcla de
cal y cemento.

10-33
Los métodos de mezcla de suelo húmedo generalmente son utilizados a gran
escala, para mejorar la capacidad de carga de los suelos de fundación, los
usos más comunes son para el control de asentamientos o para mejorar la
resistencia al corte bajo terraplenes, o en suelos susceptibles de licuación. Las
columnas utilizadas para este fin se construyen en forma de cuadrícula o
retícula geométrica.
La mezcla de suelo en seco es utilizada para estabilización o reforzamiento de
suelos blandos y suelos cohesivos, reducen los asentamientos. Las columnas
de mezcla en seco se utilizan para mejorar la resistencia al corte,
incrementando la estabilidad de terraplenes y taludes. Las columnas de cal y
cemento se utilizan para incrementar la estabilidad de las tablestacas,
incrementando la presión pasiva del suelo en el pie del muro; adicionalmente,
la construcción de columnas detrás de los muros o pantallas reduce la presión
lateral que actúa sobre la tablestaca. Estas columnas se construyen utilizando
un patrón cuadriculado.
Los dos métodos usualmente son empleados en proyectos de infraestructura
vial.
La mezcla de suelo se utiliza mejor cuando el subsuelo presenta condición
blanda o suelta y sin obstáculos, a una profundidad no mayor de 100 pies (30
m). Para el empleo de esta técnica se deben determinar los aspectos que se
relacionan en las Tablas 10.13 y 10.14.
Tabla 10.13. Factores químicos favorables (Modificada del Ground Improvement Methods,
agosto 2006) (SCDOT, 2010)
PROPIEDAD VALOR
pH >5
Contenido de humedad
natural
<200 (método seco)
<60 (método seco)
Contenido orgánico <65 (método seco)
Pérdida por ignición <10
Contenido de humus <1
Conductividad eléctrica Ω/

10-34
Tabla 10.14. Propiedades Ingenieriles típicas a mejorar (Modificada del Ground
PROPIEDAD RANGO TÍPICO
Resistencia a la compresión
inconfinada qu
Suelos no cohesivos 29-725 psi
Suelos cohesivos 29 – 435 psi
Conductividad hidráulica k 10-4
– 10-7
cm/s
Módulo de Young (E50)
(Módulo secante en el 50% )
100 – 300 qu
Resistencia a la tensión (mezcla
húmeda)
8% – 14% qu
Relación de Poisson
0,19 – 0,45
Valor típico 0,26
En la Tabla 10.15 se relacionan una serie de directrices a considerar que
aplican a la mezcla y son utilizadas en la práctica.
Tabla 10.15. Directrices a considerar para la mezcla (Modificada del Ground Improvement
Methods, agosto 2006) (SCDOT, 2010)
DIRECTRIZ VALOR
Contenido de reactivo 9,5 – 22,5 pcf
Velocidad de rotación de la
mezcla
20 – 45 rpm
Tasa de penetración 1 yd/min
Relación agua - cemento 0,6 – 1,3 (1,0 es el normal)
En investigaciones japonesas recientes se han desarrollado indicadores del
potencial de eficiencia del proceso de mezcla, que genera el producto in situ
más homogéneo y de mayor resistencia. Esta eficiencia para un sistema
particular se puede expresar en términos de “ ú z ”
T, en el cual se relacionan las características de operación y la inyección de
reactivos, mediante la ecuación 10.19.
[10.19]

10-35
Donde: N: Número de aspas mezcladoras.
Sp, Sw: Velocidad de penetración y retiro (yardas/min).
Rp, Rw:Velocidad de rotación de las aspas durante la penetración
y retiro (rpm).
Wi: Inyección del estabilizador (reactivo) en la penetración
(pcf).
W: Cantidad total de estabilizador (reactivo) (pcf).
T puede ser mayor de 350 para arcillas y encontrarse en un rango entre 400 y
450 para turbas.
 Diseño
La mezcla de suelo se puede diseñar en forma similar a las columnas de
piedra, utilizando el concepto de celda unitaria. La relación de esfuerzos y la
relación del área de reemplazo αs también se utilizan para el diseño, por tanto
se pueden utilizar las ecuaciones 10.6, 10.7, 10.8 y 10.9. Para la reducción de
asentamientos αs presenta un rango de valores entre 0,2 y 0,3 para un patrón
o cuadrado.
La resistencia al corte no drenada τ del suelo estabilizado, corresponde a la
suma de la resistencia al corte de las columnas y del suelo entre las columnas,
y se puede determinar de acuerdo con la ecuación 10.20.
( ) [10.20]
Donde: τf: Resistencia al corte no drenada de la columna de suelo
mezclado.
Cu: Resistencia al corte no drenada del suelo entre columnas.
αs: Relación del área de reemplazo.
En la Figura 10.9 se ilustran algunos de los patrones utilizados para la mezcla
de suelo.

10-36
Figura 10.9. Patrones utilizados para el tratamiento de la mezcla de suelo (Ground
10.1.6. Terraplenes soportados por columnas
La construcción de terraplenes sobre suelos blandos compresibles, crea
numerosos problemas (es decir, asentamientos excesivos, inestabilidad del
terraplén, y largos tiempos de los asentamientos). Estos problemas han
llevado al desarrollo de los métodos de mejoramiento o estabilización del
suelo, mencionados anteriormente en este Capítulo, sin embargo, existen
métodos alternativos para mejoramiento del suelo como son las columnas
para soporte de terraplén (CSE – Column Supported Embankment), que
consisten en primer lugar, en un sistema de columnas para la transferencia de
cargas a un estrato más competente y segundo la transferencia de carga a
una plataforma (LTP – Load Transfer platform), que consiste en una estructura
de concreto o en una capa de suelo reforzada con geosintéticos, como se
ilustra en la Figura 10.10.
Figura 10.10. CSE con geosintético LPT (Ground Improvement Methods, agosto 2

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